|
||
| Правила | Регистрация | Пользователи | Сообщения за день | | Поиск | | Справка по форуму | Файлообменник | |
![]() |
Поиск в этой теме |
![]() |
#1 | |
Есть ли возможность учета расположения опор ЖБ балок для расчета на поперечные усилия (Stark ES 2017 R.1)?
Проверяю
Default City
Регистрация: 16.04.2007
Сообщений: 629
|
||
Просмотров: 32679
|
|
||||
Начну немного издалека. На данный момент нахожусь не на работе, поэтому все попытаюсь объяснить словами со ссылками на нормы (СП 63). Представим монолитное перекрытие с контурными балками. Как известно в данных балках кроме поперечных усилий возникают также крутящие моменты. При расчете данных балок посредством Stark ES с учетом крутящего момента получаем значения площадей поперечного армирования. В зонах крепления балок к вертикальным конструкциям значения армирования с учетом кручения получаются довольно большими. Настолько большими, что возникают трудности с конструированием данных балок. Это первый аспект. Теперь, отвечая на ваш вопрос по поводу того как же принимается окончательное решение: согласно СП 63 при расчете поперечной арматуры в балках допускается рассматривать нормальные сечения. Однако при приближении к опорам вводятся коэффициенты к несущей способности балок (отдельно по бетону и отдельно по арматуре). Все картиночки из СП см. миниатюры. При учете совместного влияния крутящего момента с изгибающими моментами и поперечными усилиями также допускается рассматривать нормальные сечения. Суть в том, что при приближении к опорам по ручному расчету при проверке вышеописанных условий получается существенная экономия армирования, а следовательно проще конструировать узлы пересечения монолитных перекрытий с балками (меньшая насыщенность арматуры), также данные узлы проще выполнять на объекте технологически. Ну и последний фактор это прямая экономия арматуры на объекте. Представьте, что вы проектируете не одно здание, а 3 квартала 20-этажек. Не вдаваясь в подробности могу сказать, что на одной этой поперечной арматуре в приопорных зонах балок получается сэкономить крайне существенную сумму. Даже без учета экономического фактора зачастую просто не получается законструировать сечение согласно норм, т.к. просто не удается подобрать и разместить поперечную арматуру в сечении. Но самое главное, что на подобный пересчет данных участков балок, даже с учетом того, что наличиствует написанный в Excel модуль для расчета данных участков, уходит огромное количество времени: 24 балки на этаж, 20 этажей, 9 зданий, 3 подобных квартала с разной геологией, соответственно с разным армированием балок. 24 участка * 20 этажей * 9 зданий * 3 квартала = 12960 участков на "ручную" проверку. Умножьте еще на кол-во комбинаций (РСН). Ясно дело, что каждый участок не проверяется по всем комбинациям и по всем-всем балкам. Однако вы можете оценить количество времени на анализ, я думаю. Потом данные решения надо еще унифицировать. Короче, как говорится, это АДЪ
![]() По второму вашему вопросу толком ничего сказать не могу. На работе присутствуют только Stark и ЛИРА (там все такая же хрень с этими участками), а других программных комплексах в наших (отечественных) фирмах днем с огнем не сыскать. Кроме того все не отечественные фирмы также вряд ли будут заморачиваться на тему наших норм. Что хотелось бы добавить. Естественно, что данной проблемы можно избежать путем некоторого увеличения сечения балки. Но вы сами можете вообразить тот визг, который поднимется, увеличь я сечение хоть на несколько сантиметров (тут помним о кол-ве зданий и к экономическом факторе увеличения объема бетона, который в нашей стране принято оценивать генподрядчиком на объекте практически без учета насыщения арматурой в тыс. руб./куб). Мой вопрос не заключался в том, чтобы охаять ваш ПК. Вопрос заключался в том, что, возможно, я не разобрался в программе, возможно есть возможность учета расположения опор балок, а я о нем не знаю. Ну и заодно это большая просьба к разработчикам, если все же этот фактор никак в программе не учитывается, добавить данную фичу. По сути ведь мы определяем конструктивные элементы, а значит программа "знает" где расположены опоры в балках. Остается добавить соответствующие пункты норм в модуль конструктивного расчета. Не знаю насколько это будет сложно с точки зрения программирования. Стоит заметить также, что согласно норм влияние армирования в приопорных участках снижается, т.е. снижается несущая способность арматуры при приближении к данным участкам, однако возрастает влияние бетона. Но в результате даже этот неучет снижения армирования идет "в запас". Последнее что хотелось бы узнать, каким образом программа учитывает сжатие-растяжение в расчетах на кручение? Фича заявлена, результаты видно. А описания реализации нет (я не нашел). И для чего нужна так кнопочка на миниатюре в посте №1? Надеюсь на ответ. Спасибо. Последний раз редактировалось GGCAT, 01.07.2017 в 07:15. |
||||
![]() |
|
||||
Выложите Ваши ручные расчеты, а также архив исходных данных проекта, в котором заданы параметры конструктивного расчета армирования интересующих Вас элементов и протоколы расчета из Старка для этих элементов (чтобы было видно, что машинный счет не совпадает с ручным счетом).
Сразу скажем, что в Старк реализованы основные методики СП, а не те упрощенные, которые начинаются со слова «допускается». Т.е. при расчете на Q и T рассматриваются наклонные и пространственные сечения. Опция «Принимать длину…» ограничивает величину проекции наклонного сечения длиной конечного элемента. Если она «не срабатывает», значит у вас такой пример. |
||||
![]() |
|
||||
Не могу, к сожалению выкладывать расчетные схемы зданий (запрещено). Да и для облегченного понимания, выложу элементарный пример. Обычная балка, защемленная, нагружена распределенной нагрузкой. После расчета в Stark в балке подбирается поперечная арматура. Stark начинает ставить поперечную арматуру там, где перестает выполняться условие 0,5*Rbt*b*h0 (образование наклонных трещин). В то время как расчет по СП 63 для той же самой балки вблизи опоры говорит нам, что она понесет куда больше. А именно, для данной балки, даже при самых хреновых раскладах и длине проекции 2*h0 (а больше не бывает), балочка понесет примерно 6,36 тонн. Расчет элементарный: бетон В25, Rbt=107 тс/м2, b=220 мм, h0=360 мм. Qb=1,5*107*0,22*0,36^2/2*0,36=6,36 (тс). Вот. А Stark там уже поперечку лепит. Стоит ли говорить, что при таком недоучете работы бетончега вблизи опор, да еще с учетом крутящего момента, получается просто дофига арматуры.
P.S. .cab не прикрепляется, переименовал в .zip. Поменять расширение перед распаковкой. P.P.S. И еще интересно, как же все-таки реализован учет растяжения-сжатия? Последний раз редактировалось GGCAT, 03.07.2017 в 18:17. |
||||
![]() |
|
||||
конструктор Регистрация: 15.05.2009
Сообщений: 6,500
|
GGCAT, возможно, решение Вашего вопроса в поставленной галке "принимать длину элемента за расстояние между опорами" (см. картинку)... хотя х.з.
