[vv_77]

Уважаемые коллеги, помогите разобраться с расчетом на продавливание при незамкнутом контуре поперечного сечения (крайняя колонна) при наличии двух моментов согласно нового СП по железобетону (общий случай).

А именно:
как определить Wb(момент сопротивления контура расчетного сечения) для каждого из 2-х направлений моментов.

Я что-то совсем зациклился и чувствую, скоро будет взрыв мозгов.

Заранее СПАСИБО!

[OlegVR]

Особенно интересна размерность этого момента сопротивления Wb расчетного контура поперечного сечения.
Согласно формулы 6.104 СП:
Mb,ult<Rbt*Wb*h0
[кН*м]<[кН/м^2]*[м^2]*[м],
получается, что Wb=[м^2]. Интересно, к чему бы это. Может, тут что-то связано с погонным метром, но что-то не выходит.

[C1]

Сообщение от OlegVR получается, что Wb=[м^2]. Интересно, к чему бы это.

W определяется для контура толщиной = 1 (безразмерной). Так в СП. И размерности сходятся.

Сообщение от vv_77 как определить Wb(момент сопротивления контура расчетного сечения) для каждого из 2-х направлений моментов.

Для незамкнутого контура из трех участков:
Ibx1 = 0,5*Lx*Ly^2
Ibx2 = Ly^3/12
Ibx = Ibx1+Ibx2
xo = (Lx^2+Lx*Ly)/(2*Lx+Ly)
Iby1 = Lx^3/6+2*Lx*(xo-Lx/2)^2
Iby2 = Ly*(Lx-xo)^2
Iby = Iby1+Iby2
Wbx = 2*(Ibx/Ly)
Wby = min(Iby/xo;Iby/(Lx-xo))

Для незамкнутого контура из двух участков:
xo = (Lx*Ly+0,5*Ly^2)/(Lx+Ly)
yo = (Lx*Ly+0,5*Lx^2)/(Lx+Ly)
Ibx1 = Lx*(Ly-yo)^2
Ibx2 = Ly^3/12+Ly*(yo-Ly/2)^2
Iby1 = Lx^3/12+Lx*(xo-Lx/2)^2
Iby2 = Ly*(Lx-xo)^2
Ibx = Ibx1+Ibx2
Iby = Iby1+Iby2
Wbx = min(Ibx/yo;Ibx/(Ly-yo))
Wby = min(Iby/xo;Iby/(Lx-xo))
(алгоритм из нормкада)

[Дмитрий]

Сообщение от OlegVR получается, что Wb=[м^2]. Интересно, к чему бы это. Может, тут что-то связано с погонным метром, но что-то не выходит.

Там момент сопротивления определяется для вертикального сечения, т.е. та величина, что в м2 еще умножается на ho и все получается нормально.

Сообщение от vv_77 Уважаемые коллеги, помогите разобраться с расчетом на продавливание при незамкнутом контуре поперечного сечения (крайняя колонна) при наличии двух моментов согласно нового СП по железобетону (общий случай).

Если говорить про совсем общий случай, то алгоритм такой: определяем момент инерции линий расчетного контура (как для прямоугольников у которых b=1, отсюда выражения типа L^3/12), относительно осей, проходящих через центр тяжести линий контура, затем делим на максимальные расстояния до ц.т.

[p_sh]

у меня по поводу расчетного контура вызывает вопрос такой момент:
ЯТД происходит двухкратный учет угловых зон. Возможно торможу, но предполагаю, что при вычислении W следует вычислять его для фигур по варианту А, а не как в СП - по варианту Б
[ATTACH]1161453149.JPG[/ATTACH]

[An2]

удвоения нет, т.к. ширина расчетного периметра условная (1), если я правильно понял Вас )
а вообще дело мутное с продавливанием плит при одновременном действии момента. На западе в этом вопросе до сих пор копаются ) и накопали не так много. в европе его учитывают коэф. для упрощения например 1,5 для средних колонн и 1,6 для крайних, в америке (откуда растут ноги этой формулы сп) учитывают коэф. зависящими от моментов инерции расчетных контуров.

[p_sh]

Сообщение от An2 удвоения нет, т.к. ширина расчетного периметра условная (1), если я правильно понял Вас )

да действительно нет. (утро вечера мудренее). Против подхода вычисления W по левым рисункам, подход в СП (правый) даже идет в некоторый запас...
[ATTACH]1161486653.JPG[/ATTACH]

[Дмитрий]

Чето какие-то рисунки кривые
На самом деле расчетный контур выглядет так (см рис.)
А про то какие положения по учету моментов там приняты, кажись, все доступно написано в своде правил...
[ATTACH]1161497990.gif[/ATTACH]

[p_sh]

Сообщение от Дмитрий На самом деле расчетный контур выглядет так (см рис.) [ATTACH]1161497990.gif[/ATTACH]

но потом то домножаем на высоту ho (а я предубежден что на ширину величиной ho).... поэтому так и изображаю "окончательную" площадь продавливания...

[Дмитрий]

Сообщение от p_sh но потом то домножаем на высоту ho (а я предубежден что на ширину величиной ho).... поэтому так и изображаю "окончательную" площадь продавливания...

Грани расчетного контура продавливания (по которым действуют касательные напряжения) перпендикулярны плоскости плиты, поэтому ho - это высота а не ширина.

[C1]

Сообщение от Дмитрий Грани расчетного контура продавливания (по которым действуют касательные напряжения) перпендикулярны плоскости плиты

Грани расчетных сечений при расчете продавливания под углом 45 град к плоскости плиты.

[Дмитрий]

Сообщение от C1 Грани расчетных сечений при расчете продавливания под углом 45 град к плоскости плиты.

В методике СП они приняты именно вертикальными, проходящими через середину наклонного сечения (проведенного под 45 град от контура приложения нагрузки, т.е. на расстоянии ho/2)

[C1]

Сообщение от Дмитрий В методике СП они приняты именно вертикальными, проходящими через середину наклонного сечения (проведенного под 45 град от контура приложения нагрузки, т.е. на расстоянии ho/2)

Да, похоже я ошибся. В СП привычную призму продавливания заменили поперечным сечением.

[Дмитрий]

Ну, призма по-сути никуда не делась, вертикальные грани просто более наглядны при вычислении всяких там моментов инерции и эксцентриситетов

[p_sh]

Сообщение от Дмитрий Ну, призма по-сути никуда не делась, вертикальные грани просто более наглядны при вычислении всяких там моментов инерции и эксцентриситетов

Вот и я про это. Контур -это математическая идеализация, а то при фактическом продавливании по вертикальным граням, всякая постановка поперечной арматуры была бы бессмысленной

[vv_77]

Сообщение от C1 Для незамкнутого контура из трех участков: Ibx1 = 0,5*Lx*Ly^2 Ibx2 = Ly^3/12 Ibx = Ibx1+Ibx2 xo = (Lx^2+Lx*Ly)/(2*Lx+Ly) Iby1 = Lx^3/6+2*Lx*(xo-Lx/2)^2 Iby2 = Ly*(Lx-xo)^2 Iby = Iby1+Iby2 Wbx = 2*(Ibx/Ly) Wby = min(Iby/xo;Iby/(Lx-xo)) (алгоритм из нормкада)

Картина проясняется, но вопросы остаются:
Мне кажется, если строго следовать математике, то для вычисления моментов инерции Ibx1 и Iby2 в вышеприведенные формулы надо добавить слагаемые :
2*(Lx*1^3/2) и 2*(Ly*1^3/12).
Умышленно ли они были опущены разработчиками нормкада?
Мы же оперируем не нулевой, а единичной толщиной границы контура продавливания.
Поправьте, если я ошибаюсь.

[p_sh]

Сообщение от vv_77 Мне кажется, если строго следовать математике

тогда следует умножить всё и на нулевую толщину контура. ...

[vv_77]

Сообщение от p_sh Сообщение от vv_77 Мне кажется, если строго следовать математике тогда следует умножить всё и на нулевую толщину контура. ...

Вот именно!!! Толщина контура у нас ненулевая!!! А единичная!
Хотя, справедливости ради следует отметить, что численная величина моих слагаемых сравнительно невелика и ими можно пренебречь "в запас", как , видимо, и сделали авторы нормкада.


Вот, быстренько набрасал в экселе расчетик.
Предлагаю проверить, так как сомнения меня все равно гложут.
[ATTACH]1161607442.rar[/ATTACH]

[p_sh]

Сообщение от vv_77 Вот именно!!! Толщина контура у нас ненулевая!!! А единичная!

например, когда говорим о распределенной моментной нагрузке то её единица измерения [Тм/м] т.е [Т] ????
т.е на 1 м...
...
Здесь стоит сделать минуту гробового молчания :evil:
...

Сообщение от vv_77 Хотя, справедливости ради следует отметить, что численная величина моих слагаемых сравнительно невелика и ими можно пренебречь "в запас", как , видимо, и сделали авторы нормкада.

вообще то величина приличная и её вклад тем больше чем меньше размер контура..
авторы нормкада не искали ошибок в алгоритме, а зафигачили строго по первоисточнику...

Сообщение от vv_77 Вот, быстренько набрасал в экселе расчетик. Предлагаю проверить, так как сомнения меня все равно гложут. [ATTACH]1161607442.rar[/ATTACH]

и перепутали условия 6.117 6.118 и 6.119 6.120 соответственно

вообще полезно сделать такой расчет в экселе - начинаешь лучше понимать что к чему (я тоже сделал пока разбирался)

[p_sh]

Сообщение от vv_77 Сообщение от C1 Для незамкнутого контура из трех участков: Ibx1 = 0,5*Lx*Ly^2 Ibx2 = Ly^3/12 Ibx = Ibx1+Ibx2 xo = (Lx^2+Lx*Ly)/(2*Lx+Ly) Iby1 = Lx^3/6+2*Lx*(xo-Lx/2)^2 Iby2 = Ly*(Lx-xo)^2 Iby = Iby1+Iby2 Wbx = 2*(Ibx/Ly) Wby = min(Iby/xo;Iby/(Lx-xo)) (алгоритм из нормкада)

оказывается и здесь перепутано %)

[C1]

Просто оси X и Y поменялись местами. На результат это не влияет, если вводить моменты в соответствии с осями.

[vv_77]

Все, разобрался окончательно. Всем спасибо!

Моя ошибка была в том, что пытался разобраться по пособию к СП, а там, извиняюсь, лажа. Открыл сам СП и все сразу встало на свои места.

[p_sh]

Сообщение от C1 Для незамкнутого контура из трех участков: Ibx1 = 0,5*Lx*Ly^2 Ibx2 = Ly^3/12 Ibx = Ibx1+Ibx2 xo = (Lx^2+Lx*Ly)/(2*Lx+Ly) Iby1 = Lx^3/6+2*Lx*(xo-Lx/2)^2 Iby2 = Ly*(Lx-xo)^2 Iby = Iby1+Iby2 Wbx = 2*(Ibx/Ly) Wby = min(Iby/xo;Iby/(Lx-xo)) (алгоритм из нормкада)

не всё в данном алгоритме гладко - например Lx и Ly... каша какая-то
надо было и их местами менять местами

[Lamer Inc..]

Ув. p_sh!

Успели ли Вы посмотреть расчет СНБ на продавливание?

[p_sh]

к сожалению еще нет. но есть предубеждение что несущая способность выше чем по СП......
1. ширина пирамиды продавливания больше 1,5ho против ho в СП.
2. при превышении значений соотношения размеров контура выполняется суммирование несущих способностей зон продавливания и среза по п7.2.1.2 (здесь только предубеждение .т.к. расчет оличен от СНиПа)
таким образом несущая способность получается выше


хотя следует тщательнее подойти к этому вопросу (но времени нет)

[C1]

Сообщение от p_sh не всё в данном алгоритме гладко - например Lx и Ly... каша какая-то надо было и их местами менять местами

Каша в СП, там местами Wx=Ix/y, местами Wx=Ix/x.

[p_sh]

и в самом деле ...
нет никаких слов б..
ну ниижб...ну выдал...

[Дмитрий]

Сообщение от p_sh нет никаких слов б.. ну ниижб...ну выдал...

Я когда разбирался с этим расчетом, никаких ошибок в тексте не заметил, в каких-то электронных копиях - может быть...

Сообщение от p_sh не всё в данном алгоритме гладко - например Lx и Ly... каша какая-то надо было и их местами менять местами

На самом деле там все нормально, просто надо разобраться на трезвую голову, а не изобретать "недостающие части"

[p_sh]

смотрю по ИС кодекс
для случая по рис. 6.12в - незамкнутый из трех частей.
условие 6.122
оригинал - Wby=2Iby/Lx
- и вроде всё нормально, но если бы Iby не был фактически равен Ibx по условиям 6.119 и 6.120.

поэтому
условие 6.122 следует читать так
Wbх=2Ibх/Lу (где Ibх вычислен по условиям 6.119 и 6.120)
в общем абзац...

[p_sh]

для случая 6.12 б (из двух частей)
по моей версии СП следует в условиях 6.124-6.127 в правой части х заменить на у и наоборот

в условиях 6.128-6.129 в правой части и в числителях левой части х заменить на у и наоборот
[ATTACH]1161763865.JPG[/ATTACH]

[Structural Eng]

Предлагаю ознакомиться с моим алгоритмом расчета на продавливание по последним нормам (выполнено в Excel). Здесь два варианта расчета: подбор армирования для центральной квадратной колонны и проверки по заданному армированию для всех трех случаев для прямоугольных колонн. Синим цветом обозначены данные, вводимые пользователем.
[ATTACH]1161765113.zip[/ATTACH]

[p_sh]

заливаю свой вариант + строгий по СП (т.е. с его ошибками)
[ATTACH]1161772015.rar[/ATTACH]

[Дмитрий]

p_sh

Итак, в общем случае: Wbx(y)=Ibx(y)/y(x)

Для замкнутого контура:
Ibx(y)=Ibx(y)1+Ibx(y)2=2*Lx(y)^3/12+2*Ly(x)*(0.5*Lx(y))^2=
=Lx(y)^3/6+0.5*Ly(x)*Lx(y)^2

Пока понятно что откуда?

[p_sh]

Дмитрий
предельно. - на уровне 1 курса ПГС.

однако даже следуя принятым обозначениям и определению момента инерции вокруг оси, а не по её направлению(как принято в СП), условие 6.122 должно (в принятых обозначениях условий 6.112-6.129 ) выглядеть следующим образом
Wby=2Iby/Ly.

Кроме условия 6.122 В остальных условия можно закрыть глаза на то что момент инерции и сопротивления расчитан по направлению оси, т.к. количественно верно.
[ATTACH]1161770951.JPG[/ATTACH]

[Дмитрий]

Сообщение от p_sh условие 6.122 должно (в принятых обозначениях условий 6.112-6.129 ) выглядеть следующим образом Wby=2Iby/L[b]y[b]

Безусловно, насчет 6.122 Вы правы. Остальное - просто особенности обозначения.

[vv_77]

Предлагаю на обсуждение свои выводы. Частично они уже были озвучены выше.
Итак, в СП следует исправить следующие ошибки в формулах (иначе придется переписывать книги по сопромату).

(6.114) вместо Wbx(y)=Ibx(y)/(Lx(y)/2) должно быть: Wbx(y)=Ibx(y)/(Lу(x)/2)

(6/115) вместо Wbx(y)=(Lx(y)Ly(x)+1/3*(Lx(y))^2) должно быть: Wbx(y)=((Lx(y))^3)/(3*Ly(x))+(Lx(y))^2

(6.121) вместо Wbx=Ibx/xo и Wbx=Ibx/(Lx-xo) должно быть: Wby=Iby/xo и Wby=Iby/(Lx-xo)

(6.122) вместо Wby=2*Iby/Lx должно быть: Wbx=2*Ibx/Ly

(6.128) вместо Wbx=Ibx/xo и Wbx=Ibx/(Lx-xo) должно быть: Wbx=Ibx/yo и Wbx=Ibx/(Ly-yo)

(6/129) вместо Wby=Iby/yo и Wby=Iby/(Ly-yo) должно быть: Wby=Iby/xo и Wby=Iby/(Lx-xo)

Вобщем, единственная правильная формула в части определения W, это (6.109).
А теперь можете закидать меня камнями

[p_sh]

моё мнение такое
воплощено здесь http://dwg.ru/forum/attach_zip/1161772015.rar
математически корректно ----------- по СП
Mbx.ult=Rbt*Wbу*ho (6.104)----Mbx.ult=Rbt*Wbх*ho (6.104)
Iby1=Lx^3/6 (6.112)---Ibx1=Lx^3/6 (6.112)
Iby2=0,5LyLx^2 (6.113)---Ibx2=0,5LуLx^2 (6.113)
Wby=2*Iby/Lx (6.114)---Wbx=2*Ibx/Lx (6.114)
....
Wbх=2Lbx/Ly (6.122)---Wby=2Lby/Lx (6.122) трагическая ошибка в СП
....
и тд

[Дмитрий]

vv_77
В сопромате принято писать так: Mx/Wx<R, где Mx - момент относительно оси OX, Wx=Ix/yx, где Ix- момент инерции относительно той же оси .
В СП моменты обозначены по плоскости их действия, т.е. Mx - это не момент относительно оси OX, а момент, действующий в плоскости XOY, аналогично My - момент в плоскости YOZ. Соответственно, чтобы сохранить ту же форму записи (Mx/Wx), момент инерции подразумевается тоже в плоскости, а не относительно оси.

[vv_77]

Дмитрий

Обратите внимание на формулу (6.109)
Классика сопромата, придраться не к чему.
Почему же потом все обозначения вдруг переворачиваются с ног на голову без предупреждения и в произвольном порядке?

Вы не видите противоречия?

Но даже если согласиться с обозначениями авторов, то тогда получается, что все равно неверны формулы 6.109 и 6.122 как минимум.

[p_sh]

Сообщение от vv_77 Дмитрий Почему же потом все обозначения вдруг переворачиваются с ног на голову без предупреждения и в произвольном порядке?

студент, который набирал текст СП, пошутил, но шутка до конца не удалась... (6.122)
другого вменяемого объяснения не вижу...

[vv_77]

Кстати, интересно, а какие алгоритмы заложили разработчики расчетных программ в свои продукты? Учитывая сертификацию они должны были строго следовать формулам СП, а не требованиям здравого смысла.

С нормкадом уже все ясно.

[DTab]

Сообщение от vv_77 С нормкадом уже все ясно.

А что с норм кадом? ну врет он при расчете на продавливание в двух местах. Надо это учесть при расчете и все . Кстати и скад офис при продавливании тоже приверает слегка.

[C1]

Сообщение от vv_77 Кстати, интересно, а какие алгоритмы заложили разработчики расчетных программ в свои продукты? Учитывая сертификацию они должны были строго следовать формулам СП, а не требованиям здравого смысла. С нормкадом уже все ясно.

А что ясно с нормкадом? Там ошибки при определении W нет. В нормативных документах иногда встречаются ошибки и опечатки. Одни формулулы противоречат другим. В нормкаде за основу взята естественная формула Wx=Ix/y. И глупо было бы копировать все ошибки СП.

[Разработчик]

vv_77

Кстати, интересно, а какие алгоритмы заложили разработчики расчетных программ в свои продукты? Учитывая сертификацию они должны были строго следовать формулам СП, а не требованиям здравого смысла.

Разработчики расчетных программ не могут "строго следовать формулам СП", т.к. те формулы о которых вы тут трындите - подробно расписанные частные случаи из которых каш... тьфу, программы не сваришь. Чтобы программа была сколько-нибудь универсальной разработчики, руководствуясь "требованиями здравого смысла", берут из СНиПов/СП основные принципы того или иного расчета и строят на базе этих принципов собственные алгоритмы, позволяющие решать более или менее широкий круг задач. Так что ошибки в формулах, расписывающих частные случаи остались просто незамеченными, как в той курсовой: "а подшипники поставим деревянные - все равно до этого места никто читать не будет"

[Structural Eng]

Все формулы из СП по определению геометрических характеристик можно проверить обычными сопроматовскими методами. Рассматривается некая "коробка" без дна и крышки в одном случае, и, вдобавок, без одной и двух стенок в остальных высотой условно 1м, проекции этих "коробок" на плоскость плиты обозначены поз.2 на рис. 6.12,6.14. Пользуясь основными формулами сопромата определяются геометрические характеристики этих коробок относительно осей, обозначенных на тех же рисунках.
В формуле 6.122 ошибка-вместо Lх должна быть Ly.
Еще одна ошибка, относимая к данному расчету-на рис. 6.14 графически изображен шаг sw, но это не тот же шаг sw из ф-лы 6.102!!

[p_sh]

также часто возникает следующая проблема
http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=248&start=90
пост 101

Коллеги, при выполнении обсуждаемого расчета (по любым нормам) довольно часто, по желанию уважаемых коллег-смежников, возникает следующая проблема: в зоне продавливания устраиваются пропуски коммуникаций, чем нарушается непрерывность контура продавливания. Безусловно не составляет большой сложности учет данных разрывов в определении периметра продавливания, моментов его сопротивления и прочих вычисляемых величин. - Проблема состоит вот в чем: какую величину разрыва следует учитывать в расчете если размер отверстия равен Х[см]. А также какие возможны варианты положения этих отверстий и т.п.... [ATTACH]1162005148.GIF[/ATTACH]

решена ли она в какой нибудь программе, и главное, есть ли там (в справке) ответ на поставленый вопрос?

[Sinuss]

p_sh

решена ли она в какой нибудь программе, и главное, есть ли там (в справке) ответ на поставленый вопрос?

Расписано в ЕС2.

[vv_77]

Сообщение от Разработчик Разработчики расчетных программ не могут "строго следовать формулам СП", т.к. те формулы о которых вы тут трындите - подробно расписанные частные случаи из которых каш... тьфу, программы не сваришь. Чтобы программа была сколько-нибудь универсальной разработчики, руководствуясь "требованиями здравого смысла", берут из СНиПов/СП основные принципы того или иного расчета и строят на базе этих принципов собственные алгоритмы, позволяющие решать более или менее широкий круг задач. Так что ошибки в формулах, расписывающих частные случаи остались просто незамеченными, как в той курсовой: "а подшипники поставим деревянные - все равно до этого места никто читать не будет"

Я, конечно, так и думал. Но просто хотелось удостовериться, что все Разработчики думают так же. [sm200]

Сообщение от DTab А что с норм кадом? ну врет он при расчете на продавливание в двух местах. Надо это учесть при расчете и все . Кстати и скад офис при продавливании тоже приверает слегка.

К сожалению (или к счастью) не пользуюсь ни тем ни другим, поэтому прокомментировать не могу. Но замечание весьма интересное.

[C1]

Сообщение от DTab А что с норм кадом? ну врет он при расчете на продавливание в двух местах. Надо это учесть при расчете и все.

В каких двух местах и в какой версии? Возможно это уже исправлено.

[DTab]

Сообщение от C1 Сообщение от DTab А что с норм кадом? ну врет он при расчете на продавливание в двух местах. Надо это учесть при расчете и все. В каких двух местах и в какой версии? Возможно это уже исправлено.

в основном при учете моментов.
во всяком случае пару месяцев назад. может с тех пор все изменилось?

[vv_77]

ОБРАТИТЕ ВНИМАНИЕ!!!

Случайно нашел еще одну ошибку в СП:

формула (6.120)
вместо Iby2=((Ly)^2)/12 должно быть: Iby2=((Ly)^3)/12

Заседание продолжается, господа присяжные заседатели

[C1]

Сообщение от DTab в основном при учете моментов.

А файлы с расчетом нельзя ли выложить?

Сообщение от DTab во всяком случае пару месяцев назад. может с тех пор все изменилось?

За пару месяцев в этом расчете ничего не изменилось. Но летом было одно исправление.

[C1]

Сообщение от vv_77 ОБРАТИТЕ ВНИМАНИЕ!!! Случайно нашел еще одну ошибку в СП: формула (6.120) вместо Iby2=((Ly)^2)/12 должно быть: Iby2=((Ly)^3)/12

В бумажном оф. издании СП этой ошибки нет.

[DTab]

Сообщение от C1 А файлы с расчетом нельзя ли выложить?

Если найду конечео, что мало вероятно (не потому что жалко, а просто уже не помню где :? .).

[C1]

Сообщение от DTab Если найду конечео, что мало вероятно (не потому что жалко, а просто уже не помню где :? .).

Вероятнее всего у Вас старая необновленная версия. Но может быть что-то и нашли новое.

[SHURF]

to p_sh

Добрый день!
Посмотрел ваши выкладки вроде всё корректно на перекрёстке логики и СП, но мне кажется, что после расчёта по 6.12в следуя вашей ссылке (у вас в скобках написано см. совместно с 6.12а второй вариант) идём на 6.12а и там уже
для расчёта Iby1=Lx^3/6 (6.112) надо использовать Ibу1=Lx^3/6+2Lx(xo-Lx/2)^2 (6.117)
а вот для Iby2=0,5LyLx^2 (6.113) написать Ibу2=Lу(Lx-хо)^2 + Lу хо^2.
Поправьте если я не прав.
Я всё это к чему, что истина где-то рядом. Конечно мои высказывания относятся к случаю 6.12а только в связке в 6.12в.

[p_sh]

вообще говоря там еще следует учесть эксцентричность приложения внешней силы - она или добавляет момента или уменьшает его

[p_sh]

SHURF

вот учет дополнительного момента от эксцентричности контура относительно центра колонны (приложения силы) в случаях "б" и "в"
[ATTACH]1171483039.rar[/ATTACH]

ps/ есть в алгоритме еще один запас - на счет момента, но я пока не доконца разобрался что к чему поэтому учитываю моменты обоих направлений в оговоренном объеме, без уменьшения одного из них до значения суммы моментов не превышаюшей и т.д..

[p_sh]

коллеги реанимирую старую тему вот по какому вопросу:
1.
по пособию к СП соотношение Mloc/Mult принимается не более чем F/Fult.
т.е. при несущей способности по нормальной силе большей в 2 раза чем действующая на площадку сила "сечение" может быть загружено любым "сколь угодно большим" моментом.

однако в самом СП
п. 6.2.46
"При действии сосредоточенных моментов и силы в условиях прочности соотношение между действующими сосредоточенными моментами М , учитываемыми при продавливании, и предельными Mult принимают не более соотношения между действующим сосредоточенным усилием F и предельным Fult ..".

т.е. здесь читаю как: в каждом направлении учет производится не зависимо.
какие соображения??

пособие - пособием...

[p_sh]

Вот еще какой вопрос по данному вопросу не дает спокойно к нему относиться:

Сообщение от СП 52-101 п. 6.2.46 При действии момента Мloc в месте приложения сосредоточенной нагрузки половину этого момента учитывают при расчете на продавливание, а другую половину учитывают при расчете по нормальным сечениям

из этого следует:

1. Фактический момент определенный по упругой расчетной схеме, в примыкающей к колонне плите, по нормальному сечению, следует делить на 2. ?? т.е. получаемое по РС армирование несколько с запасом против требуемого??

дальше хуже:

1. если Мloc достаточно велик чтобы быть полностью учтенным в расчете на продавливание (исходя из соотношения F/Fult>M/Mult) то его оставшаяся часть должна быть учтена в расчете плиты по нормальному сечению???
2. если на эту оставшуюся часть следует "забить" то исходя из условия равновесия системы этот момент должен перераспределится на пролетные и опорные моменты системы, что требует увеличения их армирования.

