[GGCAT]

Вопрос в заголовке темы. КРАЙНЕ неудобно подбирать армирование балок по расчету на поперечные усилия, т.к. в расчете не реализовано задание реального положения опор балок состоящих из нескольких КЭ, а в данных местах, как известно, несущая способность на поперечные усилия выше, а соответственно арматуры должно быть меньше, чем по расчету (0,5Rbtbh0 и еще сжатие-растяжение в стержне учитывает). При этом есть возможность задания констурктивных элементов и групп данных элементов. Т.е. фактически мы указываем положение опор конструктивного элемента, но разницы в подборе арматуры нет по сравнению с расчетом без учета конструктивных элементов. Кроме того существует кнопка "принимать длину элемента за расстояние между опорами" в назначении материалов для конструктивного расчета. А если у меня балка состоит из нескольких КЭ? Как быть? Я очень устал пересчитывать все балки вручную вблизи опорных участков. Я пытался найти какую-то информацию по данному вопросу в доступных мне материалах по программе и в справке программы (отвратительно и слишком поверхностно написана справка).

P.S. Из справки: "При выводе результатов расчета значения площадей сечения арматуры в заданных сечениях конструктивного элемента будут определены как наибольшие значения площадей сечения соответствующей арматуры в соответствующих сечениях всех конечных элементов, составляющих конструктивные элементы из одной группы унификации." Полезность функции крайне сомнительна, т.е. никакого пересчета элемента не происходит. А просто выводится эпюра, собранная из эпюр отдельных КЭ.

P.P.S. А кнопочка (см. миниатюру) вообще работает? Я эффекта никакого не обнаружил.

[Ayvengo]

GGCAT, из Вашего сообщения мне не понятно, что же Вы применяете в качестве окончательного результата? И чем Старк, по Вашему мнению, проигрывает программам-аналогам?

[GGCAT]

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.

[Ayvengo]

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.

[GGCAT]

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?

[mainevent100]

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...

[GGCAT]

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.

[Ayvengo]

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.

Сообщение от GGCAT P.P.S. И еще интересно, как же все-таки реализован учет растяжения-сжатия?

В формуле 8.78 Mо вычисляется с учетом N. При сжатии Mo больше, при растяжении - меньше.

[GGCAT]

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. -----

Сообщение от Ayvengo В формуле 8.78 Mо вычисляется с учетом N. При сжатии Mo больше, при растяжении - меньше.

Аааа ) Ясно. А при Q0 учитываем п. 8.1.34? Это логично было бы.
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.

[Ayvengo]

Сообщение от GGCAT 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.

Читайте внимательнее СП. Ограничение С<=2*h0 - для формулы 8.58, а не 8.57. В 8.57 С<=3*h0, поскольку Qb,min=0,5*Rbt*b*h0.

[GGCAT]

Сообщение от Ayvengo Читайте внимательнее СП. Ограничение С<=2*h0 - для формулы 8.58, а не 8.57. В 8.57 С<=3*h0, поскольку Qb,min=0,5*Rbt*b*h0.

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?

[Ayvengo]

Сообщение от GGCAT И все равно тогда получаем, что при приближении к опоре у нас не увеличивается несущая способность по бетону.

Именно так, т.к. в МКЭ-модели неизвестно, где находится опора.

Сообщение от GGCAT И все сечения по факту заармированы при Qbmin.

При Q>Qb,min.

Сообщение от GGCAT А Qsw тогда он берет при Cmin=h0?

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.

[GGCAT]

Сообщение от Ayvengo Именно так, т.к. в МКЭ-модели неизвестно, где находится опора.

Так можно было и во втором посте сразу написать

Сообщение от Ayvengo При Q>Qb,min.

Тоже понятно, ибо иначе и арматура не нужна поперечная.

Сообщение от Ayvengo 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.

Понял. Спасибо.

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.

[Ayvengo]

Сообщение от GGCAT Так можно было и во втором посте сразу написать

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

Сообщение от Ayvengo в расчете берется максимальное Q по длине наклонного сечения.

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".

[GGCAT]

Сообщение от Ayvengo 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

Да как это не нужно расстояние? Блин. Нужно!!! Приближаясь к опоре ближе, чем на 3h0 Qb начинает возрастать!!! А в старке не возрастает. В этом соль. Старк считает, что если Q>Qb,min, то уже пора ставить поперечку (и ему пофиг, что у опоры никак не может быть Qmin, т.к. он не понимает, что там опора). В вручную посчитайте клок балки вблизи опоры на расстоянии ближе 3h0. У вас разойдутся со старком значения. Ну не может никак в сечении, расположенном на расстоянии h0 быть Qbmin, а у старка именно так. Посмотрите миниатюру, вот этой хрени не будет при расчете врукопашку. А будет там нормальная арматура поперечная, с нормальным шагом, а не 17+ кв. см на метр. Про то что он берет Q максимальное по КЭ это ладно, мелочи жизни, по сравнению с тем, что проекция наклонной трещины на расстоянии h0 от опоры никак не может быть больше h0. И когда он решает, что Q>Qb,min он уже начинает искать наихудшее С для Qb+Qsw, находится эта С как производная этой суммы приравненная к 0. Это все понятно, а потом с этой С он прогоняет все сечения по КЭ и подбирает соответствующую поперечку. В моем случае такой расклад не подходит ибо см. значения поперечки на миниатюре.