я тоже всегда проверяю поперечку экселем. решил погонять предложенный вариант в старке и лире. Лира при расчете по СП63 и СНиП52 дает нулевую поперечку, а вот при расчете по СНиП 2.03.01 при максимальном Q требуемая 0,372 см2/м, при этом Asw подбирается даже при маленьких Q ближе к центру пролета. Старк при установленной галке дает нулевую поперечку, без нее при максимальном Q=48.6 кН - 1,42 см2/м; при Q=38.9 кН - 1,12 см2/м, дальше нули. Возникает вопрос по алгоритму подбора, ведь Qb,min=41,6 кН... |
|||
![]() |
|
||||
Думаю, что скорее всего подбирает поперечную арматуру из расчета по наклонным на действие моментов. Только вот откуда он берет значения продольной арматуры, неужто из собственного расчета? А при проверке сечений, когда уже сам арматуру задаешь продольную он не подбирает поперечку.
Не, нифига, все равно поперечку подбирает из расчета 0,5Rbtbh0. При расчете арматуры установил галку и определил минимальные диаметры стержней. Все равно поперечку поставил как раз с сечения наиболее близкого к усилию 0,5Rbtbh0. Ждем ответа. |
||||
![]() |
|
||||
Старк считает поперечку по формулам 8.56-8.59 СП63, подбирая наихудшее С, а не по формулам 8.60-8.61.
При Сmax=3*h0=1.08 м по формуле 8.57 получим Qb,min=1.5*1050*0.9*0.22*0.36^2/1.08=37.42 кН. (тут учтен к-т Gb1=0.9, т.к. нагрузка в РСУ задана длительной (Кд=1). При Q>37.42 кН поперечка требуется, что и выдает Старк. Если же поставить галку "Принимать длину...", то Cmax=0.6 м (длина КЭ) и Qb,min=1.5*1050*0.9*0.22*0.36^2/0.6=67.36 кН. Поэтому и Asw=0. Результат Старка верный, но есть запас в том, что в расчете берется максимальное Q по длине наклонного сечения. В формуле 8.78 Mо вычисляется с учетом N. При сжатии Mo больше, при растяжении - меньше. |
||||
![]() |
|
||||
А откуда "Сmax=3*h0=1.08 м"? Когда в СП он ограничен 2*h0? При Сmax=3*h0 как раз и получаем 0,5Rbtbh0. О чем и говорю уже который пост подряд.
----- добавлено через ~15 мин. ----- Цитата:
Опять же, при приближении к опоре ближе, чем на 2h0 несущая способность по бетону должна расти, т.к. трещина просто не может быть длиннее, чем расстояние от опоры до расчетного сечения. А если каждый элемент считается на Cmax=3*h0, то в некоторых случаях корректировка поперечки обязательна (как, например, в моем) иначе каждый КЭ будет с Cmax=3*h0, а поперечка будет подбираться на 0,5Rbtbh0, что есть сильно в запас. |
||||
![]() |
|
||||
|
||||
![]() |
|
||||
Да, согласен. И все равно тогда получаем, что при приближении к опоре у нас не увеличивается несущая способность по бетону. И все сечения по факту заармированы при Qbmin. А Qsw тогда он берет при Cmin=h0?
|
||||
![]() |
|
||||
Цитата:
При Q>Qb,min. Нет, С определяется итерациями так, чтобы при нём сумма Qb+Qsw была минимальной. Как и указывает СП: Расчет производят для ряда расположенных по длине элемента наклонных сечений при наиболее опасной длине проекции наклонного сечения С. |
||||
![]() |
|
||||
Так можно было и во втором посте сразу написать
![]() Тоже понятно, ибо иначе и арматура не нужна поперечная. Цитата:
Вывод: хотите сэкономить сечения или арматуру пересчитывайте балки дополнительно. Чем и занимаемся. Жестоко. Обычно на практике увеличивал сечение. А тут ситуация такая, что ни шагу влево... В целом спасибо большое за пояснения. Окончательно разобрался. |
||||
![]() |
|
||||
Чтобы отвязаться - да, но поскольку в Старк не применяются ф-лы 8.60-8.61 и, соответственно, не нужно расстояние до опоры, запас состоит не в том, что не учитывается повышение Qb у опоры, а в том, что И еще, чтобы получше разобраться, рекомендую посмотреть СНиП-84 и Пособие к нему. Методика в последующих СП выросла из всего этого, но была немало упрощена и потому стала менее понятной. Кстати, по СНиП-84 поперечку надо ставить при Q>0,6*Rbt*b*h0 (п. 3.32) и нет никаких альтернатив, начинающихся с "допускается".
|
||||
![]() |
|
||||
Цитата:
Цитата:
Проиллюстрировал разницу между ручным расчетом и расчетом Stark (см. миниатюру). Последний раз редактировалось GGCAT, 04.07.2017 в 15:18. |
||||
![]() |
|
||||
Да говорим же мы об одном и том же, но разными словами! Где вы видите слово "опора" в методике СП63 до того момента, как начинается описание упрощенного подхода со слова "допускается"? Нет его там и на рис. нет (есть в пособиях к СНиП/СП, но они не есть закон). И я еще раз говорю о том, что запас в Старке есть, но, формально выражаясь, состоит он в том, что расчет идет на Qmax, а не на Q. И если Qmax, по которой идет расчет, - это значение силы на опоре (или неподалеку от нее), то Asw получается завышенным из-за того, что фактическое C здесь не может быть большим. Что вы и говорите вполне справедливо.
Значит, вы пока еще не знаете, какие лажи есть в ЛИРЕ (хотя на данном форуме их уже озвучивали). Может быть, GGCAT поможет с этим, если так же разберет ЛИРУ? |
||||
![]() |
|
||||
Зато там есть 2,5Rbtbh0. Просто, как это и всегда в наших нормах они не дописали по-нормальному, а надо было так: "Расчет производят для ряда расположенных по длине элемента наклонных сечений при наиболее опасной длине проекции наклонного сечения С с учетом реального положения рассчитываемого сечения элемента." Это подразумевается там, оттуда и 2,5Rbtbh0.
|
||||
![]() |
|
||||
Цитата:
|
||||
![]() |
|
||||
Ну знаете ) А вот физике глубоко плевать на прокурора, например. Оно будет работать так как будет вне зависимости от того, что там деффачка напечатала в нормы. Ошибки в нормах, в том числе, бывают не только в запас, бывает и очень наоборот. Ну ладно, эт все лирика уже. Разобрались и ладно.
|
||||
![]() |
|
||||
Расчет и конструирование Регистрация: 30.09.2010
Москва
Сообщений: 397
|
Цитата:
Поперечная сила воспринимается бетоном и поперечной арматурой. Модуль (Стержень) использует методику, изложенную в СНиП II-21-75 ("Бетонные и железобетонные конструкции"). Побор поперечной арматуры для пластин выполняется согласно Пособию по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры к СНиП 2.03.01-84*, п.п. 3.31-3.33. Где же тут СП 63? Разумеется, что никакого учета расположения опор элементов в ЛИРЕ тоже нет.
__________________
Конструкция простит ... |
|||
![]() |
|
||||
Цитата:
Ссылочка на хорошую статью по похожему вопросу: http://www.konstr.narod.ru/ponjat_2.htm |
||||
![]() |
|
||||
Расчет и конструирование Регистрация: 30.09.2010
Москва
Сообщений: 397
|
Offtop: GGCAT, разрыв между нормами и практикой всегда был, есть и будет. К сожалению, сейчас он увеличился из-за нежелания государства содержать и развивать нормотворческие коллективы, которые бы не просто высасывали что-то из пальца или переписывали у других (типа ненужной нынешней "актуализации"), а проводили реальные исследования с целью получения новых "нормативных" знаний.