[Дмитрий]

p_sh
А что Вас так это смущает?
Ведь рассматриваемый узел колонна-плита работает в условиях трехмерного напряженного состояния, которое, в полной мере не учитывает ни расчет по нормальному сечению, ни расчет на продавливание. Отсюда и упомянутые условности...
1. Определяем изгибающий момент, приходящийся на плиту - сумма моментов в сечениях колонны сверху и снизу. В расчете на продавливание участвует только половина этого момента. В расчете плиты по нормальному сечению, наверное его вам делает программа, этот момент, надо полагать, учитывается полностью (прога-то ведь не подозревает, что половина его воспринимается поперечным сечением).
2. В условии прочности слагаемые вида Mx/Mx,ult и My/My,ult принимаются не более F/Fult. Куда девается в случае превышения часть изгибающего момента - не знаю, наверное, действительно, воспринимается нормальным сечением плиты, потому его, наверное, все-таки лучше расчитывать на полную величину момента, если конечно, все это делать "врукопашную". Другой вопрос как там считают программы и насколько это хотя бы приблизительно увязано с представлениями об этом в СП, не знаю, впрочем, скорее всего, никаких "нормальных сечений шириной в сторону колонны + ho" там и в помине нет.

[p_sh]

это у меня из области неоправданных опасений.

Конечно меня не смущает, что прога рассчитывает продольную арматуру на весь момент (не жалко чужого), тем более зная об этом уверенности прибавляется.
Мои сомнения лишь в том чтобы "лишний" (не учтитываемый в расчете) момент не распределялся куда ему не следует, если это вдруг происходит без нашего на то желания. - так сказать особенности работы узла.

[Дмитрий]

Сообщение от p_sh Мои сомнения лишь в том чтобы "лишний" (не учтитываемый в расчете) момент не распределялся куда ему не следует, если это вдруг происходит без нашего на то желания

Я не думаю, что такая ситуация (с превышением соотношений M над F) сколь-нибудь типична и тут скорее следует задуматься над правильностью таких исходных данных и расчетной схемы, из которой оные получены...

[p_sh]

например перекрытие с сеткой колонн 6*6м толщиной 0,25м, нагрузка 1,6т/м2
Крайняя колонна сечением 400*400м (случай по рис 6.12в)


-нормальная сила в узле 1552(по расчетной схеме) N=514,8-220,4=294,4 кН
-момент в узле 1552(по расчетной схеме) Mх=66,6+42,4=109 кН (+ учет эксцентриситета контура 28,4 кНм)
-к расчету на продавливание Мх=Mloc=68,7 кНм

Lx=0.61м
Lн=0.61м

с такими размерами контура (при Asw=1.57 cм2 (3d8 A-I) и Sw=0.1м)
Предельный изгибающий момент, который может быть воспринят поперечной арматурой Msw.х.ult с учетом ограничений по сумме (Mb.ult+Msw.х.ult)<=2Mb.ult составляет 41.0 кНм

при этом соотношение F/(Fb.ult+Fsw.ult)=0,365
_____________________M/(Mb.ult+Msw.ult)=68,7/(2*41)=0,84

т.е. соотношение по нормальной силе выгоднее -> доля неучтенного момента значительная.
[ATTACH]1176887584.rar[/ATTACH]

[Дмитрий]

Сообщение от p_sh момент в узле 1552(по расчетной схеме) Mх=66,6+42,4=109 кН (+ учет эксцентриситета контура 28,4 кНм)

Внимание, правильный ответ: Mx=-66.6+42.4=-24.2 кН*м ну и плюс эксцентриситет со своим знаком

[Structural Eng]

Сообщение от Дмитрий Сообщение от p_sh момент в узле 1552(по расчетной схеме) Mх=66,6+42,4=109 кН (+ учет эксцентриситета контура 28,4 кНм) Внимание, правильный ответ: Mx=-66.6+42.4=-24.2 кН*м ну и плюс эксцентриситет со своим знаком

Вы уверены? Поддержу Вашего оппонента-при наличии на эпюре моментов колонны "разнозначного скачка" в месте сопряжения с плитой моменты в сечениях колонны выше и ниже плиты имеют одинаковое направление, т.е. один знак-плюс или минус. Mloc-это скачок моментов в колонне.

[Дмитрий]

Сообщение от Structural Eng Поддержу Вашего оппонента-при наличии на эпюре моментов колонны "разнозначного скачка" в месте сопряжения с плитой моменты в сечениях колонны выше и ниже плиты имеют одинаковое направление, т.е. один знак-плюс или минус

Вы уверены?

[p_sh]

Сообщение от Дмитрий Вы уверены?

Дык.
момент "создает" плита - всё остальное ей сопротивляется.

[Structural Eng]

Вы уверены?[/quote]

Набросал эскиз к моим рассуждениям
[ATTACH]1176904374.jpg[/ATTACH]

[DTab]

Вы уверины? --- НИ ЧЕГО СЕБЕ ЭХО, как в горах.

[OlegM]

По пособию моменты складываются и делятся попалам
Похоже должно проходить.
:?
[ATTACH]1176918924.rar[/ATTACH]

[An2]

Об учете моментов на продавливание.
При разработке новых норм делалась попытка гармонизации их с еврокодом и американскими нормами...и естественно учесть важное обсоятельство - действие моментов на площадке приложения продавливающего усилия.
немного об истории...первоначально все нормы, в том числе и наши, основывались на результатах испытаний при симметричном продавливании, т.е. при центальном приложении продавливающей силы, затем американец О.Мое (типа нашего Залесова в ихнем АСI), а немного ранее еще какой то американец после, предложили расчетную модель, основанную на экс. данных по продавливанию промежуточных узлов колонна-плита. Без существенных изменений она существует и поныне. Заключается она в следующем - несбалансированный момент вызывает касательные напряжения в условном сечении (расчетном периметре продавливания), которые ссумируются с касательными напряжениями от вертикальных сил, но не в прямой зависимости, а через импирический коэффициент (бетта), который зависит от геометрии расчетного периметра. В еврокоде модель О.Мое несколько модифицированна. В СП принят тот же подход, но предложено ограничить величину момента, как я понимаю, поскольку в противном случае существующие перекрытия должны уже просто лежать.
Но существует и другой подход к расчету узлов на продавливание с моментами, на мой взгляд более правильный, не так давно один исследователь собрал и обобщил данные о прочности КРАЙНИХ и УГЛОВЫХ узлов (напомню что расчетная модель выведена по данным на промежуточных узлах) и предложил собственную модель в корне отличающуюся от О.Мое и основанную на расчете на действие изгибающего момента. Похожие инсинуации я тоже сделал и сравнил с СП, результат кажется меня успокоил, СП считала в запас. Но вопрос на мой взгляд очень сырой, надо бы поизуачть.

[p_sh]

к вопросу о понимании абзаца пункта.

Сообщение от СП52-101-2003 п.6.2.46 При действии момента M_loc в месте приложения сосредоточенной нагрузки половину этого момента учитывают при расчете на продавливание, а другую половину учитывают при расчете по нормальным сечениям по ширине сечения, включающего ширину площадки передачи нагрузки и высоту сечения плоского элемента по обе стороны от площадки передачи нагрузки.

считаю что для сохранения равновесия в узле следует понимать как: одна половина моя, другая половина наша. Т.е для особо педантичных решений следует при определении продольной арматуры в плите при расчете по нормальному сечению усилия брать как М_в плите=М_в узле-М(учтенный в расчете на продавливание)

[An2]

следуя такой логике при нулевых моментах в колоннах армирование плиты над колонной не требуется!

нет не правильно Вы поняли. Мухи отдельно, котлеты отдельно..в расчете на продавливание по СП учитывают 1/2 несбалансированного момента, а в расчете по нормальному сечению - изгибающий момент в плите.

[p_sh]

конечно. в данном случае речь не про общий случай, а о случае расположения колонны на краю/углу плиты, когда моментам колонны обязаны именно плите. (плита поворачивает колонны)
хотя и такое объяснение можно не так понять

видимо всё относительно...

[RomanM]

Вернусь к обсуждению темы

никак не могу разобраться в одной вещи: при определении момента инерции участков единичного контура продавливания перпендикулярных направлению действия момента по СП как будто бы потеряно одно слогаемое.
Я так понимаю что момент инерции этого участка контура относительно оси Х (см. рис.) равен сумме момента инерции относительно ц.т. участка (ось Х1) и произведения площади участка на квадрат расстояния до оси Х.
В СП же учтено только второе слагаемое.

С моментами инерции участков контура параллельными оси У все впорядке.

Поясните в чем тут собака зарылась.
[ATTACH]1181671299.jpg[/ATTACH]

[Дмитрий]

Сообщение от RomanM никак не могу разобраться в одной вещи: при определении момента инерции участков единичного контура продавливания перпендикулярных направлению действия момента по СП как будто бы потеряно одно слогаемое.

Сообщение от RomanM Я так понимаю что момент инерции этого участка контура относительно оси Х (см. рис.) равен сумме момента инерции относительно ц.т. участка (ось Х1) и произведения площади участка на квадрат расстояния до оси Х.

Слагаемое Lx/12 видимо не учитывается ввиду малости. Вообще, насколько я понимаю, стороны контура продавливания как бы не имеют ширины (которая формально принята 1) в горизонтальной плоскости.
[ATTACH]1181717867.jpg[/ATTACH]

[RomanM]

ОК пусть Lx/12 идет в запас -хуже не будет.

Другой вопрос: считаю на продавливание плиту у крайней колонны. При определении момента от эксцентриситета Eo ц.т. контура продавливания относительно точки приложения нагрузки N получается, что этот момент компенсирует внешний момент в узле.
Осмыслить это получается с трудом, но цыфирь именно такая.
Расчет прикладываю.

Какие будут мнения?
[ATTACH]1181725004.jpg[/ATTACH]

[Разработчик]

Да там вообще масса перемудрежа в этом продавливании по СП. Тут правильно уже отмечали, что рациональные европейцы просто ввели коэффициенты для крайних и угловых колонн и не парятся. А наши, вдобавок к мудрежу с моментами сопротивления в главных осях (прикиньте, где они будут находиться и как ориенированя для углового контура) еще добавили в конце 6.2.48 необходимость повторной проверки на продавливание уже за контуром армирования. А если и там не проходит без арматуры (а в угловых такое бывает), что арматуру продавливания тянуть на 5-6 h0? Это же не из какой механики не выведешь. Наши специалисты общались с профессорами НИИЖБа на эту тему, так там попросили: а вы дайте нам программу, мы погоняем ее, поиграем параметрами и подправим СП. А пока мучайтесь господа проектировщики до лучших времен

[Дмитрий]

Сообщение от RomanM Осмыслить это получается с трудом, но цыфирь именно такая.

Раз так получается, то почему бы и нет?

Сообщение от Разработчик Да там вообще масса перемудрежа в этом продавливании по СП. Тут правильно уже отмечали, что рациональные европейцы просто ввели коэффициенты для крайних и угловых колонн и не парятся. А наши, вдобавок к мудрежу с моментами сопротивления в главных осях (прикиньте, где они будут находиться и как ориенированя для углового контура) еще добавили в конце 6.2.48 необходимость повторной проверки на продавливание уже за контуром армирования. А если и там не проходит без арматуры (а в угловых такое бывает), что арматуру продавливания тянуть на 5-6 h0?

Ну, я бы не порицал стремление нормотворцев к строгой постановке вопроса... Другое дело, что надо было как следует все расписать, а не ограничиваться парочкой готовых формул для частных случаев.

[breeze]

А мы написали письмо в НИИЖБ с просьбой разъяснить недоговорённые моменты СП, в частности и про то как половину момента учитывать при расчёте нормальных сечений??? Нам непонятно что нужно сделать - добавить дополнительную арматуру или перераспределить существующую таким образом, чтобы выполнялось необходимое условие прочности??? В ответ нам написали, что ответы на все вознмкающие вопросы могут быть даны только за деньги ???

[breeze]

К тому же СП не утверждено МинЮстом и при различных спорных ситуациях ссылаться на него нельзя. Действующий СНиП 2.03.01-84 никто не отменял.

[RomanM]

Сообщение от breeze К тому же СП не утверждено МинЮстом и при различных спорных ситуациях ссылаться на него нельзя. Действующий СНиП 2.03.01-84 никто не отменял.

ошибаетесь - щас действует новый снип по ЖБ от 2003г в развитие которого разработан СП

[RomanM]

Сообщение от breeze А мы написали письмо в НИИЖБ с просьбой разъяснить недоговорённые моменты СП, в частности и про то как половину момента учитывать при расчёте нормальных сечений??? Нам непонятно что нужно сделать - добавить дополнительную арматуру или перераспределить существующую таким образом, чтобы выполнялось необходимое условие прочности??? В ответ нам написали, что ответы на все вознмкающие вопросы могут быть даны только за деньги ???

На это вопрос ответ дан совершенно бесплатно в рекомендациях по расчету безбалочных перекрытий - где-то в даунлоаде есть

[breeze]

Ни СНиП 52-01-2003, ни СП 52-101-2003 не утверждены Минюстом России. Это совершенно точно!!! Если хотите, можете самостоятельно обратиться в Минюст с запросом. А сведения конфиденциального характера, не прошедшие государственную регистрацию, а также зарегестрированные, но не опубликованные в установленном порядке, не влекут правовых последствий, как не вступившие в силу, и не могут служить основаниемдля регулирования соответствующих правоотношений, применения санкций к гражданам, должностным лицам и организациям за невыполнение содержащихся в них предписаний. На указанные акты нельзя ссылаться при разрешении споров.

[breeze]

Добавлю ещё, что и НИИЖБ также не скрывает, что их документы не зарегистрированы Минюстом России и до сих пор действует предыдущий СНИП. А сам НИИЖБ является коммерческой организацией, за свои исследования от государства денег не получает и проводит их за свой счёт, поэтому и на вопросы отвечает за деньги. А чтобы было побольше вопросов, некоторые пункты недостаточно чётко разъяснены.

[vv_77]

Ожила тема...
Попутный вопрос:
В моем СП в формуле (6.120) написано Ly^2, хотя мне кажется, что д.б. Ly^3.
Это у меня опечатка, или есть логическое объяснение?

[RomanM]

Сообщение от breeze Ни СНиП 52-01-2003, ни СП 52-101-2003 не утверждены Минюстом России. Это совершенно точно!!! Если хотите, можете самостоятельно обратиться в Минюст с запросом. А сведения конфиденциального характера, не прошедшие государственную регистрацию, а также зарегестрированные, но не опубликованные в установленном порядке, не влекут правовых последствий, как не вступившие в силу, и не могут служить основаниемдля регулирования соответствующих правоотношений, применения санкций к гражданам, должностным лицам и организациям за невыполнение содержащихся в них предписаний. На указанные акты нельзя ссылаться при разрешении споров.

Спорить не буду - не силен в юридических тонкостях, но у меня в стройконсультанте старый снип значится с закончившимся сроком действия, а новый - как действующий утвержденный гоостроем.

[RomanM]

Сообщение от vv_77 Ожила тема... Попутный вопрос: В моем СП в формуле (6.120) написано Ly^2, хотя мне кажется, что д.б. Ly^3. Это у меня опечатка, или есть логическое объяснение?

Опечатка - у меня в электронной версии Ly^3

[breeze]

У нас и в стройконсультанте тоже он значится, как не зарегистрированный Минюстом. А в предисловии СП написано, что он не утверждён Госстроем, а всего лишь одобрен для применения. Хочешь применяй, хочешь не применяй.

[breeze]

Хочу продолжить тему и свою мысль. Поскольку СНиП 52-01-2003 и СП 52-101-2003 не имеют юридической силы, проектирует ли кто-нибудь по ним и если да, то на каком основании??? Я считаю, что можно пользоваться этими документами только для сведения и для себя лично, но никак ни для официальных документов, поскольку доказать, например, почему поставлена поперечная арматура на продавливание, когда по СНиП2.03.01-84 её не требуется будет сложно и требования заказчика на этом сэкономить будут обоснованы и законны.

[p_sh]

Сообщение от breeze почему поставлена поперечная арматура на продавливание, когда по СНиП2.03.01-84 её не требуется будет сложно и требования заказчика на этом сэкономить будут обоснованы и законны.

ну дык вот примерно так: расчет выполнен с учетом влияния моментов по правилам СтрМех с частичным учетом неупругих деформаций материалов, что не отменял СНИП 2.03.01-84.

[vv_77]

В приложении к нашему типовому договору есть перечень нормативных документов по которым будет выполняться проектирование. Заказчик, подписывая его, одним махом решает нелегкую проблему выбора между "кока-колой и пепси-колой".

Лично я пока еще не втречал таких заказчиков, которые бы твердо упирались: "только старый СНиП, никаких СП".

[breeze]

Тогда другой вопрос. А если вдруг кто-то очень умный напишет некие правила расчёта, и скажет, что у меня в расчёте требуется ещё больше арматуры и бетон прочней, чем в СП и выпустит умный документ, а юридической силы этот документ иметь не будет, что делать в этом случае??? Тут же выполнять расчёты по этому документу???

[taras]

Сообщение от breeze Тогда другой вопрос. А если вдруг кто-то очень умный напишет некие правила расчёта, и скажет, что у меня в расчёте требуется ещё больше арматуры и бетон прочней, чем в СП и выпустит умный документ, а юридической силы этот документ иметь не будет, что делать в этом случае??? Тут же выполнять расчёты по этому документу???

А СНиП 1984 года какую юридическую силу имеет.

[vv_77]

Сообщение от breeze Тогда другой вопрос. А если вдруг кто-то очень умный напишет некие правила расчёта, и скажет, что у меня в расчёте требуется ещё больше арматуры и бетон прочней, чем в СП и выпустит умный документ, а юридической силы этот документ иметь не будет, что делать в этом случае??? Тут же выполнять расчёты по этому документу???

Я таки Вас умоляю, не надо паниковать.
А голова Вам зачем? В любом случае, если что случится, то никто из авторов СНиПа или СП ответственности за содеянное не понесет. Отвечать только Вам. Поэтому, думайте, чем руководствоваться при проектировании.
В старом СНиПе нет учета моментов при продавливании, поэтому что-то мне подсказывает, что если я хочу спокойно спать, то надо считать по новому СП.
Будет еще новый документ - посмотрим, подумаем, почитаем, посчитаем, примем решение - использовать или нет. Это же теперь личное дело каждого. Я вот, например, лично хочу спать спокойно. А то, что новый документ требует ставить больше арматуры - это еще ни о чем не говорит. Надо же сначала разобраться - "а почему?!", а только потом принимать для себя решение о выборе норм проектирования. Ну и заказчику в случае чего надо уметь доходчиво объяснить - почему выбраны именно те а не иные нормы.

[breeze]

В старом СНиПе нет учета моментов при продавливании, поэтому что-то мне подсказывает, что если я хочу спокойно спать, то надо считать по новому СП.

А до этого люди считали 19 лет и что всё неправильно и им теперь спать спокойно нельзя??? И что всё кругом рушится???

[Разработчик]

В старом СНиПе нет учета моментов при продавливании, поэтому что-то мне подсказывает, что если я хочу спокойно спать, то надо считать по новому СП. А до этого люди считали 19 лет и что всё неправильно и им теперь спать спокойно нельзя??? И что всё кругом рушится???

Ну, во-первых было еще пособие, выпущенное Ленпромстройпроектом, в котором расписывалось, как учесть моменты в продавливании по старому СНиПу. А во-вторых, не факт, что их вообще надо учитывать - Еврокод 2, например игнорирует моменты, оперируя только отношением продавливающей силы к площади контурного сечения, а угловые и краевые колонны учитываются коэффициентами.

[breeze]

Так вот я потому и начал весь этот разговор. Если и раньше всё было хорошо и это никто не отменял, почему явно лоббируется новый СНиП и люди по нему считают. Я считаю, что нормативный документ не должен быть "подпольным" и "незаконным" иначе это не документ. Если есть необходимость в новых документах, то они должны быть внятными, без недомолвок, полными, обоснованными, утверждёнными во всевозможных инстанциях и, наконец опубликованные должным образом. И не должно быть двойственности. Только этот СНиП ( СП и т.д.) и ни какой другой. А если не выполняешь, пеняй на себя.

[p_sh]

коллеги.
в рамках старых и новых норм. доков.

как вы считаете: следует ли учитывать "дополнительный" момент при расчете конструкции на продавливание, "возникающий" при учете влияния прогиба колонны, при расчете схемы в линейной постановке (по недеформированной схеме)?

ятд надо.

И не должно быть двойственности

если вспомнить основы философии, то дуализм характерен для большинства исследуемых сущностей.

[AndyWasHere]

Так вот я потому и начал весь этот разговор. Если и раньше всё было хорошо и это никто не отменял, почему явно лоббируется новый СНиП и люди по нему считают

недостатки старого СНиПа обсуждают в области науки с первого дня его выхода

наибольшие нарекания вызывают как раз расчеты на действие поперечных сил и продавливание. расчет на внецентренное сжатие и прогибы нерационально сложен

ничего не падает? да просто запасы по прочности в "неудачных" расчетах как правило 2х..3х кратные

кризис 90х сильно оттянул выход новых норм, по хорошему этот СП должны был выйти еще в прошлом веке

[An2]

2 разработчику: в евроркоде есть учет моментов для промежуточных, крайних и угловых узлов, в том числе путем учета фактических величин моментов, а так же упрощенно через коэффициенты в стандартных случаях, когда пролеты отличаются не значительно.

учитывать моменты строго обязательно! есть куча опытных данных которая на это указывает...весь вопрос как. В настоящее время есть только СП в нашей стране.
[ATTACH]1181983663.JPG[/ATTACH]

[Denbad]

У меня был оч умный заказчик который упирался не учитывать моменты, ерунда это все говорил, в старом СНиПе не учитывали. Сломал я его следущим образом:
1. Рисую кружочек - пластина нагруженная равномерной нагрузкой, в середине точку - колонна.
2. Рисую тотже кружочек, но точку-колонну уже ближе к краю.
3. Спрашиваю, поперечная сила одинаковая - да, а во вторм случае за плиту страшно - да.
4. Ладно, считай по своему СП.
Может кому пригодиться.

[breeze]

ничего не падает? да просто запасы по прочности в "неудачных" расчетах как правило 2х..3х кратные

Вы хотите сказать, что разработчики старого СНиПа, выпуская и утверждая свой документ заранее думали о том, что проектировщики будут делать запас в 2-3 раза??? Это абсурд! По-моему в советские времена стремление было такое, чтобы арсчёт не превышал требуемые значения по СНиП более чем на 5%?

[breeze]

выдержки из ответа на вопрос действует новый СНиП или нет
[ATTACH]1182153477.gif[/ATTACH]

[breeze]

[ATTACH]1182153811.gif[/ATTACH]

[Разработчик]

An2

2 разработчику: в евроркоде есть учет моментов для промежуточных, крайних и угловых узлов, в том числе путем учета фактических величин моментов, а так же упрощенно через коэффициенты в стандартных случаях, когда пролеты отличаются не значительно.

Какие пролеты в плитах/колоннах? Нет там такого понятия. Какие моменты в продавливании по Еврокоду2? Нет там ничего подобного, все очень просто: продавливающая сила Vsd (усилие в колонне, или минус отпор грунта, если есть) помноженная на коэффициент и деленная на длину контура продавливания против vrd - произведения сдвиговой прочности бетона на рабочую высоту и коэффициент, зависящий от продольного армирования плиты. А все, что не связано с продольной силой в колонне учитывается тем самым коэффициентом к Vsd: 1 при отсутствии эксцентриситета, 1.15 - при наличии, 1.4 - краевая, 1.5 - угловая. И никаких премудростей. А все эти моменты сопротивления контуров, линейное распределение касательных напряжений вдоль них и т.п. - наукообразие от лукавого только запутывающее проектировщика с определенной целью, которую раскрыл breeze

[Medwed]

В еврокод продавливающая сила Veff=k*Vt, где k=1.15;1,25;1.4;1.5 в зависимости от расположения колонны. Но это если смежные пролёты незначительно отличаются. В общем случае Veff=Vt*(1.25+1.5Mt/Vt/x), где x - длина стороны расчётного критического периметра, паралельного оси изгиба.

[Medwed]

Извините... Не Eurocode, а BS8110...

[Разработчик]

BS8110

В общем случае Veff=Vt*(1.25+1.5Mt/Vt/x), где x - длина стороны расчётного критического периметра, паралельного оси изгиба.

Забавное представление у англичан об "общем случае": если Mt=0, то все равно получается 1.25, а не 1 как по Еврокоду2. Ну, а если разобрать аглицкую формулу по частям, то видно, что по сравнению с СП здесь относительное влияние момента в разы занижено, т.е. они тоже понимают, что он (момент) не нужен в этом расчете, но от наукообазия отказаться не могут

[An2]

по каким Вы нормам программы пишете? )
[ATTACH]1182608585.JPG[/ATTACH]
[ATTACH]1182608620.JPG[/ATTACH]
[ATTACH]1182608636.JPG[/ATTACH]
[ATTACH]1182608651.JPG[/ATTACH]

[Lamer Inc..]

Кстати, а есть у кого расчет на продавливание по EN 1992-1-1 в Excel или в Mathcad? Более или менее доведенный до ума?

[mikt]

Как я понимаю логику евронорм - для рамно-связевых систем -когда в узле колонна-перекрытие возникают неуравновешенные моменты только от расположения колонны или от неравномерного загружения прилегающих пролетов, их неравенства по величине, то используют вышеупомянутую систему коэффициентов. Если же мы имеем преимущественно рамный каркас, т.е. в узле колонна-перекрытие имеются дополнительные моменты от ветра, сейсмики, то используют точные формулы в которые входит величина момента.

[Разработчик]

по каким Вы нормам программы пишете? )

Сейчас: пр СНиПам, СП, СНБ, а 7 и более лет тому назад, если говорить о ж/б, то по EC 2, DIN 1045-1, ÖNORM B 4700. Еврокод имеет локальные отклонения для разных страм (мы с этом познакомились даже на двух таких близких вариантах, как DIN и ÖNORM), у нас заказчиками были немцы, так что и программы мы делали по Немецкому и Австрийскому вариантам EC 2, которые (кстати, как и СНБ) коэффициент beta полагают одному из четырех значений, 1, 1.15, 1.4, 1.5. Свое отношение к формулам с моментами, типа приведенной в посте 108, в СП или в скане Английского варианта я уже высказал.

[vv_77]

Оживим еще раз старую тему?

Как вычиляете Ii и Wi, если контур продавливания круглый?
По идее, надо вычислять как для кольца. Но тут у меня загвоздка на счет единичной ширины контура.

[Разработчик]

Про ширину не понял, где там в расчете на продавливание ширина, единичная или какая другая? А "момент инерции" расчетного контура радиусом R, навскидку вроде бы Pi*R^3.

[A III]

Сообщение от Разработчик Про ширину не понял, где там в расчете на продавливание ширина, единичная или какая другая? А "момент инерции" расчетного контура радиусом R, навскидку вроде бы Pi*R^3.

Ширина - там откуда вы получили вышеуказанную формулу...
Если мы имеем кольцо у которого D>>t, где t - и есть та самая единичная толщина
то Jx = (pi*D^3*t)/8 D=2*r

[Разработчик]

Я получил формулу для момента инерции круглого контура на глазок, проинтегрировав по окружности (R*cos(fi))^2*R*d(fi)). А никакой ширины, t она или не t в СП нет, а есть контур и рабочая высота плиты, образующие в данном случае цилиндер, по которому и проводится расчет.

[A III]

п. 6.2.51.
...Значения J определяют по формулам (6.112 и 6.113) принимая условно ширину каждого участка контура длиной Lx и Ly равной единице...
P. S.
... есть контур и рабочая высота плиты, образующие в данном случае параллелипипед, по которому и производится расчет...

[Разработчик]

Ну, наверно можно и единичной толщиной оперировать, хотя на мой взгляд - это лишь запутывет: пишем толщину, но не учитываем, т.к. физически-то ее нет Собственно в посте №44 в этой теме я уже признавался, что разработчики не дочитывают до ошибок формул (и формулировок) частных случаев, т.к. для разработки программ нужны концепции, а формулы мы и сами выводить умеем.