Сообщение от Ayvengo 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".

Знаю я старую методику. Убрали оттуда C0, компенсировав коэффициентом. Ясно откуда и куда ноги растут. Я в первом же посте написал. Что значения арматуры подобранные по ручному расчету (даже с использованием упрощенного подхода, без рассмотрения наклонных сечений) будут меньше вблизи опор балок, т.к. программа не знает, что там опора и что там должна возрастать несущая способность по бетону.

Проиллюстрировал разницу между ручным расчетом и расчетом Stark (см. миниатюру).

[Meknotek]

Так и знал, что со СТАРКом какая-то лажа. Не зря уговорил руководство купить "Лиру-САПР".

[Ayvengo]

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.

Сообщение от Meknotek Так и знал, что со СТАРКом какая-то лажа. Не зря уговорил руководство купить "Лиру-САПР".

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?

[GGCAT]

Сообщение от Ayvengo Где вы видите слово "опора" в методике СП63 до того момента

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.

[Ayvengo]

Сообщение от GGCAT 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.

Это Вы потом прокурору объяснять будете? Если есть претензия к нормам - пишите в НИИЖБ.

[GGCAT]

Сообщение от Ayvengo Это Вы потом прокурору объяснять будете? Если есть претензия к нормам - пишите в НИИЖБ.

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.

[Инженер-96]

Сообщение от Ayvengo 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?

Даже в справке ЛИРЫ (2015) честно написано:
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.

[GGCAT]

Сообщение от Инженер-96 Даже в справке ЛИРЫ (2015) честно написано: 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.

Да это еще все ничего. Для меня лично самой большой неприятностью и непреодолимым когнитивным диссонансом является то, что наши нормы, особенно в рамках тех. регламента (те, которые обязательны согласно Постановления 1521), предназначены для проектирования лишь чего-нибудь перпендикулярно-параллельно-квадратно-гнездового и не более того. О чем, собственно, не скрывая пишется в области применения, например, СП 63. Но и это все еще мелочи. Я знаю как можно учесть многие вещи, которые отсутствуют в СП. Я при этом без колебаний возьму на себя полную ответственность за свои решения. Однако мне тогда необходимо, чтобы и технология при возведении здания соблюдалась в рамках СП 70, подразумеваю качество изготовления (правила приемки), также необходим полный строгий авторский надзор на объекте. Но ведь этого ничего в нашей стране не происходит. Вот в чем беда. Получится нонсенс: ты спроектируешь хорошо, потом на объекте налепят лажу, что-нибудь где-нибудь треснет, прогнется или упадет, а виноват будешь ты. И на дураков запасов нет. Их просто не может существовать. А разбираться в ситуации никто не будет. Такой системе легче наказать невиновного и наградить непричастного. Такие вот дела.
Ссылочка на хорошую статью по похожему вопросу: http://www.konstr.narod.ru/ponjat_2.htm

[Инженер-96]

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.

[An2]

Инженер-96
одно дело если в нормах есть пробел, другое это Вы нарушаете нормы...снижая требуемое армирование.
Нарушаете нормы, тогда обоснуйте исследованиями, что Вы сохраняете требуемый уровень надежности....

[Инженер-96]

Сообщение от An2 Инженер-96 одно дело если в нормах есть пробел, другое это Вы нарушаете нормы...снижая требуемое армирование. Нарушаете нормы, тогда обоснуйте исследованиями, что Вы сохраняете требуемый уровень надежности....

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%.

[Инженер-96]

Сообщение от Инженер-96 Кстати, и те устаревшие расчетные методы, что заложены в ЛИРЕ, дают поперечное армирование в среднем как раз на ~20% меньше при тех же усилиях.

Вынужден поправиться. Сделал сравнение и оказалось, что ЛИРА "отстает" от Старка до 40% при небольших Q, а дальше результаты выравниваются.

[Дрюха]

Offtop: Да все проги мкэшные неправильно считают поперечку

[mikel]

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.

[frostyfrost]

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.

[Инженер-96]

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.

[Николай Баглаев]

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.

[Бетонщик_№0]

Сообщение от Николай Баглаев 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.