В таких условиях приходится каждый раз решать, что тебе важнее - соблюсти букву закона и сделать всё четко по нормам или же обеспечить экономичность и надежность конструкции, пусть и "ненормативными" методами. Во втором случае можно смело снижать армирование ЖБК на процентов 20-30 по сравнению с тем, что получается по СП63, ничего не рухнет (реальный запас прочности проектируемых ЖБК составляет минимум 1.5-2 раза и это еще без учета того, что реальные нагрузки крайне редко доходят до расчетных, если вообще доходят). Кстати, и те устаревшие расчетные методы, что заложены в ЛИРЕ, дают поперечное армирование в среднем как раз на ~20% меньше при тех же усилиях. А сколько объектов уже давно стоит и не падает. Так что на вашем месте я бы просто снижал старковское Asw на 20-30% и не маялся бы с пересчетами.
__________________
Конструкция простит ... Последний раз редактировалось Инженер-96, 05.07.2017 в 13:53. Причина: Добавил сравнение ЛИРА-STARK |
|||
![]() |
|
||||
Расчет и конструирование Регистрация: 30.09.2010
Москва
Сообщений: 397
|
Согласен. Но речь в теме идет о том, что расчет поперечной арматуры по программе не учитывает расположение опоры элемента. Поэтому выдаваемая программой площадь арматуры оказывается завышенной. Вот я и предлагаю снижать ее на 20-30% без пересчета, поскольку даже если снизить на пару процентов больше, чем надо, ничего страшного не произойдет - запас прочности ЖБК позволяет. Да и точность расчета усилий никак не 95%.
__________________
Конструкция простит ... |
|||
![]() |
|
||||
Расчет и конструирование Регистрация: 30.09.2010
Москва
Сообщений: 397
|
Вынужден поправиться. Сделал сравнение и оказалось, что ЛИРА "отстает" от Старка до 40% при небольших Q, а дальше результаты выравниваются.
__________________
Конструкция простит ... |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 16.02.2008
Сообщений: 809
|
имхо, главное - скелет. металл лишним не будет(в рамках рекомендуемых пределов), а камень, он как получится еще(по сумме причин)... экономия за счет надежности
не наш путь...( предельная конструкция-она для авиации, иначе не полетит...). очень хорошо топик-стартер вопрос осветил, спасибо ему. открылся еще один плюс в сторону надежности. в целом было бы неплохо при экспертизе балки в штатном программном сателлите(типа ларма в лире например и тп) иметь как раз и точный расчет, с учетом поднятых автором нюансов. только чтобы оценить разумное снижение армирования, но доводить дело до порогового случая, это точно уж нет. ![]() |
|||
![]() |
|
||||
Юмористические расчеты, комедийные диссертаций, цирковые статьи Регистрация: 12.12.2012
Москва
Сообщений: 892
|
mikel, в штатном хз, но у webcad и у меня есть варианты с определением несущей способности по проекциям, включая поправки на сжатие-растяжение. При желании тот же excel накидать для проверки на поперечку/кручение можно за 15 минут. Сам уже давно балки не считал на поперечку в Лире и т.д. По Лире, кстати, был косяк, что раньше они проекцию арматуры не ограничивали или по стороне 1*h_0, или по стороне 2*h_0.
|
|||
![]() |
|
||||
Расчет и конструирование Регистрация: 30.09.2010
Москва
Сообщений: 397
|
frostyfrost, так а где же в вашем CivilEng задается расстояние до опоры? Я проверил тот же пример (пост 26) при Q=9 т
- результат один в один со Старком, по Лире же поп.арматуры надо на 40% меньше. А, увидел второй расчет с разными С... В webcad - да, есть проверка балки с равномерной нагрузкой. При Qmax=300 кН, когда Лира и Старк требуют Asw по 41 см2/м, по webcad достаточно 34 см2/м.
__________________
Конструкция простит ... Последний раз редактировалось Инженер-96, 06.07.2017 в 11:45. Причина: Увидел |
|||
![]() |
|
||||
При расчете в Стадиконе (MicroFe) программа определяет расстояние до опоры от расчетного сечения и с учетом этого выполняет расчет. Правила определения опор достаточно просты и базируются на анализе расчетной схемы. Опоры определяются программой автоматически.
|
||||
![]() |
|
||||
Регистрация: 18.08.2016
Сообщений: 227
|
мне всегда казалось,что и в лире то это элементарно сделать,есть же там понятия типа конструктивного элемента, раскреплений для прогибов,подсистемы Балка.. но нет,как нет
__________________
Кручу, верчусь |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 09.11.2012
Ульяновск, РФ
Сообщений: 130
|
Сначало попробуем понять что хотели сказать все вышеотписавшиеся.
Переводим заголовок темы на понятный русский язык: "Есть ли возможность учёта расположения расчётных сечений ж.б. балок относительно опор для расчёта по прочности на действие поперечных сил в программе Старк". Далее в первом сообщении топик-стартер не понятно зачем акцентирует "несколько КЭ"? Оказывается и с одним КЭ балки проблемы. Т.е. в данных местах, как известно, несущая способность на поперечные усилия выше для одноконечноэлементной балки тоже. Первый ответ удивил и потряс. Что же вы применяете в качестве окончательного результата? Какая разница? Не в этом проблема же. Некоторые вообще принимают количество арматуры наобум. Чувак же ясно пишет "устал пересчитывать все балки вручную". Чем же Старк проигрывает? Причём здесь Старк - не Старк. До Старка надо ещё дойти. Третье сообщение. Зачем-то к проблеме топик-стартер присовокупляет кручение. Ну это типа "доктор у меня нога болит и ещё рука сломана. Я бы сломанную руку пережил если бы ещё и нога не болела." Кстати, Вы уверены что правильно применяете термин "аспект"? Далее читаем тему. Плавно переходим в глобальную экономику, множим на количество этажей, потом на количество зданий, количество городов, стран, планет ... Далее топик-стартер объясняет неэффективность ручного труда. Всё это правильно, но не обязательно для этой темы. Данной проблемы можно избежать путём некоторого увеличения сечения балки. Ещё можно увеличить марку бетона, арматуры, уменьшить пролёты, вообще не строить ... Куда Вас всё время заносит? Пятое сообщение. Наконец-то начинаем считать. Небольшая подлянка в виде пропущенных скобок Qb = 1.5*107*0.22*0.36^2/(2*0.36). Ладно, не отвлекаемся на мелочи. А почему 2h0, a не 3h0? СП63 ограничивает до 2h0 только для ф-лы (8.58), а не для ф-лы (8.57). Судя по п.8.1.33 СП63 для Qb верхнее ограничение 3h0. Т.