[vv_77]

Итак, по моей информации для кольца:
I=Пи*(D^4-d^4)/32
W=Пи*(D^4-d^4)/(16*D),
где: D - внешний, а d - внутренний диаметр кольца.

Т.е., если D>>d, то I>>0, и W>>0 ???
Или это я торможу?

[Разработчик]

Или это я торможу?

Вот-вот, я и говорю, что с этой единичной толщиной только путают людей. Если человек помнит, или напрямую берет из справочника формулу момента инерции тонкого кольца, то таки можно положив t=1 получить требуемый результат. А если человек помнит только для круга, и вычитает из D^4, d^4 - то возникает торможение в коре головного мозга: откуда взять d и куда вставить единицу
vv_77, Вас обманули - толщина не единичная, а нулевая и поэтому неучитываемая. Из Ваших формул это можно сделать так:
(D^4-d^4)/32=(D-d)(D+d)(D^2+d^2)/32
после чего полагаем D=d, первый сомножитель выбрасываем и получаем требуемое pi*D^3/8 или Pi*R^3.

[A III]

Сообщение от Разработчик vv_77, Вас обманули - толщина не единичная, а нулевая и поэтому неучитываемая. Из Ваших формул это можно сделать так: (D^4-d^4)/32=(D-d)(D+d)(D^2+d^2)/32 после чего полагаем D=d, первый сомножитель выбрасываем и получаем требуемое pi*D^3/8 или Pi*R^3.

Или это я торможу?

Почему мы отбрасываем первый сомножитель? Он же равен 0 тогда и все произведение равно нулю...

"...Н-н-ничего не понимаю!..." -м/ф "Следствие ведут колобки"

[Разработчик]

Почему мы отбрасываем первый сомножитель?

Потому, что расчетный контур - это линия, а у линии толщины нет. Первый сомножитель и есть толщина линии
Вся путаница в головах возникает от отождествления понятия "момент инерции" с моментом инерции сечения, т.е. плоской фигуры. На самом деле это более широкое понятие: под моментом инерции относительно какой-либо оси понимают интеграл (сумму - в дискретном случае) по объекту от произведения элемента объекта на квадрат расстояния от элемента до оси. В случае плоской фигуры элемент - это элементарная площадка, для массивного тела - элементарная масса, для контура - элементарная дуга. Момент инерции контура есть интеграл по контуру от квадрата расстояния до оси на dl - элементарный отрезок.
Вообще в расчете на продавливание по СП они сильно перемудрили, отчего и наделали ошибок. Момент инерции у них получается из предположения о линейном распределении касательных напряжений по направлению перпендикулярному оси при действии момента. Вот эти линейно растущие напряжения помноженные на линейно же растущее плечо и дают тот самый квадрат расстояния. Но предположение о линейном распределении касательных напряжений вдоль контура, отстоящего от колонны на h/2 не основаны ни на чем, кроме желания получить простую формулу - имеющие МКЭ программы могут в этом сами убедится: в угловых точках прямоугольного контура напряжения совсем не будут максимальными. Поэтому, повторюсь, прагматичные европейцы с своих ЕС2 и DIN не заморачиваются моментами, а прописали расчет на продавливание только от силы, ну и коэффициенты ввели для крайней и угловой колонн.

[C1]

В Справочнике Анурьва т. 1, с. 36: для тонкостенного сечения Ix=пи*R^3*s. Где s - толщина. При s=1 получим Ix=пи*R^3. Wx=пи*R^2.

[Lamer Inc..]

Ув. Разработчик!
Тут по соседству:
http://dwg.ru/f/showthread.php?t=15494
пост 4 - имеется ссылка на работу, выполненную ПНИПКУ ВЕНЧУР.
Как бы Вы эту работу охарактеризовали?

[Разработчик]

Как бы Вы эту работу охарактеризовали?

Хорошенькое дело: "Работа содержит 52 страницы, 17 рисунков, 8 таблиц и 5 приложений", и вот так за здорово живешь бросить дела и заняться серьезным анализом такой большой работы? Проще ответить в духе "Ниасилил - многа букаф" Бегло просмотрел, идея распределительных конструкций из прокатных профилей и листов мне, как прочнисту - по душе, а в экономической и технологической составляющих я не специалист.

[A III]

Потому, что расчетный контур - это линия, а у линии толщины нет. Первый сомножитель и есть толщина линии Вся путаница в головах возникает от отождествления понятия "момент инерции" с моментом инерции сечения, т.е. плоской фигуры. На самом деле это более широкое понятие: под моментом инерции относительно какой-либо оси понимают интеграл (сумму - в дискретном случае) по объекту от произведения элемента объекта на квадрат расстояния от элемента до оси. В случае плоской фигуры элемент - это элементарная площадка, для массивного тела - элементарная масса, для контура - элементарная дуга. Момент инерции контура есть интеграл по контуру от квадрата расстояния до оси на dl - элементарный отрезок.

Если в произведении один из сомножителей равен нулю, то и произведение равно нулю или не так?

А вот если взять идиничку тогда, вроде как нормально получается
Или это я буквоедством занимаюсь что-ли?...
Разработчик спасибо за разъяснения, просто пример
D=d
(D-d)(D+d)(D^2+d^2)/32 не совсем удачный...

[Разработчик]

пример D=d (D-d)(D+d)(D^2+d^2)/32 не совсем удачный...

Его не я придумал, я просто показал, как из формул vv_77 получить то, что надо.

[Peter]

Ув. коллеги. Как вы считаете при каком соотношении геометрических размеров элементов мы можем применять данный расчет по СП? Проще говоря : имеем относительно не длинную стену , в каком случае я должен обязательно проверять плиту на поперечную силу как на продавливание ?

[Разработчик]

В Еврокоде 2, творческой переработкой которого, собственно и является СП, сказано:
1. Для круглой колонны D<=3.5d, где d - рабочая высота плиты
2. Для прямоугольной: периметр <=11d, и отношение сторон не превышает 2.
Все три числа подчеркнуты, т.е. возможны национальные вариации

[RomanM]

Сообщение от Peter Ув. коллеги. Как вы считаете при каком соотношении геометрических размеров элементов мы можем применять данный расчет по СП? Проще говоря : имеем относительно не длинную стену , в каком случае я должен обязательно проверять плиту на поперечную силу как на продавливание ?

Есть в даунлоаде рекомендации НИИЖБ по новому расчету на продавливание - там есть расчет на продавливание зоны у грани стены (узкой грани, разумеется). Получается, что по философии данного расчета проверять всегда надо, даже если у Вас не колонна, а бесконечно длинная стена.

[Sid Barret]

у любой стены есть начало и конец, вот под углами "черные силы" появляются..очень интересно проверять..иногда )

[Peter]

Сообщение от Sid Barret у любой стены есть начало и конец, вот под углами "черные силы" появляются..очень интересно проверять..иногда )

Интересный случай получается когда расстояние в свету между поперчными сторонами длинных пилонов(стен) большие. Не могу понять какую результирующую нагрузку прилаживать , на контур 1(см. вложение). Если нагрзка на пилон в основном от большого пролета то именно этот контур воспринимает продавливание? Или нужно как-то рапределять нагрузку на контур продавливания всего пилона?

[Peter]

Жаль, не получил ни одного ответа. Наверное плохо объяснил. Попробую на конкретном примере. Имеем пилон К1 , сверху плита h0=200мм. Согласно упомянутым рекомендациям и СП нужно проверить продавливание по двум контурам продавлтвания 1 и 2. Задача - правильно собрать результирующую вертикальную нагрузку F для каждого контура свою соответственно. Мои мысли : Контур продавливания 1- резултирующая от площади нагружения 1 и 2. , контур продавливания 2 - резултирующая от площади нагружения 1 + 0,4х6х(нагрузка от плиты). Смущает большая нагрузка на 2-й контур продавливания, которая существенно увеличивается с увеличением пролета.

[Peter]

Неужели никто никогда не проверял конец пилона. Напишите хоть, что вопрос тупой.

[Denbad]

Представлял пилон 2-мя колоннами (пилон 0,4х1,6м) и проверял контур вокруг колонны, потом поперечку между колоннами "размазывал" вдоль пилона. Ворожба конечно, но с другой стороны как там что распределяется?

[Peter]

Если учитывать этот расчет из рекомендаций , то получается что пилоны шириной - 250-300 не проходят при плите 200 и пролетом 6м. Не верится . Какая та особенность при принятии нагрузки именно на этот участок контура продавливании. Ув. аксакалы у вас какие мысли?

[Tony_Chu]

сделал расчет на продавливание в exel, у кого есть аналоги прошу проверить правильность и высказать свои замечания.

P.S. Как определить количество стержней в одном сечении (А) формулой в экселе?

[p_sh]

результаты разошлись

[Tony_Chu]

Сообщение от p_sh результаты разошлись

Спасибо за внимание=),ошибку нашел.

P.S. В вашем файле так до конца и не разобрался, не могли бы вы посмотреть еще раз, исправленный вариант моего расчета.
P.P.S Файл делал по пособию к СП (пример 40), не могу понять что за условие 0,8qsw<Rbt*h0, откуда оно?

[p_sh]

Сообщение от Tony_Chu понять что за условие 0,8qsw<Rbt*h0, откуда оно?

у меня явно только Fsw,ult и Wsw,ult с ограничениями на них по СП если на U добавить то где-то так и выйдет

[Denbad]

С запозданием, но всё-же...

Сообщение от Разработчик Поэтому, повторюсь, прагматичные европейцы с своих ЕС2 и DIN не заморачиваются моментами, а прописали расчет на продавливание только от силы, ну и коэффициенты ввели для крайней и угловой колонн.

А Вы уверенны, что прочитали Eurocode2, или думаете, что прочитали?

[Tony_Chu]

Прочитал всю тему, но так и не понял надо делить моменты Mx и My пополам в формуле (6.108) СП 52-101-2003 или нет, и как это отразится на количестве арматуры в плите?

P.S. Так же не понятно какой коэф-нт условий работы бетона (гамма b1) 1 или 0,9; если в каждом сочетании нагрузок присутствуют и длительные и кратковременные нагрузки.

[Разработчик]

Denbad

А Вы уверенны, что прочитали Eurocode2, или думаете, что прочитали?

Не только прочитал, но и встречался с некоторыми из разработчиков, и написал несколько программ расчета элементов конструкций по ЕС2, которые продаются в Европе. Причем первую еще до ввода ЕС2, по проекту, в 91-м году. Я, разумеется, не один тут такой, нас целая команда. Вот здесь http://www.mbaec.de в разделе BauStatik много программ, написанных нами.
Самоирония, молодой человек, надежней чем ирония

[Denbad]

Сообщение от Разработчик Denbad ... Причем первую еще до ввода ЕС2, по проекту, в 91-м году...

Может я слишком забегаю вперёд, но я смотрю то, что на картинке 1.
Вы похоже в своём #124 говорили о том, что на картинке 2, тогда переведите пункт (6) с неё.
Что скажите о том, что на картинке 3,... MEd - это вроде момент, или я ошибаюсь?

Господа, проясните мне такой вопрос...
1. Есть колонна 400х400
2. Есть капитель квадратная 800х800
Вопросы -
1. Площадь приложения нагрузки (по колонне или капители)
2. Где контур, от которого надо отступать h/3 для размещения первой! поперерчной арматуры??
3. И вообще в зоне капители справедливо ли ставить поперечную арматуру? Является ли капитель частью плиты?

[Разработчик]

Что скажите о том, что на картинке 3,... MEd - это вроде момент, или я ошибаюсь?

В английском проекте 89-го года, с которым я изначально работал этого не было, а только 3 значения для бета. В более поздних английских редакциях появилась эта формула и здесь на форуме мы уже с кем-то обсуждали ее, но в немецких версиях ЕС2 (а мы ведь для них, да австрийцев делали программы) и более поздних остались только 3 значения. Сейчас специально просмотрел немецкие докуметы до 98-го года: везде только 3 значения. Среди всех европейцев немцы все-таки самые прагматичные и просто не делают конструкций, где пришлось бы прибегать к пунку 6 английской редакции.

[Denbad]

Я не настолько обширно изучал Евронормы, просто взял самое новое из того, что смог найти. А касаемо #124, я может резковато выразился, причина: соглашусь с тем, что для рационально скомпонованного каркаса моменты колонна-перекрытия влияют на продавливание не значительно. Но зачастую бывает, что "свежеиспечённые" расчётчики хватают первопопавшуюся формулу или картинку и начинают ей пользоваться для всех случаев жизни, а это не правильно. Так например к картинке 2 из #146 есть оговорка (7), которая гласит (если меня не подводит английский) что если край плиты и колонн совпадают, то пользоваться картинкой 2 нельзя. Тогда расписана целая метода по учёту моментов, определению расчётного контура, Российски СП - "отдыхает", надо предупреждать об этих ситуациях.

[Tony_Chu]

Товарищи помогите с расчетом на продавливание, не могу разобраться.

1. В п.6.2.46 СП52-101-2003 сказано: "При действии момента Mloc в месте приложения сосредоточенной нагрузки половину этого момента учитывают при расчете на продавливание.....", значит ли это что M=(Minf+Msup)/4?

2. Если в сочетании нагрузок присутствуют и длительные и кратковременные нагрузки, коэф-нт условия работы бетона (гамма b1) принимается равным 0,9??.

3. Есть ли какие-то особенности расчета если край плиты (например при угловом расположении колонны) заподлицо с гранью колонны?

[margo1205]

товарищи, помогите! я начинающий проектировщик.делаю расчет на продавливание по новому СП.там есть моменты по нижней грани плиты и по верхней.как их найти,т.к. я посчитала в мономахе только плиту и он там выдал моменты по срединному сечению плиты.и вообще, стоит ли делать расчет на продавливание по новому СП или моно по старому? там же намного проще...а еще такой вопрос! если не прошло на продавливание,то делаю капители, а их надо потом считать на продавливание или как???плиззззззззззззз...диплом горит((((

Марго1205!
По новому СП Вам в жизни не разобраться, как надо считать, там если и есть логика то только Разработчик может ее увидеть, а такого уровня Вы, пардон, не достигнете никогда (я кстати тоже!). Если делаете диплом и очень надо, то подгоняйте результаты - все равно никто не разберется. Ориентировочно можете по старому железобетонному СНиПу просчитать необходимость установки поперечной арматуры на продавливание - это практически дает 100% точный результат в действительной работе конструкции.
А так Марго1205 (кстати почему 1205, а не 05?) не совсем понятно - зачем Вы капители "мочите", когда возможно поперечное армирование у Вас решает все проблемы в плите, а если не решает, то капители тоже надо на продавливание считать.

Совсем даже Вам не "товарищ" -опус.

Кажись, опять надули

Файл делал

[margo1205]

P.P.S Файл делал по пособию к СП (пример 40), не могу понять что за условие 0,8qsw<Rbt*h0, откуда оно?[/quote]

это условие объясняет то,что увеличением арматуры вы не можете повысить несущую способность эл-та более,чем в 2 раза.т.е. нельзя напихать ар-ру d=40 в перекрытие толщиной 160 и думать,что это лучше,чем d=16 в перекрытии 220.

[margo1205]

прошу простить за глупый вопрос,но все же прошу помочь.при расчете на продавливание постарому СП продавливающую силу брать от одной колонны в монолитном здании или собрать нагрузку со всех вышележащих этажей?????

[vv_77]

от одного перекрытия

[Tony_Chu]

Сделал файлик в экселе для расчета на продавливание центр. колонны по СП. Уважаемые гуру расчета на продавливание у кого есть аналоги прошу "погонять" мой файлик на предмет ошибок (расхождений).

P.S. Один файл для EXCEL 2007 (т.к. используется условное форматирование), другой для всех остальных.

Замечания приветствуются.

[Peter]

Считал в арбате продавливание , и вот что получил -Расчет на продавливание не может быть выполнен вследствие превышения отношения учитываемых в расчете изгибающих моментов Mx к предельным над отношением учитываемых продольных сил к предельному усилию, воспринимаемому бетоном (см. п. 6.2.46 СП)- А я думал , что если отношение моментов > продольной силы то в условиях прочности принимаем в место моментов отношение продольных сил.

[pol1982]

Может кто подскажет.
Считаю фундаментную плиту на продавливание в соответствии с СП(учитывать моменты), для расчета использовал НормКад и для колонны по краю плиты получил вот это
Момент сопротивления:
Wbx = min(Ibx/yo ; Ibx/(Ly-yo)) =
=min(0.335388/0.9787088;0.335388/(0.85-0.9787088)) = -2.60578919234738 м 3 .

Толщина плиты 500мм, а=40мм длина консоли 1000мм
Что значит "-" для момента сопротивления?
Может все таки необходимо брать только положительное значение

[Разработчик]

Что значит "-" для момента сопротивления?

Это значит, что неправильно посчитан yo.

[pol1982]

Сообщение от Разработчик Это значит, что неправильно посчитан yo.

Хорошо, вот файл отчета полученный из НормКада.
Если можно, то посмотрите и подскажите где я не прав)))))))))

[Разработчик]

подскажите где я не прав

Ну, все не смотрел, но вычисление y0, как и предполагал - неправильно. Контур-то симметричный относительно оси X, Вас не насторожило, что при этом y0 почти метр? Да и сами эти формулы в СП с ошибками, это тут активно обсуждалось и не раз - поиск по форуму поможет Вам.

[C1]

Сообщение от pol1982 Если можно, то посмотрите и подскажите где я не прав

Обновлятся нужно кажется. Попробуйте обновиться сначала с http://normcad.ru/Update.htm. А потом с http://normcad.ru/up.htm

[pol1982]

Сообщение от Разработчик Ну, все не смотрел, но вычисление y0, как и предполагал - неправильно. Контур-то симметричный относительно оси X, Вас не насторожило, что при этом y0 почти метр? Да и сами эти формулы в СП с ошибками, это тут активно обсуждалось и не раз - поиск по форуму поможет Вам.

Спасибо!
Конечно насторожило, но априори "хочется верить, что разработчик не станет продовать сырой продукт".
Придется все-таки постаринке, ручками-ручками считать)))))))))

[C1]

Сообщение от pol1982 Придется все-таки постаринке, ручками-ручками считать

Перед тем как считать ручками попробуйте обновить NormCAD по посту 162. Очень похоже что у вас старая версия без обновления.

[pol1982]

Сообщение от C1 Перед тем как считать ручками попробуйте обновить NormCAD по посту 162. Очень похоже что у вас старая версия без обновления.

Так и есть!
У меня демка версии 3,0

[C1]

А сейчас 5.4.
Если демка тогда нужно скачать новую демку с http://normcad.ru и поверх нее поставить с http://normcad.ru/up.htm

[pol1982]

Сообщение от C1 А сейчас 5.4. Если демка тогда нужно скачать новую демку с http://normcad.ru и поверх нее поставить с http://normcad.ru/up.htm

Скачал, учтановил, а запускаться не хочет
Пишет см. вложение

[C1]

Сообщение от pol1982 Скачал, учтановил, а запускаться не хочет Пишет см. вложение

Может помочь установка VB6 Runtime Library (http://soft.mydiv.net/win/download-V...e-Library.html или http://camtech2000.net/Programs/vbrun60sp6.exe)

[pol1982]

Сообщение от Разработчик Ну, все не смотрел, но вычисление y0, как и предполагал - неправильно. Контур-то симметричный относительно оси X, Вас не насторожило, что при этом y0 почти метр? Да и сами эти формулы в СП с ошибками, это тут активно обсуждалось и не раз - поиск по форуму поможет Вам.

Поиск более новой версии НормКада не увенчался успехом, поэтому посчитаю в ручную!
Если я правильно понял
xo = (Lx Ly+0,5 Lу2)/(Lx+Ly) =
уo = (Lx Ly+0,5 Lх2)/(Lx+Ly) =

Ошибка это перепутанные оси?

[Разработчик]

Ну это же простая задачка по определению ц.т. П-образной фигуры. y0 будет равно 0, т.к. фигура симметрична относительно оси X, а x0=(Lx*Ly + Lx^2)/(2*Lx+Ly) и x0 - расстояние от края плиты до оси Y контура.

[pol1982]

Сообщение от Разработчик Ну это же простая задачка по определению ц.т. П-образной фигуры. y0 будет равно 0, т.к. фигура симметрична относительно оси X, а x0=(Lx*Ly + Lx^2)/(2*Lx+Ly) и x0 - расстояние от края плиты до оси Y контура.

Те я могу тупо взять у0=0, принебрегая ф.6.123 СП?

[Разработчик]

Те я могу тупо взять у0=0, принебрегая ф.6.123 СП?

Тупо можно только ящик смотреть, а считать нужно с умом. У Вас же край плиты (а не угол), П-образный контур и, стало быть, 6.116 и далее.

[Циник]

Ппц...
Кто то пользуется этим НормКадом...
Розово-сладкая приблуда типа Архикада...
Смысл ручного расчета- что чувствуешь весь ход рассуждений шаг за шагом.
А тут какой то онанизм- результат вроде тот же, а процесс не уловил:)

[Lamer Inc..]

Попытался в Excel изобразить для круглой колонны... Самый простой случай...
СП_круглая колонна.rar

[pol1982]

Сообщение от Разработчик Тупо можно только ящик смотреть, а считать нужно с умом. У Вас же край плиты (а не угол), П-образный контур и, стало быть, 6.116 и далее.

Спасибо, просто в конце недели, голова не варит совсем, сейчас открыл СП и тут же нашел все что меня интересовала))))))))

[loje4ka]

мой вариант расчета на продавливание
(центральная колонна, прямоугольное сечение)

[loje4ka]

Подскажите пожалуйста, как обычно армируют плиту вертикальными стержнями под колонну круглого сечения? по кругу или можно равномерно, как под колонну прямоугольного сечения?

[Liam]

не мое, тут кто-то выкладывал

[loje4ka]

Еще вопрос: какие программы считают продавливание плиты колонной круглого сечения?

[TerminatorNemo]

Может кто-нить пояснить физически - на каком основании смещение центра тяжести контура пирамиды продавливания влияет на продавливание?
Особенно интересно как уменьшение вылета консоли может улучшать работу перекрытия на продавливание?..
Если ексцентриситет от смещения кпп прикладывать все же с противоположным знаком (против пособия), то крайние колонны оказываются в жутких условиях, а соответственно не понятно как все существующие перекрытия, расчитанные без момента, еще держатся...

Если кто может помочь, буду очень признателен. Спасибо.

[TerminatorNemo]

Спасибо всем, кто ответил.
Мы уже сами во всем разобрались.

[Leshyi]

Оживлю таки тему, всем добрый час!
было в посте #78

Другой вопрос: считаю на продавливание плиту у крайней колонны. При определении момента от эксцентриситета Eo ц.т. контура продавливания относительно точки приложения нагрузки N получается, что этот момент компенсирует внешний момент в узле.

Такой же случай, момент почти весь съедается эксцентриситетным моментом, данный пост был вроде бы одобрен здесь, кто сталкивался выскажитесь по этому поводу, чтоб спалось спокойней.
И еще, "нормкад" хитрое условие выдает
2 F /(Fb, ult+Fsw, ult)+Mx /(Mbx, ult+Msw, x, ult)<= 1(формула (6.108); п. 6.2.50 ).
Исчезла дробь с моментами по "Y" и появилось удвоение силы, глюк или правда?

[pol1982]

Сообщение от Leshyi Оживлю таки тему, всем добрый час! было в посте #78 Такой же случай, момент почти весь съедается эксцентриситетным моментом, данный пост был вроде бы одобрен здесь, кто сталкивался выскажитесь по этому поводу, чтоб спалось спокойней. И еще, "нормкад" хитрое условие выдает 2 F /(Fb, ult+Fsw, ult)+Mx /(Mbx, ult+Msw, x, ult)<= 1(формула (6.108); п. 6.2.50 ). Исчезла дробь с моментами по "Y" и появилось удвоение силы, глюк или правда?

А Вы какие исходные данные задаете?
Если не задали Му, то я думаю в уравнении дробь с Му и отсутствует.

[SergeyKonstr]

Сообщение от Leshyi кто сталкивался выскажитесь по этому поводу, чтоб спалось спокойней.

Сталкивался и с обратным эффектом. Нужно рассматривать направления действия моментов в примыкающих стойках.

[Leshyi]

А Вы какие исходные данные задаете? Если не задали Му, то я думаю в уравнении дробь с Му и отсутствует.

моменты заданы по 2 направлениям, проверял. Msw, y, ult превышает момент по бетону, но тогда он вводится просто равным Mby, ult.

Сталкивался и с обратным эффектом. Нужно рассматривать направления действия моментов в примыкающих стойках

моменты в стойке все крутят только на компенсацию моментов в плите

[SergeyKonstr]

Узел должен находится в равновесии.
В данном случае причем моменты в плите. Речь идет о продавливании - участок плиты перекрытия, образующий совместно со стойками упругую(в случае линейной постановки задачи) область стремиться вывернуться из самой плиты, причем без разницы - по часовой стрелке или против нее. Поворот создается МLос, а он может (при определенных условиях) действовать и в ту или в иную сторону. Принято в СП, что половину этого момента сдерживают силы растяжения определенного участка плиты поперек плиты (расчет на F и 0,5М Lос), а другую половину силы растяжения вдоль плиты (расчет на 0,5М Lос) и тоже на определенном участке по Залесову

f - коэффициент, определяющий долю изгибающего момента М, действующего в узловом соединении и воспринимаемого плитой условного ригеля за счет ее сопротивления изгибу. Значение коэффициента f определяется по формуле ......

[C1]

Сообщение от Leshyi хитрое условие выдает 2 F /(Fb, ult+Fsw, ult)+Mx /(Mbx, ult+Msw, x, ult)<= 1(формула (6.108); п. 6.2.50 ). Исчезла дробь с моментами по "Y" и появилось удвоение силы, глюк или правда?

По 6.2.47:

При действии сосредоточенных моментов и силы в условиях прочности соотношение между действующими сосредоточенными моментами М, учитываемыми при продавливании, и предельными Mult принимают не более соотношения между действующим сосредоточенным усилием F и предельным Fult.

[Leshyi]

Да, справедливо (в моем СП этот пункт почемуто 6.2.46). Только меня терзают сомнения, может надо сравнивать сумму отношения моментов а не каждый по отдельности?

[SergeyKonstr]

Сообщение от Leshyi Да, справедливо (в моем СП этот пункт почемуто 6.2.46). Только меня терзают сомнения, может надо сравнивать сумму отношения моментов а не каждый по отдельности?

Так точно. См. п. 3.87 Пособия к СП 52-101-2003.

[Leshyi]

Нормкад приврал таки немного, хорошо что в запас прочности, прощу его за это

[C1]

В СП п. 6.2.46 суммы отношений моментов нет. В Пособии к СП она есть. При этом из СП: "В случае если принято решение о применении настоящего Свода правил, должны быть выполнены все установленные в нем требования." Естественно Пособие в развитие СП, но как быть, если СП и Пособие противоречат друг другу. Мое мнение считать и по СП и по Пособию два независимых расчета, и не пытаться их объединять. А иначе выполним п. 3.87 Пособия, а п. 6.2.46 СП нет.

[SergeyKonstr]

Сообщение от C1 В СП п. 6.2.46 суммы отношений моментов нет

Что явилось моим замешательством при выходе нового СП.
Сумма отношений моментов есть в формуле 6.105 и 6.108.
Теперь читаем 6.246. "При действии сосредоточенных моментов .... сосредоточенными моментами М... " (заметьте "моментами", а не "моментом").
До выхода Пособия к СП так и считал. Был ужас. Ни одни перекрытия не проходили.
Расчеты по СП и по Пособию не противоречат друг другу.
Вероятно по СП сначала закинули "удочку", как это будет на практике, а потом дали разъяснения.

[sattva]

Если F/Fult не более или равно 0,5, то моменты можно не учитывать и перекрытие проходит по бетону.
Я правильно понял?

[SergeyKonstr]

sattva. Лично я понял трактовку так как вы. Только во многих случаях бетона с арматурой.

[Green!]

Подскажите, пожалуйста, а как согласно СП сделать расчет на продавливание перекрытия круглой колонной? (в сп приведен расчет для прямоугольного сечения, /перекрытие безбалочное, бескапительное, монолитное)

[SergeyKonstr]

Постройте окружность радиусом R=r+ho/2 (r -радиус колонны) с центром, совпадающим с центром попреч. сечения колонны, длина этой окружности будет величиной u-периметром контура расчетного поперечного сечения, что в формуле (6.99). Армирование по рис. 1.5 (б) Научно-технического отчета ГУБ "НИИЖБ", М, 2002.

[egor.yalovoy]

Добрый день. Прочитал всю тему данного обсуждения и считаю, что для того чтоб спать спокойно важно до мелочей разобраться с данным вопросом. Когда сам столкнулся с этим вопросом, то решил на одном примере попытаться по максимому разобраться со всеми возможными вариантами.
Я взял стандартный случай, колонна по середине плиты и просчитал несущую способность на сосредоточенную силу и изгибающие моменты, взял просчитал оба варианта армирования, равномерно распределенная по периметру и сосредоточенное (крестообразое) армирование. Также мы оспользуем программму СТАТИКА на работе, я и решил провести 2 абсолютно одинаковых расчета и сравнить варианты. Результатом доволен, стал лучше понимать как работате программа и как считать ручками.
Но вот только 2 вопроса не поддаются дрессировки: 1 - определение предельного изгибающего момента, который может быть воспринят поперечной арматурой при крестообразном армировании (1 контур) 2 - определение предельного изгибающего момента, который может быть воспринят бетоном за границей расположения поперечной при крестообразном расположении поперечной арматуры (2 контур).
В приложении Вы найдете ручной и машинный счет. Думаю что это может быть кому-то интересно и полезно. Если сможете мне помочь разобраться с подсчетом несущих способностей, то буду искренне благодарен.

[SergeyKonstr]

Сообщение от egor.yalovoy 1 - определение предельного изгибающего момента, который может быть воспринят поперечной арматурой при крестообразном армировании (1 контур

В пю 6.2.52 СП 52-101-2003 вроде бы как написано

Сообщение от egor.yalovoy 2 - определение предельного изгибающего момента, который может быть воспринят бетоном за границей расположения поперечной при крестообразном расположении поперечной арматуры (2 контур)

А зачем он там?

[Hyper]

Сообщение от egor.yalovoy 2 - определение предельного изгибающего момента, который может быть воспринят бетоном за границей расположения поперечной при крестообразном расположении поперечной арматуры (2 контур).

та же методика, что для 1-го, только контур теперь будет 8-угольный

[egor.yalovoy]

Сообщение от egor.yalovoy 1 - определение предельного изгибающего момента, который может быть воспринят поперечной арматурой при крестообразном армировании (1 контур)

Ну я посмотрел по СП п.6.2.52 - попробовал посчитать, но та формулировка не совсем понятна. Все что не пробовал, результат не получается. Если кто для моего примера сможет накидать формулу, буду благодареню Просто все надо на примерах делать, тока тогда становится понятно.

Сообщение от Hyper та же методика, что для 1-го, только контур теперь будет 8-угольный

буду пробовать, но при том определении момента сопротивления в м2 разобраться будет не легко.

[avrubtsov]

определении момента сопротивления в м2

прочтите для начала

[egor.yalovoy]

спасибо за статейку. уже читал. по ней и разбирался с расчетом. Тока 2 моих вопроса пока что в воздухе так и висят...

[avrubtsov]

Вот посмотри
Формулы по определению момента сопротивления контура за границей постановки поперечной арамтуры брал из книги, авторы которой написали пособие к СП 52-101-2003 (название забыл, завтра на работе посмотрю и скину)

Сообщение от avrubtsov Вот посмотри Формулы по определению момента сопротивления контура за границей постановки поперечной арамтуры брал из книги, авторы которой написали пособие к СП 52-101-2003 (название забыл, завтра на работе посмотрю и скину)

Скорее всего Кодыш и компания... А момент сопротивления контура вроде в автокаде проще определять, особенно если он несимметричный и сложный...

[Hyper]

Сообщение от egor.yalovoy буду пробовать, но при том определении момента сопротивления в м2 разобраться будет не легко.

да, это сложно... но возможно... А в дальнейшем ещё и интересно окажется. Потому что немногие разбираются в этом расчете.

[avrubtsov]

Да, это Кодыш, Трекин и Никитин
"Проектирование многоэтажных зданий с железобетонным каркасом"
Издательство Ассоциации строительных вузов, 2009.

[egor.yalovoy]

Сообщение от avrubtsov Вот посмотри Формулы по определению момента сопротивления контура за границей постановки поперечной арамтуры брал из книги, авторы которой написали пособие к СП 52-101-2003 (название забыл, завтра на работе посмотрю и скину)

Спасибо за расчет. Второй свой вопрос решил. Изгибающий момент по 2 контуру получился.
Теперь первый вопрос осталось решить.
Книженку тоже нашел, разбираюсь сижу. Как решу последний вопрос, то дам знать. Если кому то интересно помотреть на мой окончательный расчет, то могу потом поделиться.

[Евгений Д.]

Сообщение от avrubtsov Да, это Кодыш, Трекин и Никитин "Проектирование многоэтажных зданий с железобетонным каркасом" Издательство Ассоциации строительных вузов, 2009.

ссылочкой на скачивание не поделитесь?

[avrubtsov]

К сожалению не поделюсь.
Я книгу заказывал в издательстве АСВ через интернет

[phebr]

Рискну поднять эту мутную тему.
Согласно пункта 6.2.46 половину Mloc нужно учитывать в расчете на продавливание, а другую половину в расчете нормальных сечений по обе стороны от площадки передачи нагрузки. Вот схема:

Получается, что нижняя арматура при расчете нормального сечения слева будет растянута, а справа - сжата? И если нет врехней арматуры то справа все растяжение должен на себя взять бетон?

[SergeyKonstr]

Сообщение от phebr а другую половину в расчете нормальных сечений по обе стороны от площадки передачи нагрузки

Там, по моему, не так.

Здесь расчет узла сопряжения колонны и плиты. Представьте, что вся пирамида продавливания старается повернуться в теле плиты как единое "жесткое" тело относительно центра колонны. Половину Mloc сдерживает от поворота бетон по наклонной полосе под 45 град. (или бетон и поперечная арматура, вертикально установленная), а другую половину Mloc сдерживает нижняя арматура.

[phebr]

Сообщение от SergeyKonstr Там, по моему, не так.

Дословно так:

Сообщение от СП52-101-2003 При действии момента Мlос в месте приложения сосредоточенной нагрузки половину этого момента учитывают при расчете на продавливание, а другую половину учитывают при расчете по нормальным сечениям по ширине сечения, включающего ширину площадки передачи нагрузки и высоту сечения плоского элемента по обе стороны от площадки передачи нагрузки

В моем понимании повороту пирамиды будет препятствовать сопротивление бетона растяжению по её 4 граням + сопротивление поперечной арматуры, пересекающей грани (хотя при действии только изг. момента без силы Floc чистое растяжение будет иметь место только по одной грани, ну и наполовину будут растянуты грани, параллельные плоскости действия момента).

Сообщение от SergeyKonstr Половину Mloc сдерживает от поворота бетон по наклонной полосе под 45 град

Вот тут я не очень понял о какой наклонной полосе идет речь. Обычно говорят о наклонной полосе, имея в виду сжатую область бетона, заключенную между наклонными трещинами. Не могу представить себе, где такое будет в данном случае...

Сообщение от phebr Обычно говорят о наклонной полосе, имея в виду сжатую область бетона, заключенную между наклонными трещинами. Не могу представить себе, где такое будет в данном случае...

В данном случае наклонная полоса - это наклоненные под углом 45 градусов стороны призмы. Вертикальные они только для упрощения расчета. Иначе как бы их пересекали вертикальные стержни поперечной арматуры?
И, да, "при действии только изгибающего момента" - такое не возможно по нормам.

[p_sh]

Сообщение от Ал-й И, да, "при действии только изгибающего момента" - такое не возможно по нормам.

Вообще говоря интуиция здесь сильнее "Норм", или их прочтения. Например возмем рекомендации для расчета на продавливание у торцов стен. и проведем аналогию.

Если сечение балки высокое (а колонны вытянутое), в сжатой зоне возникет вполне определенная "продавливающая сила". И её по данной рекомендации (для торцов стен) вполне можно прикинуть.

Сообщение от p_sh Например возмем рекомендации для расчета на продавливание у торцов стен. и проведем аналогию.

Кстати, не для стен, а для колонн, но результаты некоторыми исследователями получены интересные...
см. http://www.niizhb2.ru/Article/A4-2.pdf
обратите внимание на последний вывод, т.е. не исключена корректировка существующих рекомендаций.

[Hyper]

Сообщение от phebr В моем понимании повороту пирамиды будет препятствовать сопротивление бетона растяжению по её 4 граням + сопротивление поперечной арматуры, пересекающей грани (хотя при действии только изг. момента без силы Floc чистое растяжение будет иметь место только по одной грани, ну и наполовину будут растянуты грани, параллельные плоскости действия момента). Вот тут я не очень понял о какой наклонной полосе идет речь. Обычно говорят о наклонной полосе, имея в виду сжатую область бетона, заключенную между наклонными трещинами. Не могу представить себе, где такое будет в данном случае...

1) Продавливание логически невозможно без продольной силы. На то оно и "проДАВливание".
2) Образованию пирамиды будет препятствовать прочность бетона на скалывание. Основное усилие здесь - это касательные напряжения по поверхности скалывания.
3) Наклонная полоса - это сторона пирамиды продавливания. Но в расчете за 1-й контур продавливания условно принимается расстояние до её средней линии.

[phebr]

Hyper,
1) Согласен, продольная сила должна быть обязательно. Но тем не менее при действии на конструкцию множества факторов каждый мы рассматриваем отдельно, а потом складываем полученные результаты (линейный подход). В данном случае считаем отдельно максимально допустимую продольную силу Fult и отдельно максимально допустимый момент Mult.
2) В СП нет понятия прочности бетона на скалывание, и в расчете на продавливание фигурирует прочность бетона на растяжение. При этом некоторые ученые считают, что бетон сопротивляется продавливанию сжатием вблизи колонны.

Большинство формул для расчета на продавливание, в том числе и в отечественных нормах, построены на принципе моделирования работы плиты в предельной стадии. Можно выделить два основных подхода в соответствии с представлениями о сопротивлении плиты продавливанию. Часть исследователей считаю, что плита сопротивляется за счет прочности бетона на растяжение. Исходя из этого, определяют условную пирамиду продавливания и суммируют растягивающие напряжения по ее поверхности, которые по условию прочности не должны превосходить некоторой величины прочности бетона на растяжение (для отечественных норм Rbt). Другой подход основывается на предположении, что плита сопротивляется за счет работы сжатой зоны вблизи колонны, которая находиться в условиях сложного напряженного состояния сжатия. При этом прочностью бетона на растяжение пренебрегают. Оба подхода требуют определения поправочных эмпирических коэффициентов.

3) С наклонной полосой разобрался, спасибо.

Но больше всего меня по-прежнему волнует вопрос: как учитывать оставшийся нормальному сечению момент? Нужно ли продольное армирование и сверху и снизу?

[p_sh]

Сообщение от http://niizhb2.ru/Article/A1-1.pdf Оба подхода требуют определения поправочных эмпирических коэффициентов. На наш взгляд, работу плиты на продавливание нельзя определить ни одной из перечисленных механических моделей.

это в общем то и предполагалось в самом начале (до выхода норм (при разработке методики)). Так что авторы весьма покривили в сторону нерасторопности своих коллег. Ибо красивость формулы всегда предполагает отступление даже от эксперимента.

Комплексное понятие "лучше или хуже" в этом смысле может принять весьма неприятную форму в сторону //лучше - "как было"// ибо привычнее.
И конечно это плюс "Из графика видно, что несущая способность, определенная по формулам СНиП приводит к переоценке несущей способности."

Но больше всего меня по-прежнему волнует вопрос: как учитывать оставшийся нормальному сечению момент? Нужно ли продольное армирование и сверху и снизу?

(ЯТД) Здесь нет понятия оставшийся, т.е. момент не делится (в статическом расчете), что бы там не было написано в нормах. Здесь есть понятие учитываемый в расчете на продавливание. А он, к стати, еще включает влияние эксцентриситета приложения продавливающей силы.
Изгибающий момент в расчете на изгиб должен быть учтен в полном объеме.(ЯТД)

Сообщение от СП52-101-2003 При действии момента Мloc в месте приложения сосредоточенной нагрузки половину этого момента учитывают при расчете на продавливание, а другую половину учитывают при расчете по нормальным сечениям по ширине сечения, включающего ширину площадки передачи нагрузки и высоту сечения плоского элемента по обе стороны от площадки передачи нагрузки ... В железобетонном каркасе зданий с плоскими перекрытиями сосредоточенный изгибающий момент Mloc равен суммарному изгибающему моменту в сечениях верхней и нижней колонн, примыкающих к перекрытию в рассматриваемом узле.

PS понятие учитывают совсем не равнозначно действию производят расчет на значение.

[Antoniо]

Интересно ваше мнение: при расчете момента сопротивления расчетного контура нужно ли включать в расчет участок №3 (согласно изображению)? Получается он полностью отрезан от остального контура отверстиями.

[IMG]http://i045.***********/1105/c4/ab3512abadd5t.jpg[/IMG]

Еще интересно, почему в СП при расчете по незамкнутому контуру (случай с колоной у края плиты) самым напряженным волокном считается максимально удаленное от края плиты? Ведь если взять волокно на краю плиты, то плечо от центра тяжести расчетного контура до этого волокна будет больше, тогда момент сопротивления будет меньше и напряжения соответственно больше?

[Дашенька новенькая]

здравствуйте! извините, что не по теме, просто не понимаю как создавать отдельную тему
помогите пожалуйста с таким вопросом: как в рсу обозначается продавливающая сила и перерезывающая сила?
я в Лире 9.6 запроектировала монолитную плиту-мне нужно посчитать ее на поперечную силу и на продавливание. вручную посчитала-нужно сравнить со значениями из рсу, но я тут только в догадках могу мучиться(

я только диплом делаю, поэтому такая глупая еще

спасибо заранее)

[Om81]

МКЭ-расчетные комплексы вроде Лиры, Скада и т.д. совершенно не приспособлены для расчета поперечных напряжений в плитах, в т.ч. продавливания. Только вручную, либо в программах-сателитах, используя данные об усилиях, приходящихся на колонну.

[Дашенька новенькая]

дело в том, что за основу я взяла готовый проект, чтобы был хоть какой-то образец, но считала все равно все сама...так вот в этом готовом проекте написано,что продавливающая сила принята из результатов расчета, которые выполнила Лира.
т.к. я считала все заново сама у меня получились другие значения, поэтому я не могу взять то,что написано в моем образце,а как обозначается в рсу тоже не знаю...правда предполагаю,что Qx или Qy или Rz, но очень сомневаюсь...плохо нам объясняли Лиру в университете(

[avrubtsov]

Продавливающую силу из Лиры можно получить следующим образом (но расчет на продавливание только ручной !!!):

F = Nн - Nв

где Nн - продольная сила в верхнем сечении нижней колонны
Nв - продольная сила в нижнем сечении верхней колонны

Если расчет выполнен отдельной плиты, то
F = N (N - продольное усилие в колонне)

[Дашенька новенькая]

спасибо огромное!)
да расчет на продавливание вручную я делала)

[таи]

Сообщение от Дашенька новенькая да расчет на продавливание вручную я делала)

На фига? Прелесть Вы не моя!
Вот-с есть программка
http://dwg.ru/dnl/5653 - выше всяких похвал.

[Antoniо]

Сообщение от таи На фига? Прелесть Вы не моя! Вот-с есть программка http://dwg.ru/dnl/5653 - выше всяких похвал.

Не морочте голову человеку. Прежде чем пользоваться в расчете какой-то программкой и доверять ей, нужно её проверить вручную. Темболее что в ней рассмотрена только частная ситуация, и нет учета положения отверстий, грани плиты и т.д. Так-что только вручную. А программка для проверки

[таи]

Сообщение от Antoniо Не морочте голову человеку. Прежде чем пользоваться в расчете какой-то программкой и доверять ей, нужно её проверить вручную. Темболее что в ней рассмотрена только частная ситуация, и нет учета положения отверстий, грани плиты и т.д. Так-что только вручную. А программка для проверки

Ой, что Вы говорите....
Вот Дашеньке еще одно произведение - расширенного поля действия.
http://dwg.ru/dnl/4374

Offtop: Тема по продавливанию поднималась неоднократно - после разъяснений Разработчика на энту тему уже даже как-то и неприлично разговаривать об том - кто кого давит....

Скидываю простенький дубовик, его можно доработать и под угловые колонны и прочую лабуду, просто у нас всем лень это сделать, т.к. для определения всех параметров контуров обычно используем AutoCAD...

[Antoniо]

Можно поподробнее, как вы в автокаде это расчитываете? Ведь нам нужен момент инерции в см3 и момент сопротивления в см2.

Сообщение от Antoniо Ведь нам нужен момент инерции в см3 и момент сопротивления в см2.

Рисуем контур, командой boundary (как то так) отступаем на о.5 в каждую сторону и получаем контур единичной ширины, делаем его областью, находим геометрические характеристики и все...

[Om81]

Offtop:

Сообщение от Ал-й получаем контур единичной ширины

просто немного слух режет - таким образом можно сказать, что круг - цилиндр единичной высоты.. Тут просто размерность другая, т.е. толщина - нулевая.

Размерность другая не из-за нулевой толщины, а из-за того, что h0 вытащено из формулы. И получается, что мы грубо говоря ищем момент сопротивления линии - именно поэтому когда в первый раз пытаешься на глаз определить момент сопротивления (и его изменение при различном выносе плиты) - немного не привычно. А делать линию единичной толщины - логичное решение, дающее быстрый результат - увы, не придумал как еще проще и быстрее посчитать все геометрические характеристики (особенно, если рядом отверстия и прочие помехи)...

[Дашенька новенькая]

спасибо за отклики,но я пока с лирой на вы,а до диплома неделька осталась, поэтому мне пока некогда разбираться в программах(
мне просто нужно было узнать после расчета вручную с какой величиной из лиры сравнивать...и все)

[таи]

Offtop:

Сообщение от Дашенька новенькая я пока с лирой на вы.... мне пока некогда разбираться в программах мне просто нужно было узнать после расчета вручную с какой величиной из лиры сравнивать...и все

да типа пипл - тут свои вопросы решал..... так что....

[Дашенька новенькая]

я конечно глупая на вашем фоне, но я пытаюсь понять как теория,которой нас учили применяется на практике...про практику нам, к сожалению, мало что рассказывали

[таи]

Offtop:

Сообщение от Дашенька новенькая я конечно глупая на вашем фоне

Как говорили Древние Греки - хвалить или ругать себя одинаково глупо....

Сообщение от Дашенька новенькая но я пытаюсь понять как теория,которой нас учили применяется на практике.

Сообщение от Разработчик Да там вообще масса перемудрежа в этом продавливании по СП. Тут правильно уже отмечали, что рациональные европейцы просто ввели коэффициенты для крайних и угловых колонн и не парятся. А наши, вдобавок к мудрежу с моментами сопротивления в главных осях (прикиньте, где они будут находиться и как ориенированя для углового контура) еще добавили в конце 6.2.48 необходимость повторной проверки на продавливание уже за контуром армирования. А если и там не проходит без арматуры (а в угловых такое бывает), что арматуру продавливания тянуть на 5-6 h0? Это же не из какой механики не выведешь.

Сообщение от таи Да там вообще масса перемудрежа в этом продавливании по СП. Тут правильно уже отмечали, что рациональные европейцы просто ввели коэффициенты для крайних и угловых колонн и не парятся. А наши, вдобавок к мудрежу с моментами сопротивления в главных осях (прикиньте, где они будут находиться и как ориенированя для углового контура) еще добавили в конце 6.2.48 необходимость повторной проверки на продавливание уже за контуром армирования. А если и там не проходит без арматуры (а в угловых такое бывает), что арматуру продавливания тянуть на 5-6 h0? Это же не из какой механики не выведешь.

Но к слову призма продавливания и сама по себе вытянутая получается (в опытах), может и на 5-6 ho уйти и дальше, т.е. угол не выходит 45 градусов (при наличии армирования).

[Antoniо]

Сообщение от Ал-й Но к слову призма продавливания и сама по себе вытянутая получается (в опытах), может и на 5-6 ho уйти и дальше, т.е. угол не выходит 45 градусов (при наличии армирования).

Да если рассматривать испытания бетона на вырыв анкера, то призма там фактически тоже далеко не 45 градусов получается

[Antoniо]

Еще один волнующий меня вопрос по теме. Как вы расчитываете на продавливание при наличии подбалок? Грубо конечно можно взять контур такой же, как и без подбалок, а несущую способность подбалок добавить к этому значению. Но в идеале часть грани расчетного контура со стороны подбалки (длиной, равной ширине подбалки + h0) должна отодвигаться от колонны на высоту подбалки.
Моё мнение, что призмы продавливания (расчетные контуры) для случаев с подбалкой в одном направлении с шириной равной колонне и меньше ширины колонны будут выглядеть следующим образом:

[IMG]http://i055.***********/1106/00/67ce6df6dc55t.jpg[/IMG]

[IMG]http://s42.***********/i098/1106/29/e71cc1ccad61t.jpg[/IMG]

Подтвердите или опровергните пожалуйста!

Считаем подбалку на поперечную силу - только и всего.

[Antoniо]

Подбалку посчитать на поп.силу не проблема, но она ведь влияет на расчетный контур плиты (увеличивая его и несущую способность всего перекрытия на продавливание). Продавливание плиты не может в этом месте начаться в уровне низа плиты по грани колонны, т.к. там не воздух, а подбалка.
У меня задача посчитать не грубо в запас, а точно - поэтому и спрашиваю.

А если вместо балки - стена, какой контур продавливания будет? Поразмышляйте

[Antoniо]

А что насчет стен? По нучно-техническому отчету НИИЖБ есть методика расчетна на продавливание у торцов стен:

[IMG]http://s16.***********/i191/1106/70/3a90a770d983t.jpg[/IMG]

Согласно этой методике за расчетный контур берется три участка длиной l=ширина стены+hо каждый. Получается. что если продавливание происходит квадратной колонной с сечением высотой равной ширине стены, то контур больше и следовательно узел имеет большую несущую способность.

[IMG]http://s009.***********/i308/1106/3b/7e5eaf7a76f2t.jpg[/IMG]

Но как узел опирания на колонну может быть надежнее узла опирания на стену - навскидку логике это не поддается. Создается впечатление, что эта методика создана только для того чтобы хоть что-то было и имеет большой запас, но далека от действительности. Ровно такое же ощущение и по отнрошению к учету влияния отверстий расположенных ашна на расстоянии 6*hо - по моему это перебор.

[IMG]http://s56.***********/i152/1106/d9/79c149755c41t.jpg[/IMG]

Вот и пытаюсь включать свою собственную логику.

Не совсем в ту сторону выводы. Во первых, если Вы сравниваете несущую способность контуров стены и колонны, то учтите и соответствующие изменения усилий. Т.е. вытянув колонну до размера стены, Вы добьетесь и снижения силы N, на которую контур проверяется, плюс уйдете от одного из моментов... По поводу отверстий - можно вспомнить, что этот отчет - не нормативный документ, а значит по части учета отверстий можно пользоваться чем-то более адекватным (иноземными нормами).
По тому, что я хотел от Вас - подбалка сыграет роль стены в изменении формы контура. Т.е. Вы же не проверяете на продавливание вдоль боковой части стены..? Значит и вдоль балки не будете. Если балки во все стороны от колонны - достаточно их проверить на поперечную силу. Если у Вас подбалка идет только в одну сторону от колонны, то ее считаете на поперечную силу, а опорную зону плиты с другой стороны от подбалки - по аналогии с расчетом у края стены...

[Antoniо]

Не совсем понял как поделить продавливающую силу между балкой и плитой(ведь продавливается все перекрытие - со всеми его балками и отверстиями). Получается, что из вертикальной продавливающей силы следует вычесть поперечную силу в балке (это как бы то, что берет на себя балка), и на оставшуюся величину вертикальной силы расчитать отдельно плиту?

Сообщение от Antoniо Не совсем понял как поделить продавливающую силу между балкой и плитой(ведь продавливается все перекрытие - со всеми его балками и отверстиями). Получается, что из вертикальной продавливающей силы следует вычесть поперечную силу в балке (это как бы то, что берет на себя балка), и на оставшуюся величину вертикальной силы расчитать отдельно плиту?

Это вопрос довольно не простой, ведь над подбалкой есть еще плита, т.е. просто усилие Q в стержневой части подбалки - это еще не вся Q. Как вариант можно использовать грузовые площади, либо в расчетах снижать в разы модуль упругости пластин (с целью определить, сколько реально уходит на подбалку), либо не делать таких узлов.... Тут уже каждый сам решает.

[Antoniо]

Что каждый сам решает, я уже понял . Вот и хочется послушать мнения, чтобы взять из них то что ближе к истине. А насчет влияния отверстий - какие есть на этот счет иноземные нормы . Или может конкретно их положения есть под рукой?

[Jndtnxbr]

А насчет влияния отверстий - какие есть на этот счет иноземные нормы . Или может конкретно их положения есть под рукой?

Есть.

[Armin]

Сообщение от Jndtnxbr Есть.

Ну зачем же сразу на "не родном" языке. )
Таже схемка из книга Алмазова.

Для тех, кто Еврокод не щупал.
Ихний контрольный периметр (тот что вокруг колонны) отличается от нашего.
Подробнее можно посмотреть в Еврокоде 2 или книге Алмазова, или в новых белорусских нормах по ЖБ.

[Jndtnxbr]

Ну зачем же сразу на "не родном" языке.

Просили

иноземные нормы

их и дал, а белорусы нам не иноземцы

[Antoniо]

Благодарствую, Люди добрые. С учетом проемов прояснили. Еврокод 2 и книгу алмазова поишу - очень интересно.

Еще вопрос: согласно СП момент сопротивления для каждой точки расчетного контура расчитывается индивидуально, а не берется для самой удаленной точки. И если учитывать такие тонкости, то и поидее направление моментов нужно учитывать - одну грань момент догружает, а другую разгружает.

Делает так кто аль нет? Или эта ловля мух?

З.Ы. насчет учета балок (пост #239) может есть еще какие-нибудь мнения?

Сообщение от Antoniо Делает так кто аль нет? Или эта ловля мух?

Делают.

[Armin]

Сообщение от Jndtnxbr Просили их и дал, а белорусы нам не иноземцы

Ну я Еврокоды имел в виду, те что европейцы на не русском выпускают. )
А братьям белорусам за перевод Еврокода (тот что СНБ по ЖБК и прочие ТКП EN зовется) большое спасибо.
Offtop: Извиняюсь, что не по теме.
Может кто знает, где "чистые" переводы Еврокодов можно достать/скачать (в частности по нагрузкам и по ЖБК)?

[Antoniо]

В НИИЖБ кто-нибудь за разьяснениями (по поводу моментов, которых нет в нормативах) на платной основе обращался?

[Antoniо]

Увы безрезультатно Чудес не бывает.

Сообщение от Antoniо Увы безрезультатно Чудес не бывает.