е. Qb = 1.5*107*0.22*0.36^2/(3*0.36)= 0.5Rbtbh0 = 4.237т То же самое подтверждает п. 3.32 Пособия к СП 52-101-2003 и наконец в 10-м сообщении это тоже заметили. После 10-го сообщения можете не читать. Народ бросился "гонять в программах", далее вспомнили о прокурорах и т.д.. "Гонять в программах" пока подождём. Давайте сначала определимся какая буква как произносится, а уже потом будем составлять из букв слова. А теперь просчитаем эту балку. Итак. Возьмём самую простую свободноопёртую 6-метровую балку с единственным равномернораспределённым загружением q = 2.208т/п.м. Не будем замусоривать мозг всякими РСУ с коэффициентами и килоньютонами. Это просто мешает понять суть. Остальные данные см. выше. Qmax= ql/2= 2.208*6/2 = 6.62т Находим что наиболее опасная длина наклонного сечения С = 3h0 = 1.08м Qb = 1.5*107*0.22*0.36^2/(3*0.36) = 4.24т Q = Qmax - qс = 6.62-2.208*1.08= 4.24 Ура!!! Поперечку можно не ставить! Но как только мы увеличим q хоть на йоту придётся ставить поперечку. А теперь давайте считать по ф-ле (8.60) СП63 Qb1 = 0.5Rbtbh0 = 4.24т Если сечение находится на расстоянии от опоры например а=2h0 = 0.72м, то Qb1 = 4.24*(2.5/(0.72/0.36)) = 5.30т Q1 = Qmax - qс = 6.62-2.208*0.72= 5.03т Очевидно, что если мы увеличим q хоть на йоту то в сечении находящейся на расстоянии от опоры не менее чем а=2.5*0.36 = 0.90м придётся ставить поперечку. А вот в сечении к-е поближе к опоре возможно не надо будет ставить поперечку. Например если q = 2.22т/м то Qmax= ql/2= 2.22*6/2 = 6.66т Q1 = Qmax - qс = 6.66-2.22*1.08= 4.26т > 4.24т Чёрт! Надо ставить поперечку в сечении отстоящем от опоры более чем а= 0.90м А что в сечении к-е не так далеко от опоры? Q1 = Qmax - qс = 6.66-2.22*0.72= 5.06т < 5.30т А вот здесь поперечка ещё не нужна. Прав был GGCAT. Значит тот кто будет считать только по (8.56), а по (8.60) считать не будет - совсем не экономит материал? А если кручение? А если невозможно увеличить сечение? А если арматура только из золота, потому что мы строим на планете где нет другого металла? А если таких планет много, целая галактика? Вопрос "про коэфициент 2.5/(а/ h0)" почему-то вообще "стыдливо умалчивается". В Пособии к СП "естественно" не рассматривается ни одного "такого" примера. А вот господин Габрусенко даже опубликовал труд "Нек-е особенности проектирования ЖБК по новым нормам" Новосибирск 2006-2008. https://dwg.ru/dnl/4653 В п.5.2 "Расчёт на дей-е попер. сил" данного опуса рассматриваются ф-лы (6.70-6.72) недоотменённого СП52-101-2003 (что тоже самое что ф-лы (8.60-8.62) СП63). Так вот сей учёный муж доказывает что (6.70-6.72) дают наоборот перерасход стали (на поперечку) в сравнении с (8.57) СП63. А всё почему? А потому что господин Габрусенко видимо чтобы не заморачиваться со "всякими коэффициентами" рассматривает сечение" "где-то подальше от опоры" (не менее 2.5 h0). Т.е. не самое опасное. Это он не озвучивает -это мы уж сами должны догадаться. Ежу понятно что любого КЖ-шника в основном интересует поперечка поближе к опоре, т.е где максимум. Последний раз редактировалось Boris76, 27.06.2019 в 12:22. Причина: Большое спасибо JorJe за найденную ошибку |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 20.10.2009
Сообщений: 5,826
|
Цитата:
А прочность по наклонным сечениям зависит от длины проекции среза и при 3-х, 4-х, 5-ти*H0 она одна и та же, минимальная, а вот поперечная сила может быть разная, а те только от равномерно распределенной нагрузке. По сему проверять нужно разные длины проекции. С уменьшением длины проекции прочность по бетону возрастает, но трещина наклонная, и если ближе к опоре не нужно будет арматуры по расчету, то это не говорит, что она там не нужна, если дальше от опоры сечение не "выдерживает". |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 09.11.2012
Ульяновск, РФ
Сообщений: 130
|
Цитата:
Не подскажете из какой это книжки? |
|||
![]() |
|
||||
КЖ Регистрация: 10.09.2014
РФ
Сообщений: 478
|
Нормы верные.
1. Хороший материал у Залесова "Расчёт ж.б. по прочности, трещиностойкости и деформациям", 1988 2. Не забывайте про то, что равномерно распределённая нагрузка условная и в пособиях указаны дополнительные сведения по её учету |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 09.11.2012
Ульяновск, РФ
Сообщений: 130
|
Вопрос был адресован конкретно SergeyKonstr. Или вы одно лицо? Ну хорошо. Нормы верные. Так Boris76 правильно понял нормы (см. пост #34) или упустил что-то? Если что, то пожалуйста попунктно по конкретному документу без всяких там "не забывайте" "интересно" и т.д..
Цитата:
Забывчивый такой. Ежу понятно что условная. И сосредоточенные условные. И балка условная. И условия опирания. В каких пособиях? Какие сведения? Как это влияет на выводы в посте #34? |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 20.10.2009
Сообщений: 5,826
|
Цитата:
Цитата:
С в формуле (8.56) СП 63 для бетона и не обязательно 2*ho. С в формуле (8.58) СП 63 для арматуры и обязательно не более 2*ho и С для бетона. Почитайте вложение. Трудно мне судить, правильные они или нет, поскольку сами разработчики ещё точные зависимости не нашли. По моему мнению, п.п. 8.1.32, 8.1.33 СП 63 для элементов, имеющих поперечную арматуру. Для не имеющих её должны быть другие коэффициенты. На мой взгляд из очень хорошей Залесов, Прочность ЖБК на действие поперечных сил, 1989. |
|||
![]() |
|
|||||
Регистрация: 09.11.2012
Ульяновск, РФ
Сообщений: 130
|
Цитата:
Немного поясню для широкой публики что же хотел сказать SergeyKonstr. В книге Залесова есть пролёт среза, оно же расстояние от опоры до среза, она же длина проекции среза (по версии SergeyKonstr). Обозначает этот параметр Залесов буквой а и строит графики зависимости несущей способности балки от этого параметра. Чем ближе к опоре сосредоточенная сила тем благоприятнее для балки и наоборот... . Параметр а на залесовском графике мерится не в метрах-километрах-саженях, а в высотах ho балки. Ну и типа при a=3h0-5h0 несущая способность балки одинаковая, а далее при а<3h0 начинает возрастать. О чём и сказано выше. Мы же этой теме обсуждаем другой параметр, а именно "расстояние от опоры до нормального сечения, в к-м учитывают поперечную силу". См. п.8.1.33 СП63... . Он тоже обозначается буквой а и тоже мерится в высотах ho балки. Я специально для примера взял равномернораспределённую нагрузку чтобы максимально упросить понимание. С сосредоточенными силами всё сложнее и там есть свои особенности, я это знал. Но тема не про это! ----- добавлено через ~4 мин. ----- Цитата:
----- добавлено через ~5 мин. ----- Цитата:
----- добавлено через ~12 мин. ----- Слушайте! А вы опытный работник! По трупам ходите? Это же гениально! Надо взять на заметку. Теперь когда начальник попросит меня оценить работу сотрудника к-й мне неприятен и этот гад сотрудник всё сделает идеально - просто скажу "в общем правильно". Сколько будет дважды два - 4 - в общем правильно. ![]() ----- добавлено через ~25 мин. ----- Вот в том то и дело. Что есть вопросы инженерные, а есть научные. Я когда работал прорабом на стройке думал: "должны ли рабочие понимать почему в фундаментной плите арматура внизу, а не сверху. Или они просто должны беспрекословно выполнять волю прораба?" Теперь я проектант. СНиП - мой прораб. И он не прав? Вот вы спрашиваете чем я буду закрывать трещину. А проектант должен об этом думать? Я СНиП прочёл, вы даже сказали "в общем правильно". Да при нек-м раскладе получается что на расстоянии 2.5h0 надо ставить поперечку, а в сечении ближе к опоре чем 2.5h0 не надо ставить. При определённых нагрузках и т.д.. конечно, а то подумает сейчас кто опять не то... Ну и? Раз так написано в СНиПе значит так оно и есть правильно ----- добавлено через ~26 мин. ----- Цитата:
----- добавлено через ~55 мин. ----- Вижу вы настаиваете. Что ж. Пожалуй рожу. Начнём с того что трещина это уже потеря потерь. Я когда делал ремонт в квартире, оголил ж.б. балку сняв с неё обои. Будучи уже "профессионально деформированым" внимательно осмотрел приопорные зоны балки на предмет трещин. Слава богу советская балка не имела ни единого намёка на трещины или трещинки. Но если бы я всё-таки увидел там наклонные трещины как на картинках Залесова, идущих от опоры вверх, пусть даже коротких, волосяных, то скорее всего, зашпаклевав трещины типа "яничоневидел" и стал подыскивать кому продать эту квартиру и купить другую. Поэтому я понимаю что не зря в СП63 говорится про наклонные сечения, а не наклонные трещины. Т.е. мы ставим поперечку чтобы трещины не было, а не чтобы её закрыть. Для понимания приведу пример. Нам надо наложить друг на дружку две дощечки. Задача состоит в том чтобы соединение "сплачивания" этих дощечек было надёжным. С одной стороны дощечки держит струбцина, а с другого конца - хороший клей между дощечками. Ну и что? Если клей так хорош, что не уступает струбцине или силы стремящиеся разъединить дощечки не так уж сильны ... Вот и здесь с одной стороны трещине не позволит появится поперечная арматура, а ближе к опоре будет держать "прочность бетона на срез в сжатой зоне" как назвал Габрусенко параметр Qb в своей книге. И основной смысл этой темы в том что согласно (8.60)-(8.62) СП63 эта самая Qb возрастает около опоры и никто этого не знает, и ни в одной книге про это не написано, и никто это не применяет в проектной практике, и наконец продвинутые проги это не юзают. Последний раз редактировалось Boris76, 20.07.2018 в 16:18. |
||||
![]() |
|
||||
КЖ Регистрация: 10.09.2014
РФ
Сообщений: 478
|
Наклонные трещины образуются при Q = 0,5 или 0,6 Rbt b h0. Если угодно, при Rbt,ser, а не Rbt.
Все расчетные формулы строятся в зависимости от коэффициента h0/C. В нормах следовало бы явно это указать, а не привязываться к проекции наклонной трещины. Балки с наклонными трещинами несут нагрузку. Вы же помните как мы считали ширину раскрытия наклонных трещин по СНиП. К чему Вы ведете? Поставьте вопрос в двух словах. Не хотите ставить поперечную арматуру около опоры? Вам Сергей уже ответил, что трещины надо удерживать. |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 09.11.2012
Ульяновск, РФ
Сообщений: 130
|
Я позволил себе усомнится в ваших умозрениях и вот почему. Да, действительно в СП63 есть такая ф-ла 0.5Rbtbh0 и при отсутствии поперечной арматуры вполне возможно наступление разрушения когда Q > 0.5Rbtbh0 (см 8.56, 8.57)
Именно разрушения, а не раскрытия трещин или чего-то ещё. Потому что этот раздел СП63 называется "Расчёт по прочности ж.б. элементов при дей-и попер. сил". Это уже ваше творчество? Где такое написано? Цитата:
В каком нормативе или технической литературе вы это прочитали? Осмелюсь спросить - а чему равно Qb в балке в к-й случилась трещина? Как может быть прочность бетона на срез, когда нет этого бетона. Там трещина, воздух, а может быть даже вакуум (смотря где мы собираемся строить). Всё! Qb=0 Всё "держится" на Qsw если есть поперечка и то оно уже будет не таким как до трещины. Цитата:
Я веду к тому что есть абзац пункта 8.1.33 СП 63.13330.2012 " ... При расположении нормального сечения, в к-м уч-т попер. силу Q1 вблизи опорына расстоянии а менее 2.5h0 расчёт из у--я (8.60) производят умножая зн-я Qb1 , опр-е по ф-ле (8.61), на коэффициент, равный 2.5/(а/h0 ) ..." и никто этого не знает, и ни в одной книге про это не написано, ни в одном задачнике по ЖБК этого нет, и никто это не применяет в проектной практике, и наконец продвинутые проги это не юзают, даже такие как Stark ... Читайте внимательно что пишут другие люди. Эта тема не про то как в принципе считать поперечку ... Не ну было бы неплохо изобрести такой бетон, чтобы да ... не ставить ... и чтобы он (такой бетон) был дешёвый. А вообще лично я вышел на эту тему потому что обнаружил что две проги выдают разные результаты по поперечке и решил сделать иксельку, собрав все нормы какие есть. Удивительно как работают разработчики коммерческих программ. Мягко говоря их работа это просто брак. А то что они этот брак продают, да ещё и впаривают - чистое мошенничество. Ну если только так. Последний раз редактировалось Boris76, 23.07.2018 в 11:00. |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 20.10.2009
Сообщений: 5,826
|
Не стоило так себя утруждать.
Цитата:
А (8.60) СП 63 из пояснений разработчиков в запас прочности. Но это расчет тоже наклонного сечения, а не как не нормального. Цитата:
Проектировщик -да, проектант, возможно, нет. Цитата:
Какое-то новшество для меня. Вот однако как. |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 09.11.2012
Ульяновск, РФ
Сообщений: 130
|
- Я просто добрый самаритянин к-й трудится над экономией времени людей к-е просматривают эту тему. Иначе они не вникнут в суть вопроса и сделают неверные выводы. Вы кидаете сюда графики, обрывки страниц и не утруждаетесь сказать откуда они. Вас понять мог только человек только что перечитавший книгу Залесова.