Это Вы попробовали за деньги и не получили результата? =)
Совести у них нет ))

[Antoniо]

Денег они не взяли Т.к. ответить не готовы.
Вопрос был насчет учета подбалки в расчете на продавливание.
В итоге ответили, что в американских и евронормах на этот счет ничего нет. Собственных исследований и испытаний пока тоже нет.
Только продвинутые астралийцы занимаются этой задачей )))

[Makson]

При действии сосредоточенных моментов и силы в условиях прочности соотношение между действующими сосредоточенными моментами , учитываемыми при продавливании, и предельными принимают не более соотношения между действующим сосредоточенным усилием и предельным .

Кто нибудь может пояснить дураку физический смысл данного пункта?

[Antoniо]

это означает, что в формулах (6.106) и (6.108) следует Mx/[Mb,ult + Msw] + My/[Mb,ult + Msw] принимать не более F/[Fb,ult + Fsw,ult]

[Makson]

Сообщение от Antoniо это означает, что в формулах (6.106) и (6.108) следует Mx/[Mb,ult + Msw] + My/[Mb,ult + Msw] принимать не более F/[Fb,ult + Fsw,ult]

Ответ студента - первокурсника. Извиняйте если обидел. Формулы я бы и сам смог взять из СП.

Makson, так в чем же вопрос? Экспериментами установлено, что при достижении М/Мулт значения Ф/Фулт, дальнейшее увеличение момента уже не оказывает влияние на состояние опорной зоны.

[Antoniо]

Видимо я неправильно понял вопрос. Думал формулеровка непонятна.

физического смысла в этом, я думаю, нет, как и в самом расчете на продавливание. т.к. непонятно:

1) почему именно половину момента нужно учитывать в расчете на продавливание, не больше и не меньше.

2) почему в расчет закладывают полную несущую способность поперечки, хотя при том относительном удлинении, при котором бетон разрушается. в арматуре нет и половины расчетного напряжения.

Сообщение от Antoniо 2) почему в расчет закладывают полную несущую способность поперечки, хотя при том относительном удлинении, при котором бетон разрушается. в арматуре нет и половины расчетного напряжения.

А что касается этого - то на самом деле часть стержней течет, в то время как часть и близко к пределу текучести не подошла (из тех что попали в трещину). Которая вовсе не под 45 градусами в реальных плитах. И вот все это обдумав и упростив, получили указанные цифры.

[Makson]

Antoniо, Рад что Вы меня поняли.

Сообщение от Ал-й Экспериментами установлено, что при достижении М/Мулт значения Ф/Фулт, дальнейшее увеличение момента уже не оказывает влияние на состояние опорной зоны.

Интересно это кем установлено? Ну и в любом случае у любых результатов эксперементов должно быть физическое толкование.
Что воспринимает момент который больше чем 0,5 несущей способности на продавливание? Ведь ни что не исчезает беследно и не появляется из неоткуда.

Makson, Вы считали хоть раз простую балочку стальную? И испытывали? Совпало? А почему у коэффициента гамма с СНиПовские величины? А почему нагрузка в офисных помещениях 200 кг на кв.м. для второй группы предельных состояний? А для первой - 240? А доля длительности - 0,35? Кем установлено? И т.д. и тп... Вот прям так каждый пункт смотрите и ищите эксперимент? Что-то я сомневаюсь )
Уж тем более СП по железобетону, где эмпирически установлено все, где сглаживали разбросы как могли... Мой начальник когда свою диссертацию писал, говорит, кубики бетонные в идеальных условиях содержал, берег как мог... А когда дело дошло до пресса - разница в 30%. Когда дело доходит до хрупкого разрушения, даже два зерна заполнителя, лежащие под определенным углом, могут оказать влияние на результат...
Что касается продавливания, то очевидно, что момент воспринимается продольной арматурой. Только в западных нормах ее влияние оценивается (кстати, в экспериментах это прослеживается), а в наших - принято постоянным. Почему? Ну это уже надо с исполнителями общаться, тем более они скорее всего эксперименты не делали - обрабатывали чьи-то старые... Кому хочется за свою зарплату делать эксперименты?

[Makson]

Ал-й, что то Вас не в ту степь потянуло.
Вообще каждому утверждению никогда слепо не доверял. Если Вы тупо ссылаетесь на пункты СНиПа и не понимаете сущности от куда это все береться и как обосновывается то грош Вам цена как инженера. ИМХО. Так мне еще препод в институте говорил и я с ним полностью согласен.

Makson, думайте что хотите ) Я лишь написал, что Вы себе противоречите - не прочитав даже ни одной статьи про то же продавливание, уже начинаете искать подвох. И обвиняете, например, меня в тупом следовании нормам, хотя сами в 99-% тупо им следуете. Будьте последовательны хотя бы )

[Makson]

Offtop:

Сообщение от Ал-й Makson, думайте что хотите ) Я лишь написал, что Вы себе противоречите - не прочитав даже ни одной статьи про то же продавливание, уже начинаете искать подвох. И обвиняете, например, меня в тупом следовании нормам, хотя сами в 99-% тупо им следуете. Будьте последовательны хотя бы )

Если нечего сказать по сушеству вопроса, тогда лучше молчать, а не флудить. При это не переходя на личностные оскорбления.

Makson, самое интересное, что по существу вопроса я Вам ответил, а Вас потянуло на разного рода претензии (кем установлено? итп..). И на личностные оскорбления тоже Вы перешли ) Можете перечитать и убедиться )) Что-то сегодня все нервные... Магнитная буря, понимаю.

[Makson]

Уважаемый Ал-й, все таки позволю себе не согласится с Вами.
По существу вопроса не отвечено толком ничего. Еще раз повторусь, что у каждого результата эксперимента(раз уж Вы на его ссылаетесь) должно быть разумное толкование. Вы это обьяснить не можете. А начинаете ересь нести какую то.

Offtop: Makson, на секунду представил как подробно пишу, уже со ссылками на статьи и книги, а потом подумал - да оно мне надо?

[SergeyKonstr]

Сообщение от Makson Что воспринимает момент который больше чем 0,5 несущей способности на продавливание?

Offtop: Существующий расчёт по действующему СНиП учитывает только сопротивление бетона растяжению и работу поперечной арматуры на растяжение. Не учитывается ни нагельный эффект, ни местное сопротивление бетона сжатию под продольной арматурой, ни сопротивление бетона срезу.

[BoT]

Сообщение от Makson Что воспринимает момент который больше чем 0,5 несущей способности на продавливание? Ведь ни что не исчезает беследно и не появляется из неоткуда.

господа)))))) (аж смешно стало)
сразу скажу, что всю ветку не читал - там столько мусора
но по существу вопроса возможно поможет пункт СП 52-101-2003 п.6.2.46, а точнее его предпоследний абзац
PS если что не обессудьте

[SergeyKonstr]

...

[Makson]

Сообщение от BoT господа)))))) (аж смешно стало) сразу скажу, что всю ветку не читал - там столько мусора но по существу вопроса возможно поможет пункт СП 52-101-2003 п.6.2.46, а точнее его предпоследний абзац PS если что не обессудьте

Не поможет.

[BoT]

Сообщение от SergeyKonstr Не помогет.

а я Вам и не помогал) это для Maksonа было

Ветка все смешнее )

[Poreth]

Offtop: Все так вопросы по расчету согласно действующих норм и демагогию насчет правильности данных расчетов в разрезе мирового опыта лучше разделять в разные темы.
Посчитал по СП. Вопрос только в шаге стержней напротив колонны. В СП указано меньше чем а/4, но арматуры напихано как минимум в 2 раза больше. На каком основании принимать шаг арматуры вдоль расчетного контура? - нашел. sw и есть шаг вдоль контура. В СП просто нет обозначения на плане - только на разрезе, а в пособии и на плане отметили. Получается шаг поперечной арматуры квадрат со стороной sw.

PS В обеих программах с 12 страницы нет проверки по 2му контуру (за пределами поперечной арматуры) я так понял. Все равно ручками досчитывать.

[DEM]

Разрешите вас потревожить уважаемые....
Я вот как то скачивал программку по расчету на продавливание по Еврокоду...
Там определялось количество требуемых анкеров...
Может кто подскажет где найти данную программу, хочу взять её за основу и сделать подобную по расчету на продавливание по СП...
И еще вопрос, нету ли случаем у кого расчета на продавливание крайней круглой колонной....

[Vasya constr]

Сообщение от DEM И еще вопрос, нету ли случаем у кого расчета на продавливание крайней круглой колонной....

А чем продавливание круглой колонной отличается от обычного? Будет расчетный контур с полукругом. Просто придется его периметр считать и W.

[DEM]

Vasya constr
Та ничем не спорю...
Только не для полукруга а четверти усеченого круга.

[Vasya constr]

Сообщение от DEM Только не для полукруга а четверти усеченого круга.

Вы имели ввиду угловой колонной? А я понял. что просто крайней)

[DEM]

Vasya constr
Да понимай как хочешь, есть что показать показывай, нету проходи мимо....

[andsan]

Сообщение от DEM программку по расчету на продавливание по Еврокоду

Здесь есть подобная программа http://www.halfen.ru/d/98_9125/maste...ftware_hdb.exe. Требует регистрации, указываешь свой e-mail, быстро присылают.

[DEM]

andsan
Пасиб....
Думаю разберусь...
Вот может кому понадобится сайт....

[miner545]

Добрый день,
Делаю расчет на продавливание колонной с размерами 0,25х0,96 м, толщина плиты t=0.22 м, бетон В30 (длинной стороной расположена вдоль края плиты). При расположении колонны внутри плиты получаю значение Fb,ult= 650 кН, а при расположении у края элемента Fb,ult= 75 кН. Разница в значениях - 8,5 раз, хотя длина расчетного контура отличается только в 2 раза. Получались ли у кого-то схожие результаты?

[pol1982]

Смотри вложение
1. Рядовая колонна, 2 У края

[miner545]

Спасибо большое.
К сожалению, во вложении не нашел проверки условия (F/Fb,ult + M/Mb,ult) <=1

[pol1982]

Сообщение от miner545 Спасибо большое. К сожалению, во вложении не нашел проверки условия (F/Fb,ult + M/Mb,ult) <=1

Ну вопрос был о подсчете несущей способности.
Проверить условие прочности, не зная действующих усилий, не получиться

[miner545]

Максимальные усилия, для центральной колонны F=650 кН, для краевой F=75 кН (при отсутствии поперечной арматуры). Разница между ними 8,5 раз. Это-то и странно.

[GIP]

Сообщение от miner545 Это-то и странно.

Чего странного ? Колонну расположили длиной стороной прямо по краю плиты, в этом случае прочность плиты на продавливание резко снижается - центр тяжести расчетного незамкнутого контура значительно смещается от точки приложения вертикальной силы - результат видим в расчете - смотрите вложение

[pol1982]

Открыл пособие к СП 52-101-2003, пример 41
В примере при проверке перекрытия у края не рассматривается расчет на действие внецентренно приложенной сосредоточенной силы
относительно центра тяжести контура расчетного сечения.
Интересно случайно забыли?

[GIP]

Сообщение от pol1982 Интересно случайно забыли?

в примере все есть

[pol1982]

Сообщение от GIP в примере все есть

Пример 41 стр.140
Пособие 2005г ЦНИИПромзданий
Не проверяют F<Rbt*h0/(1/u+e0*y/I)

[GIP]

Сообщение от pol1982 Пример 41 стр.140 Пособие 2005г ЦНИИПромзданий

Вы про пособие к СП 52-101-2003, пример 41 ?, просто уточняю .. у меня не под рукой бумажного варианта....

[pol1982]

Сообщение от GIP Вы про пособие к СП 52-101-2003, пример 41 ?, просто уточняю .. у меня не под рукой бумажного варианта....

Так у меня бумажный вариант перед глазами. год выпуска 2005, самый первый вариант

[GIP]

Сообщение от pol1982 Так у меня бумажный вариант перед глазами. год выпуска 2005, самый первый вариант

у меня года вообще нет.....

в примере 41 приведен пример при действии силы и момента, в случае у miner545 действует только вертикальная сила, поэтому смотрим не пример 41, а пункт 3.84 формула 3.178

[frostyfrost]

У крайней колонны расчет без момента? Не слишком ли смело?

[miner545]

Спасибо GIP, что присоединились к обсуждению.
Не подскажите, почему нормы требуют принимать наименьшее из двух значений моментов сопротивления расчетного контура Wbx = Ibx/x0 и Wbx = Ibx/Lx-x0 формула 6.121 СП (и почему этих моментов вообще два)? Ведь, если подумать, то волокно у края плиты вообще участие в работе не принимает (в случае расположения колонны вдоль края).

[frostyfrost]

miner545, сдвиговые напряжения имеются у края плиты, так же как и в зоне переднего края колонны. Чтобы не рассматривать оба случая, вы просто выбираете худший.

[GIP]

Сообщение от miner545 Не подскажите, почему нормы требуют принимать наименьшее из двух значений моментов сопротивления расчетного контура Wbx = Ibx/x0 и Wbx = Ibx/Lx-x0 формула 6.121 СП (и почему этих моментов вообще два)?

При расчете на продавливание у края плиты (близкое расположение) у вас есть незамкнутый расчетный контур. Контур в виде буквы П. Так как сечение контура нессиметрично относительно оси, проходящей через центр тяжести сечения этого контура и параллельной краю плиты, то понятно, что у вас будут два разных момента сопротивления Wbx (расстояний от центра тяжести сечения до края плиты и до внутренней грани сечения контура не равны). В СП написано, что нужно принимать меньшее значение, т.е. принимается случай расчета по волокну у края плиты (Wbx для волокна у края меньше всегда). Почему так ? Центр тяжести всегда смещается внутрь плиты, поэтому экценртиситет дает момент, направленный к наружней грани плиты, т.е. работа идет по волокну у наружней грани плиты. Если у вас есть момент направленный внуть плиты и после его корректировки от внецентренного приложения сосредоточенной силы его знак не меняется – он действует по прежнему внутрь плиты, то в этом случае можно брать большее значение Wbx. В подтверждение моих слов посмотрите пример 41 пособия к СП, где проверяется на продавливание плита перекрытия, расчетный момент действует снизу и направлен внутрь плиты, после корректировки знак не меняет, вертикальная давит снизу, в примере Wbx вычислется для внутренней грани сечения, т.е. большее значение. …

Сообщение от miner545 Ведь, если подумать, то волокно у края плиты вообще участие в работе не принимает (в случае расположения колонны вдоль края).

Волкно есть, ведь расчетный контур подходит к краю плиты, а контур участвует весь в расчете.

[EvgeniusZ]

Как найΓи μенΓα Γ∩жеβΓи αаβτеΓного конΓπαа пαодавливани∩ π кαайней колоннδ ? СиΓπаμи∩ не Γипова∩: опоαа П-обαазна∩ вокαπг жб колоннδ 400σ600.
чертеж2

[Antoniо]

В твоем случае центр тяжести будет располагаться на оси Х (раз рассчетный контур симметричен)

1) за начало координат прими допустим центр колонны.
2) разбей рассчетный контур на отдельные прямые отрезки (получится 3 отрезка)
3) Длину каждого отрезка L умножаешь на расстояние Х от его средины до начала координат (в твоем случае вдоль оси Х)
4) сумммируешь все это и делишь на суммарную длину всех отрезков. Вуаля - получаешь расстояние от принятого начала координат (центра колоны) до центра тяжести рассчетного контура.


Формула в конкретном случае выглядит так: Хц.т.=(L1*X1+L2*X2+L3*X3) / (L1+L2+L3)

В общем случае: Хц.т.=(L1*X1+L2*X2+L3*X3+....+Ln*Xn) / (L1+L2+L3+....+Ln)


по оси У аналогично.

С уважением, КЭП

[GIP]

Сообщение от EvgeniusZ Ситуация не типовая: опора П-образная вокруг жб колонны 400х600

еще бы разрез, чтобы стало все понятно

[GIP]

EvgeniusZ, случайно заметил, что вы обновили чертеж - добавили разрез, нужно все-таки писать сообщение в теме....

по сути вопроса: насколько я понял ваша плита опирается только на металлическую консоль, расположенную по трем сторонам колонны или все-таки еще и монолитно связана с колонной ?

какова толщина плиты, класс бетона и нагрузки ?

и на плане в заштрихованной зоне что показано пунктиром ? ребра в консоли ?

[EvgeniusZ]

Колоннδ βбоαнδе жб 400σ600, βеΓка колонн 6σ6 м. НедоβΓαой, αанее наτали βΓαоиΓ∞ АТС, бαоβили, βейτаβ Γоαговδй μенΓα бπдπΓ βΓαоиΓ∞. ПлиΓа опиαаеΓβ∩ на βΓал∞нπ∈ капиΓел∞, не βв∩зана монолиΓно β колоной. ТолΘина плиΓδ 220, капиΓел∞ кαайн∩∩ 220+180мм, βαедн∩∩ - 220+100, πглова∩ 220+200, беΓон В25, нагαπзки: пол 220 кг/м2, 500 кг/м2 полезна∩ в Γоαговδσ помеΘени∩σ. Да, пπнкΓиα - αебαа.

[GIP]

Отвечу вам, основываясь на той информации, которую вы предоставили.
Привожу вам расчеты вашего случая. Учитывая, что вы дали не всю информацию некоторые моменты додумал сам. Например нагрузка передаваемая на капитель мне неизвестна, поэтому приму грузовую площадь для крайней колонны 3х6м. Нагрузка на 1м2 : ваши 220+500+ вес плиты (0.220м х 2500 кг/м3 х 1.1) = 1.325т/м2.

Остальное во вложении.

[EvgeniusZ]

Как αаββτиΓаΓ∞ неβπΘπ∈ βпоβобноβΓ∞ на пαодавливание, еβли внπΓαи αаββτеΓного конΓπαа оΓвеαβΓие/вδαез/жб колонна. ЧеαΓеж в поβΓе #302. Умен∞Φение плоΘади опоαδ еβΓ∞, но на пеαимеΓα αаβτеΓного конΓπαа ∅Γо не вли∩еΓ. Один из ваαианΓов: дл∩ αаβτеΓа на пαодавливание, βомкнπΓ∞ П-обαазнπ∈ опоαπ Γак, τΓобδ вδαез оΓ жб колоннδ иβτез, пеαимеΓα αаβτеΓного конΓπαа πмен∞ΦиΓβ∩, Γем βамδм πτеΓ вδαеза в опоαе или вδτеβΓ∞ неβπΘπ∈ βпоβобноβΓ∞ на пαодавливание плоΘади вδαеза/жб колоннδ. Коллеги, π кого какое мнение по ∅Γомπ вопαоβπ ?

[An2]

EvgeniusZ
не обращайте внимание на внутреннюю полость, расчетный контур следует располагать от наружной грани колонны (площадки локального приложения нагрузки)..

Сообщение от An2 расчетный контур следует располагать от наружной грани колонны

Интересно, а как он ещё может идти?

[troja]

Если не ошибаюсь, расчётный контур надо отсчитывать от конца стальной консоли. Наружные грани ж-б колонны здесь не причём. Ну надо же так усложнить простейшую задачку, придумав нелепый расчёт на действие внецентренно приложенной нагрузки. Честное слово, я мирный человек, но за это расстреливал бы из рогатки. В итоге человек, имея плиту толщиной 40 см(капитель), не может доказать, что она, опираясь на стальную консоль, будет стоять как миленькая с трёх или четырёхкратным запасом. Главное, чтобы консоль оказалась добротной.

Сообщение от troja опираясь на стальную консоль,

Ну тогда да. Ну с контуром всё просто - всегда видно как он пойдёт. Сложнее с учётом-неучётом моментов в плите в пределах контура.

[troja]

Сообщение от bahil Ну тогда да. Ну с контуром всё просто - всегда видно как он пойдёт. Сложнее с учётом-неучётом моментов в плите в пределах контура.

Занудливо повторюсь в сто первый раз:применительно к междуэтажным безбалочным перекрытиям эта тема надуманная. Запросто можно было обходиться расчётной формулой 3.177 Пособия к СП 52-101 с применением понижающих (или наоборот повышающих) коэффициентов для учёта неравенства пролётов плиты и ещё каких то факторов, якобы снижающих прочность плиты в приопорной зоне. Европейцы кстати примерно так и делают, если правильно понимаю АН2. Но у нас же "особенная стать", нам надо обязательно внести свой "вклад в мировую науку", надо напридумывать каких то моментов сопротивления, измеряемых почему то в см2, моментов инерции в см3 и т.д. А потом придумать уйму каких то ограничений на результаты расчёта, которые почему то не должны приниматься больше, чем половина или четверть чего то. Это уже указывает на сырость методики расчёта, если не сказать её туфтовость. В итоге ситуация: если конструкция была расчитана в 2002 году по СНиП 84 года, то нет проблем, всё верно; если та же конструкция по тому же СНиП, но в 2005 году, то этот расчёт неверен, конструкция должна быть усилена и т.д., хотя никаких предпосылок к усилению нет, кроме расчёта по новой методике. Ну не бред ли это?

P.S. решил вернуться к написанному выше, так как уверен, что найдутся форумчане, которые меня всерьёз начнут просвещать о том, что момент инерции в см3 это на единицу то ли ширины, то ли длины и т.п. Отвечаю сразу: ребята, не мучайтесь, это я уже или слышал, или читал. Давайте тогда и площадь по аналогии измерять в сантиметрах, так сказать на единицу ширины конструкции. Абсурд, притянутый за уши, всё равно останется абсурдом, на какую единицу его ни относи.

Не кипятись, ребятам из НИИЖБа тоже надо как-то свой хлеб отрабатывать.
Offtop: Лет через 5-10 все вопросы отпадут сами-собой, проектировать будут турки, а они такими мелочами не заморачиваются.

[frostyfrost]

Offtop:

Сообщение от bahil Лет через 5-10 все вопросы отпадут сами-собой, проектировать будут турки, а они такими мелочами не заморачиваются

Они вообще не заморачиваются, по нашему опыту общения с ними. Зато проблем потом с усилением много, когда проверяются их расчеты.
Кстати, подход подобный текущему СП по учету моментов еще в Голышеве представлен (см. стр. 148 и далее).

Да подходов сколько угодно. Бетон такой материал, что (в отличии от стали, например) все расчётные соотношения могут быть получены исключительно опытным путём. При этом интерпретация экспериментов может быть различна. То что моменты в месте сопряжения с плитой и в пределах контура имеют место никто не сомневается. Другой вопрос нужно ли их учитывать и как. Можно вводить коэффициенты на неравномерность напряжений, можно использовать "погонные моменты" или что-то ещё. Причём невозможно доказать какой путь правильнее.

[Georg1]

Здравствуйте коллеги. Возник вопрос по продавливанию фундаментной плиты колонной. Расположение колонны нестандартное, не соответсвует тем, что предсталены в СП. Чертёж прилагается. Возникли вопросы:
1. по какой формуле определять координаты центра тяжести незамкнутого расчётного контура поперечного сечения без учёта поперечной ар-ры (см. чертёж);
2. как определить момент инерции бетона незамкнутого расчётного контура поперечного сечения без учёта поперечной арматуры?

[SergeyKonstr]

Сообщение от Georg1 1. по какой формуле определять координаты центра тяжести незамкнутого расчётного контура поперечного сечения без учёта поперечной ар-ры (см. чертёж); 2. как определить момент инерции бетона незамкнутого расчётного контура поперечного сечения без учёта поперечной арматуры?

Открываем сопромат и вперед.

Сообщение от SergeyKonstr Открываем сопромат и вперед.

Причём тут сопромат? Всё гораздо проще.
1. Считаешь площадь боковых поверхностей пирамиды продавливания.
2. Умножаешь эту площадь на расчётное сопротивление растяжению
3. Сравниваешь полученное значение с продавливающей силой.
И не забудь вычесть из продавливающей силы давление под основанием пирамиды.

[frostyfrost]

Сообщение от bahil Причём тут сопромат? Всё гораздо проще. 1. Считаешь площадь боковых поверхностей пирамиды продавливания. 2. Умножаешь эту площадь на расчётное сопротивление растяжению 3. Сравниваешь полученное значение с продавливающей силой. И не забудь вычесть из продавливающей силы давление под основанием пирамиды.

Ну я бы тогда сделал оговорку в сторону запаса, что если считаем СП52 отношение продавливающей силы к несущей способности продавливающей силы по бетону не должно превышать в первом приближении 0.5 (если берем только бетоном) или 1.0 (если поперечно армируем равнопрочно) при сильно неравномерных пролетах.

[Georg1]

Спасибо всем! У меня вопрос немного в другом.

Сообщение от frostyfrost 1. Считаешь площадь боковых поверхностей пирамиды продавливания. 2. Умножаешь эту площадь на расчётное сопротивление растяжению 3. Сравниваешь полученное значение с продавливающей силой. И не забудь вычесть из продавливающей силы давление под основанием пирамиды.

Спасибо за помощь! Но это не совсем то. Я наверное не слишком понятно написал. Речь идет о расчёте на продавливание с поперечной арматурой. Согласно СП рассчитывают два контура поперечных сечений: 1-на расстоянии h0/2 от колонны (поперечное ар-ние учитывается ) ; 2-за пределами расположения поперечной ар-ры, т. е. на расстоянии 1,5h0+0.5h0 от грани колонны. Второй контур расчётного поперечного сечения выходит за границы фунд. плиты. Этот контур получается незамкнутым.(см. чертёж) Продавливающая сила на этот контур действует внецентренно. Для этого контура необходимо вычислить координаты центра тяжести и момент инерции. Вот в этом вопрос!

----- добавлено через ~5 мин. -----

Сообщение от SergeyKonstr Открываем сопромат и вперед.

А где вы в сопромате видели момент инерции в см3?

[GIP]

Сообщение от Georg1 Второй контур расчётного поперечного сечения выходит за границы фунд. плиты. Этот контур получается незамкнутым.(см. чертёж) Продавливающая сила на этот контур действует внецентренно. Для этого контура необходимо вычислить координаты центра тяжести и момент инерции. Вот в этом вопрос!

Георг, я не знаю ваши нагрузки, но не исключаю, что по второму контуру продавливания (за пределами армирования) у вас есть НЕМАЛЫЙ запас, вопрос как это доказать расчетом. Рассмотрите такой подход: срежьте 2-ой контур не углом как у вас, а всю сторону (причем срежьте ту грань, перпендикулярно которой действует больший момент, направленный в сторону края плиты или по очереди сначала одну, потом другую), т.е. сделайте длину второго контура еще меньше, задача станет классической - опора у края плиты - делаете расчет (быстро в программе, например) смотрите если есть запас, то с вырезанным углом тем более пройдет...
если запасы маленькие, то может имеет смысл вам в вашей плите не делать такой угол 90 градусов, а соединить грани плиты как вутом два раза по 45 градусов, чтобы 2-ой контур замкнулся.

Если контур выходит за границы плиты, то продавливания не происходит.

[GIP]

Сообщение от bahil Если контур выходит за границы плиты, то продавливания не происходит.

если весь контур......или речь о другом...?

ГИП, ну ты правильно в общем мыслишь. Можно рассмотреть кучу разных контуров и выбрать наихудший. Но, как правило, наиболее опасный под 45гр. Тут ещё один момент. Если наклон больше 45, то можно брать расчётное сопротивление растяжению, если 90, то будет срез, а это почти призменное.

[GIP]

Сообщение от bahil ГИП, ну ты правильно в общем мыслишь. Можно рассмотреть кучу разных контуров и выбрать наихудший. Но, как правило, наиболее опасный под 45гр. Тут ещё один момент. Если наклон больше 45, то можно брать расчётное сопротивление растяжению, если 90, то будет срез.

это все понятно, непонятно одно - к чему это все сказано...