Что значит не другой? Как так названный? Ваш пост #36 говорит про параметр а, к-й в книге Залесов А.С., Климов Ю.А. Прочность железобетонных конструкций при действии поперечных сил 1989 означает расстояние от опоры до сосредоточенной нагрузки. А мы в этой теме обсуждаем параметр а, к-й в п.8.1.33 СП 63.13330.2012 означает расстояние от опоры до нормального сечения, в к-м уч-т попер. силу Q1. Разве это одно и тоже? Сосредоточенная сила - конкретная внешняя нагрузка. А Q1 - это значение на эпюре поперечных сил в конкретно вот в этом месте, полученной от всех внешних сил, дей-х на балку. Сосредоточенных сил м/б опр-е количество, сколько стоит в схеме нагрузок - столько и стоит. А нормальных сечений где дей-т правило, рассматриваемое в данной теме, в интервале от 0 до 2.5h0 м/б бесконечное множество. Ну и Слава Богу! Даже в запас?! А арматуру экономит. Никто и не говорил что это расчёт нормального сечения. Говорится что не рассматривается геометрия наклонного сечения, в частности длина проекции С. Вот человек не понимает, а вы его учите. Бесплатно. Конкурентов себе плодите. Сколько деффачек просмотрит эту страницу на Украине, в РФ, Литве и т.д.. И будут носы задирать. Обидно, да? Цитата:
По конструктивным требованиям я поставлю всё как они требуют и во многих случаях я по-любому поставлю поперечку до опоры. Но это по конструктивным требованиям. Мы же в этой теме обсуждаем необходимость в арматуре по расчёту. Вот получается по расчёту ноль арматуры и всё. Почему не сможем опр-ть Qsw? В чём загвоздка? В шаге? А как мы расставляем шаг поперечки по эпюре по всей балке. Проги могут дать как эпюру поперечной силы так и эпюру с шагами арматуры. (сечение в см2 на шаг 100см они обычно пишут), а мы юзеры уже расставляем как нам удобно. Где-то запас получается. Понятно что и с трещинами будет балка держать. Вопрос только сколько. Сколько нагрузки в тоннах (граммах) и сколько времени. И график снижения несущей способности балки после трещины по времени. А так и без бетона рабочие ходят по голым каркасам и всё нормально, зачем-то ещё бетон заливаем. Это всё интересно. Но это всё оффтоп. |
|||
![]() |
|
||||||||
Регистрация: 20.10.2009
Сообщений: 5,826
|
Цитата:
Не нравится - не смотрите. Цитата:
Цитата:
А вы проф. E.А.Чистякову напишите, чего он в 2002 году в жур. Бетон и железобетон написал. Цитата:
Цитата:
Да, описочка. Прошу прощения. Цитата:
В том, что вы считаете, что например, в сечении с Qb1=0,5... нужно ставить арматуру, а в сечении с Qb1=2,5...(т.е. ближе к опоре), её ставить не нужно. А её там ставить нужно, из расчета сечения с Qb1=0,5... Цитата:
Почему? Вы утверждаете, что при постановке поперечной арматуры трещин не возникает. Однако с трещинами и с попер. ар-ой испытывают, и совсем не допустить трещину попер. ар-ра не может. |
|||||||
![]() |
|
||||||||
Регистрация: 09.11.2012
Ульяновск, РФ
Сообщений: 130
|
Цитата:
----- добавлено через ~2 мин. ----- Цитата:
----- добавлено через ~3 мин. ----- Цитата:
----- добавлено через ~4 мин. ----- Цитата:
----- добавлено через ~5 мин. ----- Цитата:
----- добавлено через ~6 мин. ----- Цитата:
----- добавлено через ~9 мин. ----- Вы объясните как будет работать бетон на срез в районе трещины. Не наклонного сечения, а настоящей трещины. Какие силы сцепления между молекулами бетона могут быть если между ними расстояние 1, 2, 3мм? ----- добавлено через ~12 мин. ----- Цитата:
----- добавлено через ~17 мин. ----- Эти испытания, какое отношение они имеют к данной теме? Нагрузку повышают до тех пор пока балки не разрушатся и смотрят что получается. Вопрос какую нагрузку принимают рабочей, пригодной для эксплуатации. Не думаю что серийные перемычки, прогоны испытывают с нагрузкой до наклонных трещин и эту нагрузку потом пишут как допустимую для данных изделий. Последний раз редактировалось Boris76, 23.07.2018 в 18:54. |
|||||||
![]() |
|
||||
Регистрация: 15.09.2015
Сообщений: 439
|
был такой расчет в старых нормах
Расчет по раскрытию трещин, наклонных к продольной оси элемента 4.17. Ширина раскрытия трещин, наклонных к продольной оси элемента, при армировании хомутами, нормальными к продольной оси, должна определяться по формуле и т.д.... См. СНиП 2.03.01-84* ----- добавлено через ~7 мин. ----- читаю тут мельком тему и некоторые вопросы... скажем так, должны были где то поясняться (в институте, к примеру). В книжке Залесова рис. 17 или 19 посмотрите, станет понятно что именно на срез работает... Последний раз редактировалось Ал-й, 23.07.2018 в 19:33. |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 09.11.2012
Ульяновск, РФ
Сообщений: 130
|
Ал-й, спасибо за подсказку. Посмотрел п.4.17 СНиП 2.03.01-84. Сразу отмечу: 1) раскрытие трещин можно посчитать только для балки с поперечным армированием. А что, существование балок без поперечки не предполагается? Или же всё-таки трещины в балках без поперечки противопоказаны. 2) В СП63 этот расчёт убрали нафик. Почему? Не потому ли что он нафик ненужный? Что достаточно посчитать балки на прочность по срезу и уже не нужно считать на наклонные трещины, потому что их уже не будет или они уж точно войдут в допустимые пределы 0.3-0.4мм (чтоб капли воды не зашли)
Читаю далее отменённый СНиП. п.4.21. Вот что я искал! Расчёт по закрытию трещин, наклонных к прод. оси эл-та: 4.21. Для обеспечения надежного закрытия трещин, наклонных к продольной оси элемента, Так значит прав был non-live? Раз трещины ещё и способны закрываться. значит и нести могут балки с трещинами, с наклонными трещинами. оба главных напряжения в бетоне, определяемые согласно указаниям п. 4.11 на уровне центра тяжести приведенного сечения при действии постоянных и длительных нагрузок, должны быть сжимающими и по величине не менее 0,6 МПа. Это пенальти. Возможно ли это (см. абзац выше) в балке работающей на изгиб? Не думаю. Указанное требование обеспечивается с помощью предварительно напряженной поперечной арматуры (хомутов или отогнутых стержней). А это уже гол. Всё ясно. К моменту выхода СП63 человечество пришло к тому что предварительно напряженная поперечная арматуры слишком высокий полёт инженерной мысли и оно к этому не готово. Но мы то с вами ведём разговор про простую поперечку. А значит в наших ж.б. балках не закрываются наклонные трещины. А раз они не закрываются значит ... Значит они не закроются никогда. И при следующем случае неслабого нагружения трещина расширится ... И ещё раз расширится ... И ещё ... Всё-таки non-live в посте #43 был не совсем прав? Похоже бурно дискуссирующие тоже. Цитата:
Цитата:
В этих рисунках у Залесова работает бетон сжатой зоны над трещиной. А бетона этого судя по рисункам осталось совсем немного. Ну и кроме бетона всё остальное что осталось живое (поперечка, продолька, отгибы) из последних сил сопротивляется, напрягается, деформируется. А Залесов в это время пишет ф-лы этих напряжений, сопротивлений, деформаций. Даже силу трения между разделившимися глыбами бетона учёл. Лично мне это было понятно почти всегда. Понятнее не стало. Qb бетона над трещиной очевидно намного меньше того Qb к-е мы используем в расчёте на прочность по н.с. по ф-лам СП63. А это значит, что когда трещина произошла - Qb по ф-лам СП63 уже недействительна. Это ещё раз доказывает что ф-лы СП63 применимы «до трещины» и только «до трещины». Что вы сказали? И что же это? Что мы должны сами решать? Я так понял ссылки на нормативы из поста # 48 мы не дождёмся. Конечно надо. Трещины должны быть узкими, чтобы вода к арматуре не добралась. А это может показать только расчёт на раскрытие трещин. А вдруг прочность наклонных сечений обеспечена, а трещиностойкость по н.с. нет! ![]() Ну это как расчёт мет. двутавровой балки – вы должны посчитать прочность, прогиб, устойчивость стенки. Например нам заранее известно что устойчивость стенки не надо считать у прокатных гостовских двутавров, или вы по опыту знаете что если балка из стали С245 при равномерно распределённой нагрузке прогибается не более l/200 то не обязательно считать на прочность. Вот и здесь. Обязательно ли считать на наклонные трещины если прочность на срез обеспечена? Скорее всего атавизм. Ещё и в п.5.3.1 . А как считать наклонные трещины по действующим нормам, если нигде не написано? Лезть в отменённый СНиП? Не нужно ли убрать атавизмы из СП63? Последний раз редактировалось Boris76, 24.07.2018 в 19:14. |
|||
![]() |
|
|||||||||
Регистрация: 15.09.2015
Сообщений: 439
|
Только те балки что попадают под описание: В сплошных плитах, а также в часторебристых плитах высотой менее 300 мм и в балках (ребрах) высотой менее 150 мм на участках элемента, где поперечная сила по расчету воспринимается только бетоном, поперечную арматуру можно не устанавливать.
Цитата:
Цитата:
Цитата:
Цитата:
Цитата:
Вспоминаем варианты что могут из себя представлять отогнутые стержни... Но вообще это не самый распространенный случай, да... Чтобы понять - как часто вам нужно закрытие трещин - изучите еще таблицу 2* старого СНиП. Цитата:
Цитата:
Ничего подобного, это тот самый Qb Цитата:
Это заблуждение такого же плана, как и в ж/б конструкциях у вас =) Последний раз редактировалось Ал-й, 24.07.2018 в 23:42. Причина: Поправил ссылку на видео |
||||||||
![]() |
|
||||
Регистрация: 20.10.2009
Сообщений: 5,826
|
Хорошо, если не поняли, параметр а - это длина проекции наклонного сечения.
Разве я обещал? Решайте сами, делать так или нет. Вы не верно понимаете величины Qb и Qb1. Они характеризуют работу на раздавливание части бетона над вершиной наклонной трещины, которая осталась после её образования, а не на разрыв бетона поперек наклонной трещины. Изначально эти Q=0,15*R*b*h0*h0/с, где R-характеристика бетона на сжатие, в последствии это выражение заменили на Qb=к*Rbt*b*h0*h0/с и Qb1=0,5*Rbt*b*h0*. |
|||
![]() |
|
||||||||||||||||||
Регистрация: 09.11.2012
Ульяновск, РФ
Сообщений: 130
|
Цитата:
![]() Нет, не убрали или нет, это очень нужный обязательный расчёт? Цитата:
В данном случае я "посчитать балки на прочность по срезу" назвал "расчёт по прочности ж.б. элементов при дей-и поперечных сил". Меня интересует обычная работа балок в строительной практике. Цитата:
Цитата:
Я в посте #46 говорил - и без бетона, голый каркас держит нагрузку. Можно так заармировать что при соответствующей нагрузке - бетон будет только нагрузку прибавлять. Цитата:
Цитата:
Вы через строчку что ли читаете? Я ж писал в предыдущем посте: "мы то с вами ведём разговор про простую поперечку". И ещё про "без поперечки". Да прочитатйте вы наконец все мои сообщения! Писал я об этом в предыдущем посте. Главное чтобы эти трещины не превышали допускаемую ширину согласно категории требований по трещиностойкости. Но когда ваш сосед сверху купит океанический аквариум и у вас на потолке появятся трещины и вы подадите в суд и соседа в наказание отправят в глухую ссылку в Ульяновск и после того как на перекрытие полезная нагрузка станет равной нулю и трещины на потолке у вас закроются и вот тогда вы успокоитесь. А если они не закроются - значит плита "никогда не будет прежней", т.е. в ней произошли необратимые изменения - пластические деформации, арматура потекла, бетон пополз. Я бы съехал нафик с этой квартиры. А вы? Мои размышления по поводу закрытия трещин были в контексте сравнения нормальных и наклонных трещин. Для наклонных трещин отменённый СНиП ставит ряд жёстких условий, чобы они закрылись. Из этого я сделал вывод что наклонная трещина это серьёзнее чем нормальная трещина. Цитата:
Цитата:
Цитата:
Цитата:
Я согласен что трещины и разрушение разные понятия. Я согласен что трещина первична, разрушение вторично. Здесь нет вопросов в отличие от курицы и яйца. Я согласен что после появления трещины работает поперечка, работает бетон над трещиной, продольная арматура работает, подшивной потолок немного держит, обои ... Я говорю про то как должна работать балка под максимально допустимой нагрузкой (рассчитанной для конкретного армирования, бетона, сечения...) согласно всем законам Российской Федерации, утверждённым в установленном порядке (СП, Пособия к СП и т.д.) И я сомневаюсь что она (балка) должна доработаться до наклонных трещин. Я считаю такую балку необратимо испорченной. Что напишут обследователи здания увидев такие трещины - "да всё нормально?" Не думаю. А толку то если они даже и закроются. Всё, сплошность материала потеряна. Цитата:
Вообще ф-ла Qb= 0.5Rbtbh0 очень похожа на определение касательных напряжений тау= Q/А= Q/( bh0) Т.е. сечение А= bh0, т.е. высота сечения h0. Цитата:
![]() Без труда не выловишь и рыбку из пруда Трение. Залесов в своих рисунках показывает Fcrc (зацепы кусков бетона), но это не сравнится с величиной Qb. Цитата:
![]() Трещина растёт-растёт, движется к верху, движется. Но Qb остаётся всё тем же самым???? Вы даже не уточнили какая трещина. У вас трещина величиной с палец, всё висит на одной арматуре, а Qb действует? Цитата:
Да даже если бы и обещали. Кто хочет пишет, не хочет не пишет. Были бы ссылки на нормативы ваши утверждения обрели бы вес. А так не понятно. Цитата:
Я тоже прочёл Залесова. Ф-ла Q=0,15*R*b*h0*h0/с эмпирическая. Из характеристик бетона выбрали предел прочности на сжатие. Предел прочности бетона на растяжение опр-ть сложнее и в 40-е годы это делать или не умели или методы были не достаточно совершенны. Никакого отношения к раздавливанию части бетона над вершиной наклонной трещины эта ф-ла не имеет. В 70-е перешли на Rbt. Ф-ла осталась эмпирической, но по крайней мере сейчас эта ф-ла 0,5*Rbt*b*h0 лучше описывает касательные напряжения. Залесов разделил напряжённо-деформированное состояние элемент при дей-и попереных сил на 4 стадии. Так вот, ваше раздавливание части бетона над вершиной наклонной трещины это 4 стадия. Последний раз редактировалось Boris76, 26.07.2018 в 08:05. |
|||||||||||||||||
![]() |
|
||||
? Регистрация: 17.06.2014
Царицын
Сообщений: 12,826
|
__________________
Специалисты - это те, кто ничего не понимают лучше всех |
|||
![]() |
|
||||||||||||
Регистрация: 15.09.2015
Сообщений: 439
|
Ого, а я думал тут все ясно уже, а тут у кого то полыхать продолжает...