К тому, что если контур выходит за границы, даже с одной стороны, то продавливание, как правило, не происходит. Более вероятно разрушение по другим причинам

[GIP]

Сообщение от bahil К тому, что если контур выходит за границы, даже с одной стороны, то продавливание, как правило, не происходит. Более вероятно разрушение по другим причинам

т.е. имея колонну у края плиты мы конечно выполняем расчет на продавливание по все контурам, включая незамкнутый. И еще какие нужно сделать расчеты, чтобы исключить другие причины ?

Сообщение от GIP И еще какие нужно сделать расчеты, чтобы исключить другие причины ?

Элементарный расчёт по нормальным и наклонным сечениям. Ну ещё можно проверить все возможные изломы (например, по теории Карпенко).
Впрочем, проверок, заложенных в расчётных программах вполне достаточно.

[An2]

bahil какие такие изломы по теории Карпенко? )
сами считали по ней?

[GIP]

Сообщение от bahil Элементарный расчёт по нормальным и наклонным сечениям

Есть сомнения, что помимо предусмотренных СП проверок на продавливание нужно выполнять еще какие-либо проверки на действие поперечной силы, было бы неплохо увидеть подобное на каком-либо примере, дабы внести полную ясность.....

Сообщение от An2 bahil какие такие изломы по теории Карпенко? ) сами считали по ней?

Offtop: А мне это надо?

[frostyfrost]

Блин народ, ну замкнутый-незамкнутый контур, какая разница. Единичная площадь известна для линии - L*1, дальше статический момент и момент инерции получается по стандартным формулам сопромата. Но уже сто раз говорил, что в рамках СП можно обойтись только периметром. А там уже иметь и периметр 2-го контура, а из него и место, где можно оборвать каркасы. При желании можно составить систему уравнений включающих продавливание и расчет плит по нормальным сечениям по 1ПС и 2ПС, а оттуда и оптимизацию. Это правда уже диссертационные дела)))

Сообщение от GIP Есть сомнения, что помимо предусмотренных СП проверок на продавливание нужно выполнять еще какие-либо проверки на действие поперечной силы, было бы неплохо увидеть подобное на каком-либо примере, дабы внести полную ясность.....

При грани колонны больше 3*h0 (если опираться на MC2010) требуется редуцировать контур продавливания. Стены по торцам и углам - продавливание, в пролете - по наклонным сечениям.

Сообщение от bahil Если контур выходит за границы плиты, то продавливания не происходит.

Хотелось бы комментариев. Что мешает проявиться продавливанию в этом случае? Скрин продавливания у края плиты прилагаю.

[Georg1]

Сообщение от GIP GIP

Посчитал по стандартному случаю-колонна на краю плиты, всё проходит. Спасибо за рекомендации.

[An2]

Образцы S2 и S3 на фото разрушились по разным механизмам, если S3 от продавливания (с подобием образования "замкнутого" контура), S2 - по поперечной силе

расчет на которую так же иногда становиться определяющим как в данном случае.

Сообщение от GIP И еще какие нужно сделать расчеты, чтобы исключить другие причины ?

Вот ответ:

Сообщение от An2 по поперечной силе расчет на которую так же иногда становиться определяющим как в данном случае.

[frostyfrost]

Только там, насколько я понимаю из знания школьного английского, опоры для S3 и S2 разные . Для второго случая больше по площади, что подписано на рисунке. Отсюда контур продавливания дальше. Вообще надо будет посмотреть само испытание где-нибудь с большим числом фото.
И все-таки bahil, посвятите пожалуйста, что мешает проявиться продавливанию в случае выхода контура продавливания за границу плиты?

[SergeyKonstr]

Сообщение от Georg1 А где вы в сопромате видели момент инерции в см3?

Там на единицу ширины разбиваемых участков, учавствующих в продавливании. Примите их 1 м, 1 см или 1 мм (в каких единицах считаете). Будет с куб. м, м в 4-ой степени и т.д.
А так, все по сопромутю. Отыскание центра тяжести произвольной фигуры и относительно его характеристики сечения.

Сообщение от frostyfrost И все-таки bahil, посвятите пожалуйста, что мешает проявиться продавливанию в случае выхода контура продавливания за границу плиты?

Да ничто не мешает. Просто несколько другая метода расчёта. По сути, расчёт на продавливание - упрощённый расчёт на "объёмеую" поперечную силу. Или расчёт "Объёмной наклонной трещины". Рассмотри два крайних случая
1. На продавливание с классическим контуром.
2. По наклонному сечению обычной балки на опоре с колонной.
Ясно, что между этими двумя крайними случаями может быть различные комбинации.

[An2]

frostyfrost:

- да. в S2 был воротник скрытый похоже;
- если интересует тема, есть диссертация по переходным формам продавливания Емурханов (вроде бы) под руководством Залесова А.С. опыты были с балочной плитой, нагруженной опорами разной формы, изменением которых (от квадратной до вытянутого прямоугольника) достигалось разрушение от продавливания до поперечной силы.

еще были работы Коровина Н.Н. где исследовалось стесненное продавливание в свайном ростверке, но это немного не тот случай....там при сближении свай исследовалась прочность при продавливании и форма пирамиды..он рекомендовал повышающий коэф. к формуле СНиП (но в СНиП не пошло)

если весь расчетный контур вышел за пределы плиты продавливание не может реализоваться, чему продавливаться тогда

[frostyfrost]

Сообщение от An2 если весь расчетный контур вышел за пределы плиты продавливание не может реализоваться, чему продавливаться тогда

Если весь расчетный контур вышел, то опорная зона в воздухе висит))) Какая-то его часть всегда будет задействована.

[An2]

frostyfrost
как Вы это графически представляете?

[frostyfrost]

Это комментарий был) Либо контур есть, либо нет опирания, либо пчелы против меда

frostyfrost, балка, шириной 40 опирается на колонну шириной 40. Нет ни контура ни опоры. Куды ж она опирается?

[frostyfrost]

Как нет?))) У вас контур из одной линии. На опоре СНиП предлагает Вам брать 2.5Rbt*b*h0, ну давайте брать 1*Rbt*b*h0, я не против.

[An2]

frostyfrost
я так понял интересовались контуром, расположенным за пределами поперечного армирования

[Ната14]

Здравствуйте. Пожалуйста, объясните мне формулу СП (8.92) qsw=Rsw*Asw/Sw.
qsw- усилие в поперечной арматуре на единицу длины. То есть, усилие на 1м.п. расчетного контура.
Аsw - это площадь сечения поперечной арматуры, расположенной в пределах расстояния 0,5h0 по обе стороны от расчетного контура сечения по периметру контура расчетного поперечного сечения. То есть, это площадь всей поперечной арматуры учитываемой в расчете.
Вот я не могу понять: зачем для нахождения усилия в арматуре на единицу длины необходимо общее усилие делить на шаг арматуры Sw? Я думаю, что необходимо просто найти площадь арматуры на 1м.п. и умножить на Rsw. И эту величину уже необходимо подставлять в формулу (8.91) Fsw.ult=0.8qsw*u.

[Antoniо]

Сообщение от Ната14 зачем для нахождения усилия в арматуре на единицу длины необходимо общее усилие делить на шаг арматуры Sw? Я думаю, что необходимо просто найти площадь арматуры на 1м.п

Asw/Sw это и есть площадь арматуры на 1м длины

[Ната14]

Спасибо, за ответ. Но если Asw- это полная площадь арматуры принятой в расчет, и ее разделить на шаг, то это количество рядов получится, кажется. Или я совсем не правильно понимаю? Может Asw - это арматура на 1 м.п.?

[BoT]

Сообщение от Ната14 Аsw - это площадь сечения поперечной арматуры, расположенной в пределах расстояния 0,5h0 по обе стороны от расчетного контура сечения по периметру контура расчетного поперечного сечения. То есть, это площадь всей поперечной арматуры учитываемой в расчете.

смотрите поясняющий рисунок 8,13 что такое Asw
Хотел бы пояснить еще что в формуле

Сообщение от Ната14 формулу СП (8.92) qsw=Rsw*Asw/Sw.

Sw - это шаг арматуры СТРОГО ВДОЛЬ расчетного контура и никак иначе!!!
Вообще на самом деле раздел продавливания конечно же не доработан, по-моему поднималась эта тема тут не раз.
Ната14, если считали наклонное сечение на поперечную силу, то с пониманием этой формулы не должно быть никаких заминок

[Ната14]

Тогда почему в СП пишут, что qsw - это усилие в поперечной арматуре на единицу длины? Т.е. , если периметр у нас в метрах погонных, то необходимо находить усилие в арматуре на 1м.п. А в расчете получается, что qsw - это усилие в арматуре только в одном сечении?

[BoT]

Offtop: так обидно - писал сообщение и куда-то не туда нажал и всё пропало поэтому буду краток:

Сообщение от Ната14 Тогда почему в СП пишут, что qsw - это усилие в поперечной арматуре на единицу длины?

А Вы как себе это представляете? возьмеет один шаг Sw и площадь арматуры Asw , поделите и получите Asw/Sw. Возьмете 2 шага Sw - тогда надо брать а плошадь арматуры с этих двух шагов, в итоге получите всё теже 2Asw/2Sw=Asw/Sw.
Более того - если соберете с метра арматуру и поделите на метр то получите всё то же соотношение Asw/Sw.

Сообщение от Ната14 в расчете получается, что qsw - это усилие в арматуре только в одном сечении?

нет не получается, это именно погонная нагрузка, то есть КАКОЕ-ТО ВОСПРИНИМАЕМЕОЕ УСИЛИЕ НА КАКУЮ-ТО ДЛИНУ...

Сообщение от Ната14 Т.е. , если периметр у нас в метрах погонных, то необходимо находить усилие в арматуре на 1м.п.

Вот вообще не важно в чём у вас периметр (метры или милиметры), поймите что в итоге вы получаете размерность усилие/длину, а единицы могут быть от Н/см до МН/км...

Если Вам удобнее - в чем я лично сомневаюсь - собрать воспринимаемое арматурой усилие сразу со всего расчетного контура, то формула 8,91 для Вас примет Вид Fsw=0.8 * QSW, где QSW - то самое усилие, которое Вы так легко нашли)))
А вообще прорешайте всё на цифрах, и Вы увидите, что то, что предлагаете Вы (искать на 1м.п.) и то что предлаагет Вам СП - то же самое

[Ната14]

Всем большое спасибо, я разобралась.

[miner545]

Добрый день. Просветите, пожалуйста, по следующей ф-ле 6.106 из СП 52-101 ( F/(Fb,ult +Fsw,ult) + M/(Mb,ult +Msw,ult) ) <= 1 и условия из п. 6.2.46 M/(Mb,ult +Msw,ult) < F/(Fb,ult +Fsw,ult).

Получается, что при действии небольшой вертикально силы и больших моментов, в расчете следует учитывать только часть моментов, которые удовлетворяют условию из п. 6.2.46?

Случай с малой верт. силой и большим моментом возникает, например, при расположении пилона с размерами 0,25х0,96 м вдоль края плиты t=22 см (бетон В30). Если не принимать в учет условия из п.6,2,46 то макс. продавливающая сила (без .поперечной арматуры) будет F=75 кН, а если учесть то F=190 кН.

[vv_77]

Сообщение от miner545 Получается, что при действии небольшой вертикально силы и больших моментов, в расчете следует учитывать только часть моментов, которые удовлетворяют условию из п. 6.2.46?

Получается так. Раньше эти моменты вообще не учитывали.

[maks-ufa]

Сообщение от miner545 Если не принимать в учет условия из п.6,2,46 то макс. продавливающая сила (без .поперечной арматуры) будет F=75 кН, а если учесть то F=190 кН.

А разве можно, чтобы общее усилие от совместной работы поперечки и бетона было более чем в 2 раза больше несущей способности бетона?

[miner545]

В приведенном примере поперечная арматура в расчете не участвует. Речь идет об ограничении величины M/Mb,ult . Если ее принимать не более F/Fb,ult , то сопротивление продавливанию повышается в 2,5 раза.

[maks-ufa]

Вы имеете ввиду:
При действии сосредоточенных моментов и силы в условиях прочности соотношение между действующими сосредоточенными моментами М, учитываемыми при продавливании, и предельными Mult принимают не более соотношения между действующим сосредоточенным усилием F и предельным Fult.
Я имел ввиду это:
Значения Fb,ult + Fsw,ult, Mb,ult + Msw,ult, Mbx,ult + Msw,x,ult, Mby,ult + Msw,y,ult в условиях (6.106) и (6.108) принимают не более соответственно 2Fb,ult, 2Mb,ult, 2Mbx,ult, 2Mby,ult.

[troja]

Сообщение от An2 Образцы S2 и S3 на фото разрушились по разным механизмам, если S3 от продавливания (с подобием образования "замкнутого" контура), S2 - по поперечной силе расчет на которую так же иногда становиться определяющим как в данном случае.

Уважаемый АН2, а не кажется ли Вам, что расчёт на так наз. "продавливание" и есть не более чем расчёт "по поперечной силе"? Естественно с учётом достаточно ощутимого различия в работе безбалочной плиты перекрытия и наоборот перекрытия с балками. Смутно подозреваю, что природа происхождения в них трещин, а в дальнейшем и обрушения одна и та же, а именно недостаточная несущая способность бетона вкупе с арматурой по сравнению с весом плиты перекрытия, стремящегося под действием сил земного тяготения опустить её вниз, отломить от поддерживающих её конструкций (колонн, стен и т.п.) Справедливо ли Ваше разделение этих расчётов, якобы отличающихся и независимых друг от друга? Для пояснения своей мысли пример: трактор беларусь отличается от автомобиля жигули, но в них примерно одно и то же(двигатель внутреннего сгорания, радиатор, аккумулятор и т.д.) и характер поломок в них примерно одинаков.

[An2]

Иван Иванович, по поводу механизмов разрушения.... как Вы понимаете их может быть несколько:

1. Разрушение плиты от изгиба по момента (в зависимости от схемы армирования) узел ломается на 2 или 4 части;
2. Разрушение от поперечной силы, когда узел разделяется на 2 части, параллельно одной из сторон плиты
3. Разрушение от продавливания по замкнутому контуру вокруг колонны.

но продавливание характеризуется не только формой разрушения (к вопросу расчета как балки на поперечную силу), но и распределением сил при этом....вблизи сопряжения нижней колонны и плиты создается многоосное напряженное состояние сжатия, соотношение прижамающей силы, опорной реакции и и напряжения на площадке перпендикулярной грани колонны определяет прочность плиты... в балочных элементах мы имеем дело с плоской задачей (если речь идет о работе на поперечную силу).... но роль 3-ей компоненты для работы плиты на продавливание весьма велика, что бы отбросить ее из внимания

я не стал бы объединять эти 2 вопроса, как это и предписано нормами СП, ACI, EN .... но в Еврокоде как я понимаю, есть и сторонники Вашего взгляда, которые постарались унифицировать формулу прочности на продавливание, оставив ядро формулы таким же, как для поперечной силы....и изменив геометрию периметра (с 1,5*h0 до 2,0*h0). что не отражает реальной картины разрушения....может быть поэтому главный теоретик современности по продавливанию A. Muttoni (без сарказма) предложил вернуться в последней редакции Model Cod 2010 к размеру контура на расстоянии h0/2 и полностью переписал ядро формулы.

[Alcher]

Ребят, а где грань между расчетом на продавливание внутри плоского элемента и на краю (на углу)? Сколько должно быть от края колонны до края плиты для расчета внутри элемента?
>ho? Или >1,5ho? Или...?

[Бахил]

Пирамида продавливания обычно под 45 гр. Так что h0.

[GIP]

Сообщение от Бахил Так что h0.

это если без армирования...и конечно расчетный незамкнутый контур должен быть длинее замкнутого....точнее терминологией СП:

Эксцентриситет сосредоточенной силы относительно центра тяжести контура расчетного сечения

должен быть положительным (формула 3.181 пособия к СП52 )

[frostyfrost]

Сообщение от Alcher Ребят, а где грань между расчетом на продавливание внутри плоского элемента и на краю (на углу)?

В первой прикидке, там, где у Вас длина расчетного периметра как для внутренней колонны, будет меньше расчетного периметра для края и угла.

[retal]

интересно, почему в СП не учитываются мембранные усилия при расчете на продавливание ?

[Alcher]

Смотрю пример №41 пособия к СП52-101-2003, там расстояние от края колонны до края плиты 250мм. При этом h0=200мм. Получается уже 1,25ho и считают как случай на краю элемента.
Может 1,5ho? Какие мысли?

[frostyfrost]

Сообщение от Alcher Смотрю пример №41 пособия к СП52-101-2003, там расстояние от края колонны до края плиты 250мм. При этом h0=200мм. Получается уже 1,25ho и считают как случай на краю элемента. Может 1,5ho? Какие мысли?

Как я уже выше писал, минимальное требование, чтобы периметр "у края" или "угловая" был меньше не усеченного периметра "колонна внутри здания". В детальном случае параметры периметра и моментов сопротивления для варианта внутренней колонны должны иметь меньшие значения, чем для угла и края. Можно в запас еще процентов 20 накинуть.

[Alcher]

Сообщение от frostyfrost Как я уже выше писал, минимальное требование, чтобы периметр "у края" или "угловая" был меньше не усеченного периметра "колонна внутри здания". В детальном случае параметры периметра и моментов сопротивления для варианта внутренней колонны должны иметь меньшие значения, чем для угла и края. Можно в запас еще процентов 20 накинуть.

Ааа, вот оно что. Получается чтобы это отследить нужно прикинуть два случая (внутри и у края) и сравнить периметры.
Понял, спасибо!

[frostyfrost]

Сообщение от Alcher Ааа, вот оно что. Получается чтобы это отследить нужно прикинуть два случая (внутри и у края) и сравнить периметры. Понял, спасибо!

Лучше еще и моменты сопротивления сравнить на всякий случай. Хотя обычно для угловых и крайних колонн вклад от моментов в большинстве случаев больше вклада по поперечной силе, т.е. в зависимости от норм имеем F<=2*F_ult для СП52 или F<=1.5*F_ult для СП63, которые завязаны только на периметре.

[Skovorodker]

Спрошу здесь.
Пытаюсь рассчитать на продавливание плоскую плиту (например центральная колонна - продавливающая нагрузка 50т, колонна 400х400мм, плита 200мм, моменты незначительны). Хочу применить жесткую арматуру. В некоторых расчетах, что мне попадались, (например, в этой теме http://forum.dwg.ru/showpost.php?p=1066962&postcount=12), жесткая арматура считается не только на Q, но и на изгибающий момент (от продавливающей нагрузки, приложенной на вылеты жесткой арматуры). Вопрос – зачем? Ведь у нас на этот момент воспринимает бетонное сечение плиты с верхней надопорной арматурой? И кстати, швеллер 10 не разместить нормально в плите 200мм – не будут соблюдаться защитные слои арматуры. Поэтому и думаю ставить уголки, которые даже лучше чем швеллер воспринимают Q, но они, естественно, не пройдут по изгибающему моменту (если по нему считать).

[Skovorodker]

Господа, кто хорошо разобрался в расчете продавливания перекрытий с учетом момента по СП, можете проконсультировать?
Вопросы по примеру 41 пособия к СП 52-101-2003
Расчет при расположении колонны у края плиты.
1. В примере момент от эксцентричного приложения F вычитается из момента, который действует в колоннах (Mloc), написано, что они противоположны по знаку. Почему? Судя по картинке 3.51 они наоборот направлены в одну сторону и должны складываться.
2. Согласно СП п.6.2.51 нужно принимать меньший Wbx из Wbx=Ibx/x0 и Wbx=Ibx/(Lx-x0), а в примере 41 выбрано большее значение (там выбрано по направлению момента).
3. В примере отношение M/Wb получилось больше отношения F/u в 2 раза, но значение M/Wb в расчете берется без понижения. А согласно СП M/Mult должно приниматься не более F/Fult

[eilukha]

Сообщение от Skovorodker (например, в этой теме http://forum.dwg.ru/showpost.php?p=1066962&postcount=12)

- не баловство ли это? Такое в нормах есть? Охваченный полками бетон никуда не денется, а вот со стороны обушков швеллера не проскользнёт ли вдоль стенок? Распределение продавливающей силы по длине консолей в предельном состоянии вряд ли равномерное будет, не захочет ли плита передать силу ближе концам?

[Skovorodker]

Сообщение от eilukha - не баловство ли это? Такое в нормах есть? Охваченный полками бетон никуда не денется, а вот со стороны обушков швеллера не проскользнёт ли вдоль стенок? Распределение продавливающей силы по длине консолей в предельном состоянии вряд ли равномерное будет, не захочет ли плита передать силу ближе концам?

В нормах нет, оно упоминается в литературе и в Научно-технический отчете по продавливанию ( http://dwg.ru/dnl/2010 ), и насколько я знаю, это решение часто применяется на практике, но нет нормальной методики по расчету. Понятно, что такую арматуру нужно считать на полную Q (вся продавливающая сила воспринимается только жесткой арматурой), т.е. по сути - скрытая консоль, но мне непонятно почему эта арматура должа воспринимать еще и изгибающий момент (если плита соответствующе заармирована).
С Вашим замечанием по поводу ненадежности связи бетон-профиль согласен. Поэтому, думаю применять уголки развернутые полками наружу (см.файл)

[eilukha]

Сообщение от Skovorodker почему эта арматура должа воспринимать еще и изгибающий момент

- а какой момент? Если передать на уголки весь момент который в приопорной зоне, то никакая жесткая арматура не выдержит, да с какой стати, если они работают совместно. Логичнее распределить момент пропорционально изгибной жёсткости, тогда он будет мал.

[Skovorodker]

Сообщение от eilukha - а какой момент? Если передать на уголки весь момент который в приопорной зоне, то никакая жесткая арматура не выдержит, да с какой стати, если они работают совместно. Логичнее распределить момент пропорционально изгибной жёсткости, тогда он будет мал.

В том примере, который выложил выше (N370), эта жесткая арматура рассматривается как консоли из колонны (а плита в приопорной зоне в работе не участвует), на эти консольные вылеты распределяется вся нагрузка от перекрытия, приходящаяся на данную колонну, т.е. чем длиннее, консоль тем больше изгибающий момент в ней (при той же Q). Уголок естественно на такой момент не пройдет, и я сомневаюсь, что так считать корректно. Я бы конечно, не парился и в запас применил бы швеллер 10, но он не влезет в перекрытие 200мм, не будут соблюдены защитные слои для арматуры плиты. (Хотя в примере перекрытие тоже 200мм)

[SergeyKonstr]

Сообщение от Skovorodker В нормах нет, оно упоминается в литературе и в Научно-технический отчете по продавливанию ( http://dwg.ru/dnl/2010 ), и насколько я знаю, это решение часто применяется на практике, но нет нормальной методики по расчету

Offtop: п. 6 Отчета, вот и вся методика. Только ваш уголочек не заанкерен в верхней зоне плиты.

Сообщение от Skovorodker Понятно, что такую арматуру нужно считать на полную Q (вся продавливающая сила воспринимается только жесткой арматурой), т.е. по сути - скрытая консоль,

Offtop: Да нет. Консоль другое.

[An2]

2 Skovorodker:

расчет на продавливание с жесткой арматурой по методике отчета Залесова, выполняется по общим правилам...
т.е. жесткая арматура рассматривается как обычная, площадью равной t*h (толщина и высота стенки профиля)...
несущая способность определяется как вклад бетона и жесткой арматуры, на которую также действует ограничение по вкладу.

эти положения заимствованы из работы Фишеровой (других работ у нас не видел) и они отличаются от требований ACI, в части доли вклада, а также в нормах есть ряд важных конструктивных требований для обеспечения устойчивости сжатых полок и др.

я был бы поаккуратней с данным армированием...норм у нас нет и в ближайшее время не появиться...а то что придумывают отдельные личности из культурной столицы попахивает прокуратурой..

[GIP]

Сообщение от Skovorodker 1. В примере момент от эксцентричного приложения F вычитается из момента, который действует в колоннах (Mloc), написано, что они противоположны по знаку. Почему? Судя по картинке 3.51 они наоборот направлены в одну сторону и должны складываться.

действующий момент крутит против часовой стрелки, а сила F, которая действует снизу смещена влево от центра тяжести контура, поэтом дает момент по часовой стрелке, поэтому минусуем......

Сообщение от Skovorodker 2. Согласно СП п.6.2.51 нужно принимать меньший Wbx из Wbx=Ibx/x0 и Wbx=Ibx/(Lx-x0), а в примере 41 выбрано большее значение (там выбрано по направлению момента).

в самом пособии п.3.84 даны два значения y=Lx*(Lx+Ly)/u - для волокна у свободного края и для внутреннего волокна y=Lx^2/u
так как в примере 41 загружено внутреннее волокно, в расчете y=Lx^2/u

Сообщение от Skovorodker В примере отношение M/Wb получилось больше отношения F/u в 2 раза, но значение M/Wb в расчете берется без понижения. А согласно СП M/Mult должно приниматься не более F/Fult

наверное потому, что и без проверки на уменьшение M/Wb условие прочности выполняется.....

[SergeyKonstr]

Сообщение от An2 попахивает прокуратурой..

За свои 30 лет уже настолько испужен, что хочется вам сказать - не можете - ну и не хрен влазить в нормы. тем паче пугать.

[An2]

Это не для бесстрашных рекомендация. А Вам удачи

[Skovorodker]

[quote=SergeyKonstr;1363660]Offtop: п. 6 Отчета, вот и вся методика. Только ваш уголочек не заанкерен в верхней зоне плиты.

То, что Вы выложили это из Кодыша, читал, кажется, пример (из поста 371) на эту методику опирается. По своей сути она сильно отличается от методике Залесова (п.6), конструкция считается без учета окружающего бетона, и судя по картинкам, предполагается, что жесткая арматура по высоте занимает почти все сечение плиты и арматура плиты должна привариваться к жесткой арматуре(? ), что очень не практично и ненадежно в условиях стройплощадки.
Не понял на счет анкеровки уголка в верхней зоне. Зачем? Я и не хочу, чтобы он воспринимал момент и никуда он не денется, смещению помещает перпендикулярный уголок (ведь будет сварной каркас из уголков).

Сообщение от An2 расчет на продавливание с жесткой арматурой по методике отчета Залесова, выполняется по общим правилам... т.е. жесткая арматура рассматривается как обычная, площадью равной t*h (толщина и высота стенки профиля)... несущая способность определяется как вклад бетона и жесткой арматуры, на которую также действует ограничение по вкладу.

Да, читал это. Просто хотелось бы по подробнее, чтобы был пример с моментом.

Сообщение от An2 эти положения заимствованы из работы Фишеровой (других работ у нас не видел) и они отличаются от требований ACI, в части доли вклада, а также в нормах есть ряд важных конструктивных требований для обеспечения устойчивости сжатых полок и др.

Что за требования? Можно где почитать? Не понимаю на счет устойчивости нижних полок, если по Залесову жесткая арматура работает совместно с бетоном, то момент в плите будет восприниматься железобетонным сечением плиты (и в любом случае, сам бетон будет препятствовать потере устойчивости жесткой арматуры).

Кстати, с точки зрения монтажно-строительных работ, вариант с жесткой арматурой мне представляется более надежным (и технологичным), строители меньше напортачить смогут, главное – ее хоть как-то установить.
И, кстати, склоняюсь к применению уголков, а не швеллеров, в том числе и из-за возможно плохого качества бетонирования внутри самого швеллера.

Сообщение от GIP действующий момент крутит против часовой стрелки, а сила F, которая действует снизу смещена влево от центра тяжести контура, поэтом дает момент по часовой стрелке, поэтому минусуем......

Точно. Спасибо! Моя ошибка. Почему-то не учел, что продавливающую силу можно представить как сосредоточенную действующую снизу вверх. Это и второй пункт проясняет.