Цитата:
Нет - это значит его убрали не потому, что он не нужен - я отвечал прямо на ваши сообщения, так что ничего додумывать не требуется. Цитата:
Да я прочитал, но там вы употребляли это неуместно, явно не понимая что такое закрытие трещин и для чего и когда это нужно. Таких сообщений я не понимаю вообще - это как вам написать - "вы же только что писали мне, а в следующем предложении уже SergeyKonstr!?"... Ну как бы да... Это человеческая речь, можно сначала об одном говорить в качестве примера, потом перейти к другому и т.д. У вас какие то стройбановские фразы. А реально как это понять? типа я могу не укладывать бетон, оставить один каркас, приложить нагрузку и все будет ок? Ну давайте выкладывайте такую балку, посчитаем, посмеемся - что она там несет... Цитата:
Вот видео с балками без хомутов и цифрами - https://www.youtube.com/watch?v=DPQIpT1ZvXY Цитата:
Цитата:
Цитата:
Цитата:
Да, вам тут уже много раз про это рассказали. Дальнейшее можно без комментариев оставить, пока в самом простом не разберетесь. Цитата:
Цитата:
Цитата:
Цитата:
фух... это ппц... |
|||||||||||
![]() |
|
||||
Регистрация: 20.10.2009
Сообщений: 5,826
|
Offtop: Вот ещё один "нормативный дяденька"
Думаю, что если в сложной зависимости для Q убрать влияние момента, сжатия оставшейся зоны, косвенно учесть влияние продольной арматуры, то и останется один подкорректированный срез. Цитата:
Там сложнее, чем одни касательные. Ну да. Начало 4-ой стадии и есть основа для формул. |
|||
![]() |
|
||||
инженер Регистрация: 21.10.2006
Москва
Сообщений: 774
|
Boris76
До образования трещин обычное (непреднапряженное) армирование практически не влияет на момент (нагрузку) образования трещин. Как нормальных к оси элемента, так и наклонных. Обычно, поперечное армирование включается активно только на поздних стадиях, близких к разрушению конструкции, причем это касается как балок, так и плит при продавливании. Поэтому если Вы видите волосяную наклонную трещину в элементе с поперечным армированием, то это конечно не признак перегрузки и аварийной ситуации. Если же это бетонный элемент, то конечно это аварийная ситуация. |
|||
![]() |
|
||||
Регистрация: 07.04.2015
Сообщений: 93
|
Есть Такая замечательная книга, как ни странно, тоже Залесова
В ней он достаточно подробно описывает, что такое Qb по его мнению на стр. 125 В этой же книге на стр. 122 (2 абз.) он пишет: "...разрушение по сжатой зоне происходит при преимущественных деформациях сдвига,..." Думаю он это подразумевал под прочностью на срез. |
|||
![]() |
|
|||||
Регистрация: 09.11.2012
Ульяновск, РФ
Сообщений: 130
|
Цитата:
"Поперечная сила Qb, воспринимаемая бетоном, опр-ся из анализа опытных данных. ..." И т.д.. К чему вы это написали? ----- добавлено через ~20 мин. ----- Цитата:
----- добавлено через ~29 мин. ----- Цитата:
----- добавлено через ~36 мин. ----- Цитата:
Читайте сообщения выше. Вам же SergeyKonstr в посте #40 вложил 19.docx, где написано "... Мин. зн-е Qb Qb,min = 0.5Rbt b h0 cоот-т образованию наклонной трещины ..." Залесов стр. 43 "До образования трещин ... балка работает как сплошное тело ..." "Образование критической наклонной трещины ..." "Превращение балки из сплошного тела в дисково-связевую систему сопровождается качественными изменениями в её работе и деформировании ..." Последний раз редактировалось Boris76, 30.06.2019 в 18:06. |
||||
![]() |
|
||||
Регистрация: 09.11.2012
Ульяновск, РФ
Сообщений: 130
|
Гвоздев «Новое в проект-е бет. и ж.б. конструкций» гл.III, разд.2 стр.77
«Величина Qb выражает предельную поперечную силу, воспринимаемую наклонным сечением в балках без хомутов, и по существу включает в себя поперечную силу, воспринимаемую бетоном над наклонной трещиной, нагельную силу в продольной арматуре и поперечную составляющую сил зацепления в наклонной трещине. ..." Понятное дело что будет работать бетон над трещиной. Ну не под трещиной же и не в трещине же. Конечно над трещиной. Плюс все остальные выше перечисленные силы сопротивления. Кое у кого после прочитанного жёстко отпечатывается в сознании что "балка должна быть с трещиной". гл.IV, разд.2 стр.153: " ... у-е Q ≤ k1Rpbh0, к-е опр-т мин. нагрузку образования наклонной трещины, т.е.минимальную нагрузку, начиная с к-й следует вести расчёт по раскрытию трещин (k1 - см. гл.III, разд.2 настоящей монографии)." Не ленимся, ищем гл.III, разд.2 : "Для эл-тов из тяж. бетона коэффициенты k1 ... равны 0.6 ..." Итак если верить Гвоздеву - при Q ≤ 0.6Rpbh0 НАКЛОННЫЕ ТРЕЩИНЫ НЕ ОБРАЗУЮТСЯ. Т.е. при нашей Qb= 0.5Rbtbh0 в п.8.1.33 СП63 наклонные трещины не образуются. ----- добавлено через ~2 мин. ----- Цитата:
В этой ф-ле напряжение в хомутах стоит в числителе и следовательно эта ф-ла для балок без хомутов не имеет смысла. Других ф-л по расчёту ширины наклонных трещин в СНиПе нет. Поэтому я и спросил: ". А что, существование балок без поперечки не предполагается?" Вы вырвали эту фразу из контекста. И дали ссылку на конструктивные требования. Я в посте #55 я вам по-русски объяснил: "Так вот, рассматривая эту ф-лу по расчёту ширины раскрытия наклонной трещины, я увидел что эта ф-ла применима только для балок с поперечным армированием. Для балки без поперечного армирования в СНиПе нет подобной ф-лы. ..." ТАК КАКОГО ЖЕ ФИГА ВЫ ![]() ----- добавлено через ~12 мин. ----- Приплыли. Открываем книгу Залесова стр27 : "Стадия IV. Элемент может разрушаться по ..." Это стадия разрушения ![]() ![]() ----- добавлено через ~17 мин. ----- У меня к вам большая просьба. НЕ ХОДИТЕ С СЕРГЕЕМ НА РАБОТУ. Так будет лучше для страны. Ну пожалуйста ![]() Последний раз редактировалось Boris76, 01.07.2019 в 15:38. |
|||
![]() |
![]() |
|
|
![]() |
||||
Тема | Автор | Раздел | Ответов | Последнее сообщение |
Подскажите, есть ли обязательное требование крепления профнастила (несъемная опалубка для монолитного жб) к балкам? | K'TyH | Конструкции зданий и сооружений | 7 | 08.06.2017 08:19 |
Как просматреть нагрузки в STARK ES 2017 | alexNAP | STARK ES | 10 | 24.04.2017 14:00 |
REVIT 2017. Имеется ли какая нибудь возможность вывода спецификации арматуры на 1 балку? | erikbond | Revit | 0 | 25.02.2017 21:53 |
Есть ли возможность во FloEFD задавать максимальные давление и расход, которые бы постепенно уменьшались? | Aleksey1991 | SolidWorks | 1 | 28.08.2016 10:54 |
Есть ли возможность устроить консоль 1,2 метра на многопустотной плите П72-15? | Алекша | Железобетонные конструкции | 172 | 25.08.2014 12:11 |