Сообщение от GIP в самом пособии п.3.84 даны два значения y=Lx*(Lx+Ly)/u - для волокна у свободного края и для внутреннего волокна y=Lx^2/u так как в примере 41 загружено внутреннее волокно, в расчете y=Lx^2/u

Это логично. Но противоречит самому СП, где сказано, что надо брать меньшее W

Сообщение от GIP наверное потому, что и без проверки на уменьшение M/Wb условие прочности выполняется.....

Но я правильно понимаю, что это все-таки ошибка и M/Wb должно было быть приравнено к F/u?




----- добавлено через ~23 мин. -----
И еще вопрос по СП.
Правильно ли я понимаю последний абзац пункта 6.2.46 (о соотношениях между F и М), что для упрощения расчетов крайних и угловых колонн (где значительные моменты), момент в колоннах можно не учитывать, а просто умножить продавливающую силу на 2 и считать на нее одну?
И если так, то как быть с условием, что бетон должен воспринимать не менее 0,5 продавливающей силы? Считать, чтобы бетон воспринимал половину от изначальной F?
Поясню, например, есть крайняя колонна F=30т, момент большой и сразу в расчет берем 2F=60т, предположим сечение без поперечного армирования держит 20т, а поперечная арматура держит больше 40т. Т.е. получается, что здесь арматура держит больше, чем бетон. Можно ли так считать?

[An2]

по Сп63 вклад моментов волевым решением был снижен. Теперь что бы не проверять их влияние можно считать 1.5Fult>F.

По поводу применения жесткой арматуры смотрите Aci - 318

----- добавлено через ~8 мин. -----
по Сп63 вклад моментов волевым решением был снижен. Теперь что бы проверять их влияние можно считать 1.5Fult>F.

По поводу применения жесткой арматуры смотрите Aci - 318
В частности требуется, что бы сжатая полка элемента располагалась в сжатом бетоне на расстоянии не далее 0.3h0 от сжатой поверхности

Думаю что может при определенных условиях потерять устойчивость ребро

Жесткая арматура должна иметь высокую изгибную жесткость иначе она не потянет на себя поперечную силу по логике ACI

[Nick Kononenko]

В свое время, когда вышло это СП, у меня были сомнения.Я разговаривал по телефону с автором этого раздела в том числе касательно размерности момента сопротивления. он мне объяснил почему так получается. Поскольку в тот момент я занимался расчетом 9-ти этажного здания с безригельным каркасом, мне эти нововведения необходимо было проверить для собственного спокойствия. Поэтому я проверил плиты перекрытия на продавливание также старым методом по призме продавливания от вертикальной нагрузки, добавив напряжения от моментов (Мх и Мy) действующих на призму подавливания. Результаты были двольно близкими к СП и поэтому в дальнейшем я пользовался методикой расчета этого СП. В дальнейшм, когда расчет на продавливание плит стал возможен в программе Stark ES, я пользуюсь этой программой.

[An2]

Думаю вы бы потеряли спокойствие если сравнили опытные данные с расчетом по Сп, или хотя-быоознакомились с диссертацией аспиранта Тура о надежности Российских норм в этом разделе

[Saha]

Сообщение от GIP действующий момент крутит против часовой стрелки, а сила F, которая действует снизу смещена влево от центра тяжести контура, поэтом дает момент по часовой стрелке, поэтому минусуем...... в самом пособии п.3.84 даны два значения y=Lx*(Lx+Ly)/u - для волокна у свободного края и для внутреннего волокна y=Lx^2/u так как в примере 41 загружено внутреннее волокно, в расчете y=Lx^2/u наверное потому, что и без проверки на уменьшение M/Wb условие прочности выполняется.....

Подскажите а как определить в какую сторону крутит действующий момент??? Если к примеру над крайней опорой момент больше чем под опорой ??? В примере 41 пособия момент над опорой 80 кН*м а под опорой 90 кН*м, выходит под опорой больше момент значит в которую он сторону крутит туда и будет крутить расчетный момент (в примере 41 с запада на восток)???

[Skovorodker]

Сообщение от Saha Подскажите а как определить в какую сторону крутит действующий момент??? Если к примеру над крайней опорой момент больше чем под опорой ??? В примере 41 пособия момент над опорой 80 кН*м а под опорой 90 кН*м, выходит под опорой больше момент значит в которую он сторону крутит туда и будет крутить расчетный момент (в примере 41 с запада на восток)???

Так стрелочками же указано направление момента. И над верхней и над нижней опорой момент направлен в одну сторону (против часовой стрелки). В общем случае на крайних колоннах момент по направлению всегда будет таким - внизу верхней колонны растянута внутренняя часть, вверху нижней растянута наружная часть (и эти моменты компенсируются моментом в плите - верхняя часть плиты над опорой растянута, но этот момент в этом расчете не участвует).

[frostyfrost]

Сообщение от An2 Думаю вы бы потеряли спокойствие если сравнили опытные данные с расчетом по Сп, или хотя-быоознакомились с диссертацией аспиранта Тура о надежности Российских норм в этом разделе

А ссылку можно в студию, пожалуйста? Будет, как и всегда, очень интересно почитать.

[Skovorodker]

Сообщение от An2 по Сп63 вклад моментов волевым решением был снижен. Теперь что бы проверять их влияние можно считать 1.5Fult>F. По поводу применения жесткой арматуры смотрите Aci - 318 В частности требуется, что бы сжатая полка элемента располагалась в сжатом бетоне на расстоянии не далее 0.3h0 от сжатой поверхности Думаю что может при определенных условиях потерять устойчивость ребро Жесткая арматура должна иметь высокую изгибную жесткость иначе она не потянет на себя поперечную силу по логике ACI

Aci - это американские нормы? Попробую найти.
На счет расположения относительно сжатой части не очень понятно, ведь опять же, мы эту арматуру не на растяжение считаем, зачем ее анкерить? (это требование похоже на требования из нашего старого советского пособия по расчету элементов с жесткой арматурой)

[Saha]

Задам в этой теме вопрос. Обвязочная балка как влияет на расчет на продавливание на крайних колоннах?? Момент инерции контура то меняется.

[SergeyKonstr]

Сообщение от Skovorodker То, что Вы выложили это из Кодыша, читал, кажется, пример (из поста 371) на эту методику опирается. По своей сути она сильно отличается от методике Залесова (п.6)

Ну да. Первая предполагает жесткую арматуру как лишь поперечную, вторая то, что всю поперечную нагрузку воспринимает воротник, а продавливание происходит за воротником.

Сообщение от Skovorodker Не понял на счет анкеровки уголка в верхней зоне. Зачем?

Косые трещины держать.

[eilukha]

Сообщение от Saha балка как влияет на расчет на продавливание

- плохо влияет, всю поперечную силу теперь передаёт балка. Вот близкая тема.

[Saha]

Может кто пояснит картинки и что сказано по тексту. Судя по картинке поперечка при обвязачной балке не нужна???

[eilukha]

Сообщение от Saha что сказано по тексту

4,3-соединения с поперечными балками
Если соединение имеет балки поперек пролета
плита, сдвиг и момент силы передача
Соединение может быть определена следующим образом:
4.3.1 Предел прочности при сдвиге является меньшим из следующих действий:
() прочность на сдвиг, Общество с ограниченной лучом действия с
критическое сечение проходит поперек всей ширины сляба
в плоскости, параллельной лучу и находится на расстоянии D
от поверхности луча, где d представляет собой плиту эффективное
глубина. Проектной прочности на сдвиг для этого условия тамо-
женной в соответствии с МСА 318 для пучков.
(б) прочность на сдвиг конструкции ограничивается суммой де-
войдите силы в сдвиге только поперечные балки.
Дизайн прочность на сдвиг поперечных балок на рас-
стояние dbKm от опорной поверхности должны быть вычислены
с учетом взаимодействия между сдвига и кручения,
где dbeam является луч эффективная глубина.
4.3.2 Прочность передача момент меньшее из
следующее:
(а) Конструкция прочность на изгиб плиты на лицо
Поддержка по ширине равна колонны
полоса.
(б) Сумма прочности конструкции при изгибе плиты
И дизайн крутильных сильные поперечной
лучей. Плиты проектной прочности на изгиб вычисляется по
Ширина равна опорной поверхности.
Процедура, описанная основан на понятиях
луч аналогия, как представлено в ссылке 38. про-
дению предполагает прочность на сдвиг ограничен либо
действия луча в плите или путем разработки сдвига
сильные пучков на боковых сторонах соединения. Для соединений, имеющих существенное поперек
балки, маловероятно, что балки и плиты, будут определять
сильные сдвигу ботать одновременно, так сдвига
Сила должна быть ограничена вклада
только пучки.
Прочность на изгиб ограничен разработки Flex-
Уральский линия выход через плиты шириной столбцов полосы, в
этом случае поперечные балки не достигнут своей Вы-
войдите сильные [рис. 4,1 (а)], или путем разработки
поверхность текучести по связи, что включает в себя Flex-
Уральский выход плиты и кручение выход транс-
стих пучки [рис. 4,1 (б)], луч прочность при кручении
рассчитывается с учетом взаимодействия между сдвига и
кручения.Сдвига пучка может быть определена
Процедура приведены в ссылке 16, или более просто, все
сдвига можно предположить, распространяется пучков в пропорциях
ние к их подчиненными областях, если пучки имеют равный

Поперечка всегда нужна. А вот её количество - другой вопрос. Если обнулите в расчётной модели крутильную жёсткость балки, то можете не учитывать крутящий момент при подборе поперечки.

[Saha]

Сообщение от eilukha 4,3-соединения с поперечными балками Если соединение имеет балки поперек пролета плита, сдвиг и момент силы передача Соединение может быть определена следующим образом: 4.3.1 Предел прочности при сдвиге является меньшим из следующих действий: () прочность на сдвиг, Общество с ограниченной лучом действия с критическое сечение проходит поперек всей ширины сляба в плоскости, параллельной лучу и находится на расстоянии D от поверхности луча, где d представляет собой плиту эффективное глубина. Проектной прочности на сдвиг для этого условия тамо- женной в соответствии с МСА 318 для пучков. (б) прочность на сдвиг конструкции ограничивается суммой де- войдите силы в сдвиге только поперечные балки. Дизайн прочность на сдвиг поперечных балок на рас- стояние dbKm от опорной поверхности должны быть вычислены с учетом взаимодействия между сдвига и кручения, где dbeam является луч эффективная глубина. 4.3.2 Прочность передача момент меньшее из следующее: (а) Конструкция прочность на изгиб плиты на лицо Поддержка по ширине равна колонны полоса. (б) Сумма прочности конструкции при изгибе плиты И дизайн крутильных сильные поперечной лучей. Плиты проектной прочности на изгиб вычисляется по Ширина равна опорной поверхности. Процедура, описанная основан на понятиях луч аналогия, как представлено в ссылке 38. про- дению предполагает прочность на сдвиг ограничен либо действия луча в плите или путем разработки сдвига сильные пучков на боковых сторонах соединения. Для соединений, имеющих существенное поперек балки, маловероятно, что балки и плиты, будут определять сильные сдвигу ботать одновременно, так сдвига Сила должна быть ограничена вклада только пучки. Прочность на изгиб ограничен разработки Flex- Уральский линия выход через плиты шириной столбцов полосы, в этом случае поперечные балки не достигнут своей Вы- войдите сильные [рис. 4,1 (а)], или путем разработки поверхность текучести по связи, что включает в себя Flex- Уральский выход плиты и кручение выход транс- стих пучки [рис. 4,1 (б)], луч прочность при кручении рассчитывается с учетом взаимодействия между сдвига и кручения.Сдвига пучка может быть определена Процедура приведены в ссылке 16, или более просто, все сдвига можно предположить, распространяется пучков в пропорциях ние к их подчиненными областях, если пучки имеют равный Поперечка всегда нужна. А вот её количество - другой вопрос. Если обнулите в расчётной модели крутильную жёсткость балки, то можете не учитывать крутящий момент при подборе поперечки.

Поперечка в ребре понятно нужна, а вот поперечка в плите нужна? На картинке поперечка показана в плите у торцевой колонны, но тут ситуация без ребер. Т.е. в нормах именно такая ситуация не освещена? Если судить по иностранным картинкам то в плите поперечки нет.

[eilukha]

Сообщение от Saha поперечка в плите нужна?

- подходя формально - нет, т. к. плита теперь висит на балке. Но, возможно, имеются какие-то другие требования в этому месту.

[GIP]

Сообщение от Skovorodker И еще вопрос по СП. Правильно ли я понимаю последний абзац пункта 6.2.46 (о соотношениях между F и М), что для упрощения расчетов крайних и угловых колонн (где значительные моменты), момент в колоннах можно не учитывать, а просто умножить продавливающую силу на 2 и считать на нее одну?

если вы считаете на продавливание внутри плиты (только замкнутый контур), то да, если заведомо большой момент, то всегда
сработает проверка M/W <= N/u, т.е. по факту получается двойная вертикальная сила
если вы считаете на краю плиты или угол плиты, то здесь это опрометчиво, т.к. помимо заданного момента появляется дополнительный момент от
вертикальной силы (центр тяжести незамкнутого контура как правило не совпадает с точкой приложения вертикальной силы), а дополнительный момент может как догружать, так и разгружать заданный момент, т.е. вы можете получить существенный запас, если дополнительный момент будет разгружать заданный, мало этого вы увеличив вертикальную силу в 2 раза в 2 раза увеличиваете дополнительный момент....

Сообщение от Skovorodker предположим сечение без поперечного армирования держит 20т, а поперечная арматура держит больше 40т. Т.е. получается, что здесь арматура держит больше, чем бетон. Можно ли так считать?

если арматура держит больше бетона в расчет все равно принимается Fsw,ult = Fb,ult и Мsw,ult = Mb,ult

[An2]

Сообщение от frostyfrost А ссылку можно в студию, пожалуйста? Будет, как и всегда, очень интересно почитать.

http://rep.bntu.by/bitstream/handle/...pdf?sequence=1

по нашим данным ситуация намного хуже, из этой работы видно что распределение точности методики СП имеет логнормальное распределение, поэтому корректировать точность нужно не поправочным коэффициентом, а функцией точности... после этого надежность СП будет гораздо ниже... с ростом класса снижается до 0.
http://forum.dwg.ru/attachment.php?a...4&d=1370022420

[Skovorodker]

Сообщение от GIP если вы считаете на продавливание внутри плиты (только замкнутый контур), то да, если заведомо большой момент, то всегда сработает проверка M/W <= N/u, т.е. по факту получается двойная вертикальная сила если вы считаете на краю плиты или угол плиты, то здесь это опрометчиво, т.к. помимо заданного момента появляется дополнительный момент от вертикальной силы (центр тяжести незамкнутого контура как правило не совпадает с точкой приложения вертикальной силы), а дополнительный момент может как догружать, так и разгружать заданный момент, т.е. вы можете получить существенный запас, если дополнительный момент будет разгружать заданный, мало этого вы увеличив вертикальную силу в 2 раза в 2 раза увеличиваете дополнительный момент....

Пока для всех крайних колонн, которые я прикидывал выходил, что M/W значительно больше N/u. Насчет увеличения дополнительного момента от экцентроситета продавливающей силы, думаю, несовсем корректно так счиать, все-таки мы условно берем двойную силу (т.е. строго говоря, эта двойная прибавка идет второго слагаемого с моментом, а не с силой). Собственно именно так и возник у меня вопрос по поводу процентного соотношения соотношения восприятия продавливания бетон/арматура.

Сообщение от GIP если арматура держит больше бетона в расчет все равно принимается Fsw,ult = Fb,ult и Мsw,ult = Mb,ult

Ага, спасибо, понял, не правильно вопрос ставил.

Таким образом, если, например, у нас продавливающая сила N=30т и соотношение M/W > N/u, то мы в любом случае должны добиться, чтобы бетонное сечение без учета арматуры несло не менее 30т, если считаем СП52, а если считаем по СП63 то не менее 30*1,5/2=22,5т

[GIP]

Сообщение от Skovorodker Насчет увеличения дополнительного момента от экцентроситета продавливающей силы, думаю, несовсем корректно так счиать, все-таки мы условно берем двойную силу

моя главная мысль, что еще не увеличивая силу в 2 раза вы можете получить доп момент, который разгрузит, действующий, и он станет небольшим, а так увеличивая силу в 2 раза вы получите запас, и возможно очень большой, т.е. двухкратный.......

[Kvazar]

Мне интересен следующий ньюанс:

СП 63.13330.2012 п.8.1.46: "При действии сосредоточенных моментов и силы в условиях прочности соотношение между действующими сосредоточенными моментами М , учитываемыми при продавливании, и предельными Mult принимают не более ПОЛОВИНЫ соотношения между действующим сосредоточенным усилием F и предельным Fult."

СП 52-101-2003 п.6.2.46:"При действии сосредоточенных моментов и силы в условиях прочности соотношение между действующими сосредоточенными моментами M , учитываемыми при продавливании, и предельными Mult принимают не более соотношения между действующим сосредоточенным усилием F и предельным Fult."

Т.е. получается, что согласно актуализированному СП в ряде случаев значение изгибающего момента принимается вдвое меньше, чем по старому.

Пока СП 63 применялся на добровольной основе я не очень заморачивался и руководствовался более жесткими пребованиями СП 52-101-2003, но с 1 июля 2015 сп63 становится обязательным. У кого-нибудь есть информация с чем связано такое изменение расчетных требований? Может опечатка))))?

[pol1982]

Сообщение от Kvazar Мне интересен следующий ньюанс: СП 63.13330.2012 п.8.1.46: "При действии сосредоточенных моментов и силы в условиях прочности соотношение между действующими сосредоточенными моментами М , учитываемыми при продавливании, и предельными Mult принимают не более ПОЛОВИНЫ соотношения между действующим сосредоточенным усилием F и предельным Fult." СП 52-101-2003 п.6.2.46:"При действии сосредоточенных моментов и силы в условиях прочности соотношение между действующими сосредоточенными моментами M , учитываемыми при продавливании, и предельными Mult принимают не более соотношения между действующим сосредоточенным усилием F и предельным Fult." Т.е. получается, что согласно актуализированному СП в ряде случаев значение изгибающего момента принимается вдвое меньше, чем по старому. Пока СП 63 применялся на добровольной основе я не очень заморачивался и руководствовался более жесткими пребованиями СП 52-101-2003, но с 1 июля 2015 сп63 становится обязательным. У кого-нибудь есть информация с чем связано такое изменение расчетных требований? Может опечатка))))?

Вопрос не по существу.
Вы видели в натуре разрушение монолитной плиты от продавливания?

[Kvazar]

Сообщение от pol1982 Вопрос не по существу. Вы видели в натуре разрушение монолитной плиты от продавливания?

Нет, не видел. А у вас есть какие-то данные по натурным испытаниям? Очень интересно было бы узнать на каких данных основываются разработчики СП. Была ситуация, когда меня просили проверить уже залитую фундаментную плиту. Судя по всему при расчете моменты не учитывались вовсе, т.к. на участках опирания крайних колонн условие прочности выполнялось только без слагаемого с моментами. Я ответил, что плита не удовлетворяет требованиям российских норм (здание турки проектировали), но заказчика в общем-то интересовало, будет стоять или нет.

[An2]

это не опечатка, действительно авторы норм снизили влияние момента.

[pol1982]

Сообщение от Kvazar Нет, не видел. А у вас есть какие-то данные по натурным испытаниям? Очень интересно было бы узнать на каких данных основываются разработчики СП. Была ситуация, когда меня просили проверить уже залитую фундаментную плиту. Судя по всему при расчете моменты не учитывались вовсе, т.к. на участках опирания крайних колонн условие прочности выполнялось только без слагаемого с моментами. Я ответил, что плита не удовлетворяет требованиям российских норм (здание турки проектировали), но заказчика в общем-то интересовало, будет стоять или нет.

У меня они есть, вернее были (когда учился в аспирантуре). Сейчас найти проблематично. Рекомендую для начала почитать статьи Габрусенко
ИМХО: Десятилетия считали на продавливание без учета моментов и все стоит.

[Kvazar]

Сообщение от pol1982 Рекомендую для начала почитать статьи Габрусенко

Вы имеете в виду Габрусенко В.В. "Некоторые особенности проектирования железобетонных конструкций по новым нормам (Расчет прочности при местном действии нагрузки)" (Журнал "Проектирование и строительство в Сибири" №5 2007)" (http://dwg.ru/dnl/4653) ?

Некоторые обоснования учета момента я видел в статье Кодыша. Диаграммка даже приводилась. Правда на каких конкретно исследованиях это основано умалчивается.
Кодыш Э.Н. Никитин И.К. Трекин Н.Н. "Расчет железобетонных конструкций из тяжелого бетона по прочности трещиностойкости и деформациям" 2010 (часть книги, посвященная вопросу продавливания); (http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=92621).

Сообщение от pol1982 Десятилетия считали на продавливание без учета моментов и все стоит

Обычно на это отвечают, что в СССР строили в основном сборные конструкции и случаи действия значительных моментов на пирамиду продавливания встречались редко, а вот в зарубежных нормах моменты учитывались уже тогда. Об этом пишут здесь:
Ермуханов К.Е. "Обобщенный анализ расчета прочности плит на продавливание по отечественным и зарубежным нормам" (Журнал "Бетон и Железобетон" №4 1992); (http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=92621).

Я не берусь судить, где правда, но хотелось бы все-таки посмотреть, на чем основываются разработчики норм. Может статьи какие-то есть? По идее научные исследования должны публиковаться.

[pol1982]

Сообщение от Kvazar Обычно на это отвечают, что в СССР строили в основном сборные конструкции и случаи действия значительных моментов на пирамиду продавливания встречались редко, а вот в зарубежных нормах моменты учитывались уже тогда. Об этом пишут здесь: Ермуханов К.Е. "Обобщенный анализ расчета прочности плит на продавливание по отечественным и зарубежным нормам" (Журнал "Бетон и Железобетон" №4 1992); (http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=92621).

А причем тут СССР? Его нет уже 24 года))))
Я говорил про 90-е, да и в советские времена монолитные перекрытия тоже строили.

Сообщение от Kvazar Я не берусь судить, где правда, но хотелось бы все-таки посмотреть, на чем основываются разработчики норм. Может статьи какие-то есть? По идее научные исследования должны публиковаться.

Для этого необходимо как минимум кандидатскую диссертацию написать))))))))

[Kvazar]

Сообщение от pol1982 Для этого необходимо как минимум кандидатскую диссертацию написать))))))))

Кандидатскую писать не буду, а за ссылки на дельные статьи по теме был бы благодарен.

[An2]

http://www.niizhb2.ru/Article/A1-2.pdf

[Kvazar]

Сообщение от An2 http://www.niizhb2.ru/Article/A1-2.pdf

Спасибо

----- добавлено через ~28 мин. -----
Представляются интересными также остальные публикации со странички http://www.niizhb2.ru/nauka1.html

[An2]

в скором времени обновим )...за год набралось еще несколько статей

[GIP]

Сообщение от An2 в скором времени обновим )...за год набралось еще несколько статей

вы работаете в НИИЖБ ?

[Kvazar]

Обновляйте, а то этот вопрос с продавливанием давно покоя не дает))

[realdoc]

Сообщение от pol1982 Десятилетия считали на продавливание без учета моментов и все стоит.

Ну во-первых случаи продавливания действительно есть, то есть "стоит" далеко не все. В общем-то этому есть легкое логическое объяснение - если бы я взял лист пластика с примыкающим стержнем и мне надо было отломать этот стержень, я бы делал это явно наклоняя стержень в сторону, но никак не пытаясь продавить стержнем лист центрально.
Во-вторых нормы на продавливание без учета моментов разрабатывались в то время, когда безкапительных безбалочных плит перекрытия никто не делал. Собственно поэтому безбалочные (под которыми понимались капительные) плиты никому не были интересны - капители всем мешали. Естественно что при наличии развитой капители эксцентриситет усилия относительно высоты сечения значительно меньше.
Кроме того, тогда продавливание в основном интересовало с точки зрения продавливания фундаментов колоннами, а не перекрытий. Там ситуация несколько иная, но даже там (при расчете фундамента) рекомендовалось момент учитывать - выделяя наиболее нагруженную четверть пирамиды и считая ее отдельно. Т.е. примерно тоже самое что предлагается сейчас.
Также, уважаемый An2 лет 10 назад (если я не ошибаюсь) показал, что "классические" формулы дают некоторый запас при низких классах бетона (из которых собственно раньше и делали фундаменты) и недостаток несущей способности при высоких классах (которые очевидно скоро будут часто применять в перекрытиях в зоне продавливания).
Т.е. когда мы говорим "всегда так считали" нужно оценивать систему норм, конструктивные системы и методы производства работ в комплексе.

[pol1982]

Сообщение от realdoc Ну во-первых случаи продавливания действительно есть, то есть "стоит" далеко не все.

Хотелось бы взглянуть, мой личный опыт говорит об обратном. Продавливания не видел даже в ситуации, когда арматурщики "забыли" поставить поперечку в плите, и по расчету должно было все "сломаться"

[DEM]

Кстати тут мне мысля пришла в голову можно ведь и сетку из треугольных и прямоугольных элементов использовать для этого расчёта.
Подсчитать момент инерции и длину трещины по мне так не составляет труда....

[andsan]

Сообщение от pol1982 Хотелось бы взглянуть

Вот, например.

[An2]

GIP да

[pol1982]

Сообщение от andsan Вот, например.

Судя по консоли колонны это реконструкция и монолит плиты опирается странно, на на всю колонну. Не удивительно))) Но перекрытие "стоит" за счет продольной арматуры

[DEM]

Сообщение от pol1982 Но перекрытие "стоит" за счет продольной арматуры

За счет подпорок оно стоит уже....
PS. Это не реконструкция, скорее всего аварийное состояние, вот и пришлось разбирать..

[pol1982]

Сообщение от DEM PS. Это не реконструкция, скорее всего аварийное состояние, вот и пришлось разбирать..

Не соглашусь, колонна с консолью, НИКТО не будет при новом строительстве использовать серийные колонны для промки.
Поэтому данный пример не показателен, так как изначально узел опирания на колонну безграмотный.
Пустой спор.
На авторском при строительстве каркасников с монолитными безригельными перекрытиями ни один раз раз сталкивался когда "забывали" поставить поперечку.
Все стояло, хотя по расчету на нагрузки в стадии монтажа с учетом моментов прочность не обеспечивалась.
Принимал участие в нескольких испытаниях натурных фрагментов перекрытий.
Разрушение всегда наступало по нормальным сечениям (трещины шириной 1-2 мм) и прогибами больше допустимых
ПыСы: хотелось бы увидеть ПРИМЕР разрушения монолитного перекрытия от совместного действия СИЛЫ и МОМЕНТА
Про фото для данного случая НЕ ОБЕСПЕЧИТСЯ прочность на продавливание и без учета моментов

[An2]

хотелось бы увидеть ПРИМЕР разрушения монолитного перекрытия от совместного действия СИЛЫ и МОМЕНТА

никаких сложностей, нужно взять и испытать плиты с моментом ) если не верите испытаниям других авторов...

а так можно нагуглить массу статей на эту тему. В основном конечно с загнивающего Запада

http://fib.bme.hu/proceedings/krueger.pdf
http://infoscience.epfl.ch/record/11.../Krueger00.pdf

[pol1982]

Сообщение от An2 никаких сложностей, нужно взять и испытать плиты с моментом ) если не верите испытаниям других авторов...

Конечно никаких проблем, каких-то пара тройка сотен тысяч рублей, если есть испытательный стенд (на худой конец площадка), персонал, методика испытания и оборудование.
Если нет ничего то смело умножаем на 3 + оснастка и оборудование за ВАШ счет. В пару мильенчиков уложитесь

Сообщение от An2 если не верите испытаниям других авторов...

Сообщение от An2 В основном конечно с загнивающего Запада

На западные статьи я бы ориентировался в последнюю очередь и с ОГРОМНОЙ осторожностью
Вопрос к Аn2. Вы лично испытывали, хотя бы 1,0м балочку железобетонную? Писали методику испытаний? Обработку результатов, анализ?

Я с 2004 года работая на кафедре Строительные конструкции в ЮУрГУ (Челябинск) из лаборатории не вылазил 5 лет, а до последнего времени был набегами.
Подготовил, провел/принял участие в сотне испытаний, в том числе не менее 10 натурных фрагментов.
Несколько десятков обследований за плечами
Что чо, а как работают ЖБ конструкции в реальности повидал. Ичто важнее как разрушается
Поэтому могу говорить, Раньше считали без поперечки и стоит и будет стоять если строители не портачат

Так что давайте не будем спорить.
ПыСы:
Что то я в статьях не увидел ХАРАКТЕРНОЙ КАРТИНЫ РАЗРУШЕНИЯ
В выводах пишут, что продавливающая сила повышается до 36% и?
А если критически отнестись к статьям, то схема испытаний как минимум СТРАННАЯ. Элемент моделирующий колонну ВЕСИТ в воздухе и не имеет опоры

[An2]

pol1982
к нашему всеобщему сожалению надо признать отсутствие централизованных научных исследований в строительстве в нашей стране. Поэтому сейчас, да и в хорошие времена, зарубежные исследования, в том числе испытания, являются одной из основ для нашей науки.

любое серьезное исследование начинается с обзора имеющихся работ.

по поводу статьи, я привел ее как пример, на мой взгляд, испытания выполнены довольно качественно и наглядно, как впрочем очень часто у немцев )

схема испытания всегда несколько условна, в данном случае она моделирует поведение фундамента или плиты покрытия (если перевернуть)
ну и по выводам, авторы пишут, что несущая способность резко снижается с увеличением эксцентриситета, который изменяется от 0 до 36% (от сечения колонны)

псы псы: а для чего же форум, как не для спора и обсуждения

[pol1982]

Сообщение от An2 к нашему всеобщему сожалению надо признать отсутствие централизованных научных исследований в строительстве в нашей стране. Поэтому сейчас, да и в хорошие времена, зарубежные исследования, в том числе испытания, являются одной из основ для нашей науки.

Очень сильно сомневаюсь, это я про советскую школу ЖБК. Я конечно не берусь говорить за Москву, но в ЧПИ у Оатула А.А. и его учеников не было основы с запада.
Ну вот не припомню я чтобы наша профессура рассказывало об ИЗУЧЕНИИ западных авторов по теории и испытании ЖБК
Вот про МКЭ другое дело

Сообщение от An2 любое серьезное исследование начинается с обзора имеющихся работ.

Кто же спорит, как бывший аспирант я отлично это знаю

Сообщение от An2 ну и по выводам, авторы пишут, что несущая способность резко снижается с увеличением эксцентриситета, который изменяется от 0 до 36% (от сечения колонны)

the punching strength can be in excess of 30 % for large eccentricities of the column load.
Давно конечно не практиковался, но я перевел : продавливающая сила может увеличиваться на 30% от вертикальной при больших эксцинтриситетах

Сообщение от An2 схема испытания всегда несколько условна, в данном случае она моделирует поведение фундамента или плиты покрытия (если перевернуть)

На мой взгляд что бросается
1 Масштабный фактор
2 Края плиты свободно опираются на двутавры, а элемент колонны в центре весит
По мне так данная схема не имеет ничего общего к реальной работе монолитного перекрытия на продавливание, но момент в плите конечно они создали и естественно результат не самый хороший
Прежде всего колонна не должна перемещаться вместе с плитой, а плита не может шарнирно опираться по краям.

[An2]

The presence of shear reinforcement increases the ultimate load by about 30-35 %
depending on the eccentricity.

Если Вы об этом. То не правильно перевели.
Своих ученых это хорошо что вы знаете, а вот что Оатул не читал зарубежных исследований думаю сильно ошибаетесь :-) И не использовал тот же критерий Рема для анализа сцепления.

Гвоздев свободно разговаривал на 2 языках (фр. И англ) и переводил с немецкого.

Не удивительно, в основном все наши светила были выходцы из интеллигенции царской России и получили образование у зарубежной профессуры. А некоторые просто были иностранцы как Пастернак.
Конечно потом и русская школа зародилась.

[pol1982]

Сообщение от An2 Своих ученых это хорошо что вы знаете, а вот что Оатул не читал зарубежных исследований думаю сильно ошибаетесь :-) И не использовал тот же критерий Рема для анализа сцепления.

Вы же говорили про основы, а то что Оатул не читал я не говорил))))))) Он владел немецким и английским

Сейчас ездил в университет и пересекся с одним из наших карефеев.
Дословно... Иностранные исследования НИКТО на кафедре не отслеживал (интернета в 60-80 г.г. не было ))))
То немногое что переводили имело формальный смысл (вставить несколько пунктов в список литературы диссертации)
Мощнейшая экспериментальная и теоретическая работа велась на основе советской литературы и авторов
Многое самостоятельно познавали и внедряли, благо на лабораторию тогда не жалели ни денег ни персонала)) У нас сейчас в лаборатории осталось 3 человека, причем 1 из них завлаб

Сообщение от An2 Не удивительно, в основном все наши светила были выходцы из интеллигенции царской России и получили образование у зарубежной профессуры. А некоторые просто были иностранцы как Пастернак. Конечно потом и русская школа зародилась.

Так мы говорим о советской школе или об ее корнях?

----- добавлено через ~1 мин. -----

Сообщение от An2 The presence of shear reinforcement increases the ultimate load by about 30-35 % depending on the eccentricity. Если Вы об этом. То не правильно перевели.

Нет это из второй статьи

[An2]

Я так думал мы говорим о реальном состоянии науки у нас :-)

[pol1982]

Сообщение от An2 Я так думал мы говорим о реальном состоянии науки у нас :-)

Так про современное положение никто и не спорит
Я как никто другой))) Бросивший науку и диссертацию ради денег))))))

[DEM]

Чей то тема вообще не в ту плоскость скатилась....

[realdoc]

Сообщение от pol1982 Продавливания не видел даже в ситуации, когда арматурщики "забыли" поставить поперечку в плите, и по расчету должно было все "сломаться"

Этому тоже есть очень простое объяснение. Возьмем средневзвешенный коэффициент надежности по нагрузке 1,2. Коэффициент надежности по бетону при растяжении 1,5. Итого получаем уже 1,8 (некоторая величина, которую неправильно было бы называть "коэффициентом запаса"). Плюсом не забываем что средняя прочность на растяжение все таки тоже сильно отличается от нормативной.
И параллельно вспомним хитрый ход авторов СП - поперечная арматура не может воспринимать больше чем воспринимает бетон. Итого получаем, что по действующим нормам, усилие "в среднем" должен воспринимать бетон, а поперечная арматура ставится в запас несущей способности.

Сообщение от pol1982 Разрушение всегда наступало по нормальным сечениям (трещины шириной 1-2 мм) и прогибами больше допустимых

По нашим нормам на продавливание учитывается половина момента (так как трещина полагается под 45 градусов), другая половина следовательно раскладывается на продольное армирование. Если я правильно помню An2 показывал не так давно, что по, например, американским нормам это соотношение может быть другое, главное чтобы выполнялись условия равновесия участка отсеченного трещиной. Так что в вашем случае скорее всего просто был значительный запас по продольной арматуре над колонной. Так как в наше время все привыкли считать безбалочные плиты МКЭ, при этом арматуру определяя со значительным запасом относительно метода предельного равновесия (который в общем-то никто не отменял).

[pol1982]

Сообщение от realdoc Этому тоже есть очень простое объяснение. Возьмем средневзвешенный коэффициент надежности по нагрузке 1,2. Коэффициент надежности по бетону при растяжении 1,5. Итого получаем уже 1,8 (некоторая величина, которую неправильно было бы называть "коэффициентом запаса"). Плюсом не забываем что средняя прочность на растяжение все таки тоже сильно отличается от нормативной. И параллельно вспомним хитрый ход авторов СП - поперечная арматура не может воспринимать больше чем воспринимает бетон. Итого получаем, что по действующим нормам, усилие "в среднем" должен воспринимать бетон, а поперечная арматура ставится в запас несущей способности.

Сообщение от realdoc По нашим нормам на продавливание учитывается половина момента (так как трещина полагается под 45 градусов), другая половина следовательно раскладывается на продольное армирование. Если я правильно помню An2 показывал не так давно, что по, например, американским нормам это соотношение может быть другое, главное чтобы выполнялись условия равновесия участка отсеченного трещиной. Так что в вашем случае скорее всего просто был значительный запас по продольной арматуре над колонной. Так как в наше время все привыкли считать безбалочные плиты МКЭ, при этом арматуру определяя со значительным запасом относительно метода предельного равновесия (который в общем-то никто не отменял).

Мне ничего доказывать не надо, для меня это не тайна.

Сообщение от DEM Чей то тема вообще не в ту плоскость скатилась....

А когда было иначе))))))))

[realdoc]

Сообщение от pol1982 Мне ничего доказывать не надо, для меня это не тайна.

Тогда зачем Вы спрашиваете - если все знаете и так? Если знаете, почему Ваша конструкция не падает, несмотря на ошибки строителей, то зачем говорите, что не знаете?
Чисто повозмущаться за загубленную советскую науку, посетовать на тяжелую жизнь бывшего аспиранта?

[DEM]

По мне так лучше разработать алгоритм, для расчёта было бы продуктивнее, чем переливать из пустого в порожнее....
Как я вижу самый простой метод был бы разбивка участка плиты на кэ с последующим определением геометрических характеристик.

[pol1982]

Сообщение от realdoc Тогда зачем Вы спрашиваете - если все знаете и так? Если знаете, почему Ваша конструкция не падает, несмотря на ошибки строителей, то зачем говорите, что не знаете?

Где я спрашивал?
Знать что не упадет и почему не упадет разные вещи. Знать - это экспериментальный и практический опыт, Почему - это теоретическая работа.

[realdoc]

Сообщение от pol1982 Где я спрашивал?

Тогда зачем это было:

Сообщение от pol1982 Хотелось бы взглянуть, мой личный опыт говорит об обратном. Продавливания не видел даже в ситуации, когда арматурщики "забыли" поставить поперечку в плите, и по расчету должно было все "сломаться"

Сообщение от pol1982 Знать что не упадет и почему не упадет разные вещи. Знать - это экспериментальный и практический опыт, Почему - это теоретическая работа.

Довольно странный подход даже для "бывшего аспиранта", т.е. человека который собирался стать ученым. Знать - это результат расчетов на основе расчетных формул. Почему - это вывод расчетных формул. Предпосылки вывода - теория подтвержденная экспериментом и опытом.
А знать на основе практического опыта без теории это зодчество, а не проектирование, и уж тем более не наука.

Сообщение от DEM По мне так лучше разработать алгоритм, для расчёта было бы продуктивнее, чем переливать из пустого в порожнее....

Я так понимаю для плоского напряженного состояния все уже выведено. Для расчета объемниками нужно совсем другое понимание вопроса и для практического применения пока точно не годится. В частности An2 лет 10-12 назад показал, что усилие продавливание не так просто как кажется и зависит не только от разницы усилий в верхней и нижней колонне (суть того, что называется продавливающим усилием), но и от самих этих величин, т.е. если в верхней колонне 500тс, а в нижней 550тс, это не тоже самое, что в в верхней 50тс, а в нижней 100тс. Но естественно увидеть это можно на расчете объемниками, в рамках принятой в СП модели это роли не играет

[pol1982]

Сообщение от realdoc Тогда зачем это было:

Так Вы приводите всю переписку

Сообщение от realdoc Довольно странный подход даже для "бывшего аспиранта", т.е. человека который собирался стать ученым. А знать на основе практического опыта без теории это зодчество, а не проектирование, и уж тем более не наука.

Учится в аспирантуре, не значит ... собираться быть ученым
Я лишь хотел сказать, что если запроектировать несколько десятков однотипных объектов, то можно достаточно точно спрогнозировать результат и в последующем

Сообщение от realdoc Знать - это результат расчетов на основе расчетных формул. Почему - это вывод расчетных формул. Предпосылки вывода - теория подтвержденная экспериментом и опытом.

Ну даже сказать нечего...
Пошел переосмысливать.

[ru_ds]

Вопрос к спецам: кто принимает при расчете на продавливание понижающий коэффициент в зависимости от соотношения стороны сечения колонны к толщине плиты? (по предложению Краснощекова Ю.В. в статье Прочность плиты безбалочного перекрытия на участках соединения с колоннами)

[eilukha]

Сообщение от ru_ds в статье

- по статьям можно проектировать?

[miko2009]

ru_ds это не соотношение , это угол развития трещины , у нас Гвоздев принял в СНиП (СП) 45 градусов , в еврокодах от 30 до 60. Никаких понижающих коэффициентов существовать не может.

[Igor1985]

Помогите определиться с характеристиками I, W, y, y0, u при расчете на продавливание с угловым расположением колонны. В начале поста нашел выкладку из norm cad

Сообщение от C1 Для незамкнутого контура из двух участков: xo = (Lx*Ly+0,5*Ly^2)/(Lx+Ly) yo = (Lx*Ly+0,5*Lx^2)/(Lx+Ly) Ibx1 = Lx*(Ly-yo)^2 Ibx2 = Ly^3/12+Ly*(yo-Ly/2)^2 Iby1 = Lx^3/12+Lx*(xo-Lx/2)^2 Iby2 = Ly*(Lx-xo)^2 Ibx = Ibx1+Ibx2 Iby = Iby1+Iby2 Wbx = min(Ibx/yo;Ibx/(Ly-yo)) Wby = min(Iby/xo;Iby/(Lx-xo)) (алгоритм из нормкада)

Для моих сечений подставляю данные и не могу понять как в таком случае определить eo и u
u=127*2=254
e0=Lx*Ly/u-xo
x0=70см
e0=127*127/254-95,25=-6,5см
Что я делаю не так? Помогите, если не сложно

[GIP]

Igor1985, посмотрите расчет.....

[Igor1985]

Спасибо. А подскажите почему Rbtxh=31.464 ведь оно должно получиться 314т/м или я как-то не так считаю

[GIP]

Сообщение от Igor1985 или я как-то не так считаю

смотрите ед. измерения

[Igor1985]

GIP , а подскажите, пожалуйста, возможно ли опирание на край плиты без соблюдения требования о том, что расстояние от края плиты до края элемента должно быть не менее 0,5 x h0? И если возможно, то как в таком случае выполнять расчет

[GIP]

Сообщение от Igor1985 требования о том, что расстояние от края плиты до края элемента должно быть не менее 0,5 x h0?

о требовании какого документа вы говорите и пункт ?

[Дрюха]

Сообщение от GIP о требовании какого документа вы говорите и пункт ?

Да никакой это не документ. Просто какие-то однокнопочники считают за догму ругань скадовского сателлита Арбат

[miko2009]

там 2 элементарные формулы:

первая по бетону:
((N2 - N1 - (q * (((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2) * (a + b + (((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2))) - (r * h * ((((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2) + a) * (b + (((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2))))) / (Rbt * (((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2) * (2 * (((((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2) + a) + (b + (((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2))))) + (((Mxsup + Mxinf) / 2) / (Rbt * ((b + (((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2)) * (((((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2) + a) + ((b + (((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2)) / 3))) * (((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2))) + (((Mysup + Myinf) / 2) / (Rbt * (((((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2) + a) * ((b + (((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2)) + (((((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2) + a) / 3))) * (((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2)))

вторая с арматурой:
(((N2 - N1 - (q * (((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2) * (a + b + (((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2))) - (r * h * ((((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2) + a) * (b + (((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2))))) / ((Rbt * (((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2) * (2 * (((((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2) + a) + (b + (((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2))))) + (0.8 * (Rsw * As * n / Sw) * (2 * (((((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2) + a) + (b + (((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2)))))) + ((Mxsup + Mxinf) / 2) / ((Rbt * ((b + (((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2)) * (((((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2) + a) + ((b + (((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2)) / 3))) * (((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2)) + (0.8 * (Rsw * As * n / Sw) * ((b + (((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2)) * (((((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2) + a) + ((b + (((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2)) / 3))))) + ((Mysup + Myinf) / 2) / ((Rbt * (((((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2) + a) * ((b + (((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2)) + (((((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2) + a) / 3))) * (((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2)) + (0.8 * (Rsw * As * n / Sw) * (((((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2) + a) * ((b + (((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2)) + (((((h - Sxy) + (h - Sxy)) / 2) + a) / 3))))))

а вы раздуваете тему , если проблемы с математикой то это не сюда ребята.

----- добавлено через ~10 мин. -----
Offtop: а кто застрял в каменном веке с сателлитами SCAD и AUTOCAD, можно посмотреть как выглядит расчет на продавливание в далеком для вас будущем ---> https://www.youtube.com/watch?v=DFm2AQPI7nE перемотать на 47:20

[Andrey-engineer]

прошло уже много лет, но я ни на форумах, ни в книжках так и не нашел ответа однозначного, что делать если условие данной формулы ограничения (Мх/Мbx,ult+Мy/Мby,ult)<F/2*Fb,ult не выполняется. Да в СП написано, не более. Я просто не понимаю как физически момент мы вдруг заменяем отношением сосредоточенных усилий. Получается, что не важно какой у нас момент в узле, он может быть 100тм или 200тм, и условие прочности у нас будет всегда меньше 1 что-ли, всегда все будет проходить. Я честно не понимаю

----- добавлено через ~4 мин. -----
Когда данная проверка (Мх/Мbx,ult+Мy/Мby,ult)<F/2*Fb,ult не выполнялась, я прибегал к конструктивным методам: увеличение толщины капители; смещение колонн от края плиты, для того чтобы уменьшить эксцентриситет; увеличение класса бетона капители

[UnAtom]

Сообщение от Andrey-engineer данная проверка (Мх/Мbx,ult+Мy/Мby,ult)<F/2*Fb,ult не выполнялась

Это не совсем проверка. Это условие!
Грубо говоря, вы должны посчитать сначала F/Fult и получить отношение, например, 0,4. Затем посчитать M/Mult и сравнить с F/Fult. Если M/Mult больше чем 0,5*F/Fult, то есть 0,5*0,4=0,2, то в формулу нужно всё равно подставлять 0,2. То есть большие моменты при продавливании вы просто не берёте в расчёт, какими бы огромными они ни были. В итоге получите простую проверку на продавливание с учётом моментов: 1,5*F/Fult≤1.

[eilukha]

Andrey-engineer, возможно причина вот в чём:

1. При продавливании появляется косой скол (именно скол, а не срез) бетона.
2. В зависимости от направления скалывающих усилий (в которые преобразуется, в том числе и момент), меняется направление скола (угол наклона граней пирамиды продавливания).
3. Возможно, на прочность при продавливания негативно влияет разное направление усилий скола (по контуру). (Так же как, например, отрыв в напряжениях под подошвой фундамента).
4. Поэтому задаётся условие, обеспечивающее усилия скола одного знака (или ограничивающие усилия другого знака, как это сделано фундаментах с величиной отрыва).

[frostyfrost]

eilukha, причина в том, что подгоняли под результаты испытаний. В СП52 было ограничение не более M/(M_b+M_sw) <= F/(F_b+F_sw). Потом его уполовинили. Об этом писал здесь когда-то An2. Почитайте его посты. В НИИЖБ вроде разрабатывали новую методику расчета на продавливание, но что в итоге с ней стало, и увидим ли мы ее когда-то в СП мне не известно.

[AlexBud]

Сообщение от eilukha Andrey-engineer, возможно причина вот в чём: При продавливании появляется косой скол (именно скол, а не срез) бетона. В зависимости от направления скалывающих усилий (в которые преобразуется, в том числе и момент), меняется направление скола (угол наклона граней пирамиды продавливания). Возможно, на прочность при продавливания негативно влияет разное направление усилий скола (по контуру). (Так же как, например, отрыв в напряжениях под подошвой фундамента). Поэтому задаётся условие, обеспечивающее усилия скола одного знака (или ограничивающие усилия другого знака, как это сделано фундаментах с величиной отрыва).

Здравствуйте. Скажите, где можно найти информацию про то, что происходит не срез а скол? В Fib Bulletin 12 говорится о том, что разрушение от скола происходит при угле наклона пирамиды продавливания около 20 градусов. Хрупкое продавливание в виде среза происходит при угле около 30 градусов, при больших углах наклона (45.. 60) происходит смешанный тип разрушения, когда изгибная трещина объединяется с трещиной на продавливание, что обусловлено примерным равенством изгибной и продавливающей прочностью конструкции.

[KACKADEP]

eilukha,Andrey-engineer, Кодыш пытался объяснить это так (применительно к ограничению соотношений в СП 52-101-2003)>>>

[AlexBud]

Сообщение от Andrey-engineer прошло уже много лет, но я ни на форумах, ни в книжках так и не нашел ответа однозначного, что делать если условие данной формулы ограничения (Мх/Мbx,ult+Мy/Мby,ult)<F/2*Fb,ult не выполняется. Да в СП написано, не более. Я просто не понимаю как физически момент мы вдруг заменяем отношением сосредоточенных усилий. Получается, что не важно какой у нас момент в узле, он может быть 100тм или 200тм, и условие прочности у нас будет всегда меньше 1 что-ли, всегда все будет проходить. Я честно не понимаю ----- добавлено через ~4 мин. ----- Когда данная проверка (Мх/Мbx,ult+Мy/Мby,ult)<F/2*Fb,ult не выполнялась, я прибегал к конструктивным методам: увеличение толщины капители; смещение колонн от края плиты, для того чтобы уменьшить эксцентриситет; увеличение класса бетона капители

Во вложении картинки из книги "практические методы расчета железобетонных конструкций из тяжелого бетона по СП 63.13330" (см файлы 1 и 2). Вообще, насколько я понимаю, цель расчета из CП63 (как например и расчета из ACI318) предотвратить именно хрупкое разрушение от продавливания. Считается, что все остальные случаи разрушения должны предотвращаться выполнением условий расчета на изгиб (файл 3).

[eilukha]

Сообщение от AlexBud что происходит не срез а скол?

- см. ф. (1) - (2) в Пособие по проектированию железобетонных ростверков свайных фундаментов под колонны зданий и сооружений. Срез несёт большую нагрузку, чем скол.

[AlexBud]

eilukha, Те продавливание - всегда косой скол бетона, при любом соотношении и направлении главных напряжений?

[eilukha]

Сообщение от AlexBud продавливание - всегда косой скол бетона

- да, если конструктивно не наложены ограничения.

Сообщение от AlexBud при любом соотношении и направлении главных напряжений?

- не знаю, но в любом случае сколоть легче, чем срезать.

[AlexBud]

Сообщение от eilukha - да, если конструктивно не наложены ограничения. - не знаю, но в любом случае сколоть легче, чем срезать.

Согласен, но насколько я знаю, разрушение от скола для плитных конструкций, подверженных продавливанию, происходит в случае отсутствия поперечной арматуры, когда процент продольного армирования (особенно растянутой зоны) превышает 2%. Чем больше процент продольного армирования, тем хрупче разрушение, соответственно чем меньше - тем пластичней. Угол наклона пирамиды продавливания, который в свою очередь определяется направлением главных напряжений, зависит от армирования и геометрии плиты. Теоретического обоснования к сожалению не встречал, только эмпирические формулы для его вычисления - например у Сергиевского А.Д, Georgopoulos.

Если ошибаюсь, то поправьте.

[Proforg82]

Сообщение от UnAtom Это не совсем проверка. Это условие! Грубо говоря, вы должны посчитать сначала F/Fult и получить отношение, например, 0,4. Затем посчитать M/Mult и сравнить с F/Fult. Если M/Mult больше чем 0,5*F/Fult, то есть 0,5*0,4=0,2, то в формулу нужно всё равно подставлять 0,2. То есть большие моменты при продавливании вы просто не берёте в расчёт, какими бы огромными они ни были. В итоге получите простую проверку на продавливание с учётом моментов: 1,5*F/Fult≤1.

На мой взгляд (никому не навязываю своё мнение) разработчики перемудрили с учетом моментов в расчете на продавливание. Раньше их вообще никто не учитывал. Возможно соглашусь, что время диктует своё и наверное надо вносить коррективы, но не на столько же заморочено, всё-таки потом СНиПами пользуются не только (и не столько) доценты и профессора, а и инженеры-прикладники, и производственники, для которых всё должно быть предельно ясно, просто и быстро.

Возможно смешной и наивный вопрос. Но почему нельзя просто умножить F/Fкр, на «1,5» и потом сравнить с «Единицей», и таким образом учесть влияние изгибающих моментов? Пусть даже если они и вообще не будут возникать в конкретной конструкции, всё равно учесть их влияние по максимуму.
Просто возни с расчетом предельных моментов, которые определяют конечный результат максимум на 1/3, необоснованно гораздо больше, чем с расчетом предельной сосредоточенной силы, которая в свою очередь фиксированно определяет минимум 67% результата.
Ведь моменты вообще мугут быть маленькими и всё равно приходится осуществлять рутинный замороченный расчет моментов сопротивления и моментов инерции, чтобы добавить влияние изгиба в конечный результат.

[yarrus77]

Сообщение от Proforg82 Ведь моменты вообще мугут быть маленькими и всё равно приходится осуществлять рутинный замороченный расчет моментов сопротивления и моментов инерции, чтобы добавить влияние изгиба в конечный результат.

кто бы делал расчет руками, нормкад вполне себе считает, с "ручным" отчетом

[ratkill]

Сообщение от UnAtom Это не совсем проверка. Это условие! Грубо говоря, вы должны посчитать сначала F/Fult и получить отношение, например, 0,4. Затем посчитать M/Mult и сравнить с F/Fult. Если M/Mult больше чем 0,5*F/Fult, то есть 0,5*0,4=0,2, то в формулу нужно всё равно подставлять 0,2. То есть большие моменты при продавливании вы просто не берёте в расчёт, какими бы огромными они ни были. В итоге получите простую проверку на продавливание с учётом моментов: 1,5*F/Fult≤1.

но похоже, что вы берете момент только в одном направлении. А обычно момент действует в двух направлениях. И нигде не написано, что Mx/Mxult+My/Myult < 0.5 F/Fult. Наоборот, написано у Кодыша, что соотношение моментов в одном направлении не более 0.5 F/Fult. Тогда, чтобы совсем не принимать в расчет моменты нужно чтобы 2*F/Fult≤1

[Proforg82]

Сообщение от ratkill Mx/Mxult+My/Myult < 0.5 F/Fult.

Именно так.
1. Было письмо НИИЖБа, что нужно принимать не более, чем соотношение 0.5 F/Fult для суммы соотношений обоих моментов.
2. Ну и в новой редакции СП от 2018 года я мельком видел формулу, подтверждающую данный факт.

[ratkill]

Сообщение от Proforg82 Именно так. 1. Было письмо НИИЖБа, что нужно принимать не более, чем соотношение 0.5 F/Fult для суммы соотношений обоих моментов. 2. Ну и в новой редакции СП от 2018 года я мельком видел формулу, подтверждающую данный факт.

Не могли бы поделиться письмом?
Сколько ни смотрел, не увидел в СП от 2018 года подтверждения этому утверждению

[Proforg82]

Сообщение от ratkill Не могли бы поделиться письмом? Сколько ни смотрел, не увидел в СП от 2018 года подтверждения этому утверждению

Сообщение от ratkill Mx/Mxult+My/Myult < 0.5 F/Fult.

В новой редакции СП от 2018 года данный факт подтвержден. Это условие прописано дважды ПОСЛЕ формул 8.95 и 8.96, соответственно для бетона и бетона с поперечной арматурой.