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

[Николай Баглаев]

Бетонщик_№0, Ну раз не сделали, значит не все так просто....

[Boris76]

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.

[JorJe]

Offtop: Позанудствую немного))

Сообщение от Boris76 Qb = 1.5*107*0.22*0.36^2/(23*0.36) = 4.24т

[SergeyKonstr]

Сообщение от Boris76 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.

Интересно, чем, кроме арматуры, вы будете "закрывать" наклонную трещину от опоры до сечения, где Qmin =0,5....менее Q1?

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".

[Boris76]

Сообщение от SergeyKonstr Интересно, чем, кроме арматуры, вы будете "закрывать" наклонную трещину от опоры до сечения, где Qmin =0,5....менее Q1?

Хотите поговорить об этом? Не ну у меня есть кое-какие мысли на этот счёт. Вы лучше ответьте мне на вопрос: "Boris76 правильно понял нормы или нет, или нормы неправильные?"

Сообщение от SergeyKonstr Тип файла: docx 21.docx (353.6 Кб, 3 просмотров)

Не подскажете из какой это книжки?

[non-live]

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

[Boris76]

Сообщение от non-live Нормы верные.

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..

Сообщение от non-live Хороший материал у Залесова "Расчёт ж.б. по прочности, трещиностойкости и деформациям", 1988

Меня интересует конкретно откуда картинка Тип файла: docx 21.docx (353.6 Кб, 11 просмотров) из поста #36. У меня тоже есть библиотека со множеством восхитительных книг по ЖБК как в бумажном так и в электронном виде.

Сообщение от non-live Не забывайте про то, что равномерно распределённая нагрузка условная и в пособиях указаны дополнительные сведения по её учету

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?

[SergeyKonstr]

Сообщение от Boris76 Хотите поговорить об этом? Не ну у меня есть кое-какие мысли на этот счёт.

Докладуйте, почитаем, подумаем....

Сообщение от Boris76 Вы лучше ответьте мне на вопрос: "Boris76 правильно понял нормы или нет,

В общем правильно.
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.

Сообщение от Boris76 или нормы неправильные?"

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.

Сообщение от Boris76 Не подскажете из какой это книжки?

На мой взгляд из очень хорошей
Залесов, Прочность ЖБК на действие поперечных сил, 1989.

[JorJe]

Сообщение от SergeyKonstr С в формуле (8.56) СП 63 для бетона и не обязательно 2*ho

Я так понимаю "С" нужно проверять в диапазоне от 0,6*h0 до 3*h0 (согласно ф. 8.57)

[Boris76]

Сообщение от SergeyKonstr Интересно, чем, кроме арматуры, вы будете "закрывать" наклонную трещину от опоры до сечения, где Qmin =0,5....менее Q1? 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".

Я с самого начала старался придерживаться основной мысли этой темы, которую поднял GGCAT. Вас же заносит немного в др. сторону. Я просмотрел предложенную вами книгу Залесов А.С., Климов Ю.А. Прочность железобетонных конструкций при действии поперечных сил 1989 и нашёл там график (рис.4), к-й вы выложили в посте #36. Так вот, то ли вы путаете, то ли хотите показать какие у вас широкие познания.
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. -----

Сообщение от SergeyKonstr В общем правильно. С в формуле (8.56) СП 63 для бетона и не обязательно 2*ho.

Где вы увидели 2*ho?

----- добавлено через ~5 мин. -----

Сообщение от SergeyKonstr С в формуле (8.58) СП 63 для арматуры и обязательно не более 2*ho и С для бетона.

Это вы для чего написали?

----- добавлено через ~12 мин. -----

Сообщение от SergeyKonstr В общем правильно.

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. -----

Сообщение от SergeyKonstr Трудно мне судить, правильные они или нет

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. -----

Сообщение от JorJe Я так понимаю "С" нужно проверять в диапазоне от 0,6*h0 до 3*h0 (согласно ф. 8.57)

Вы правильно понимаете.

----- добавлено через ~55 мин. -----

Сообщение от SergeyKonstr Докладуйте, почитаем, подумаем....

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.

[non-live]

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.

[Boris76]

Сообщение от non-live Наклонные трещины образуются при Q = 0,5Rbt b h0.

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".

Сообщение от non-live 0,6 Rbt b h0. Если угодно, при Rbt,ser, а не Rbt.

Это уже ваше творчество? Где такое написано?

Сообщение от non-live Все расчетные формулы строятся в зависимости от коэффициента h0/C. В нормах следовало бы явно это указать, а не привязываться к проекции наклонной трещины.

Эта тема про тот абзац пункта 8.1.33 СП63, к-й начинается со слов: "Допускается производить расчёт наклонных сечений, не рассматривая наклонные сечения ..." Т.е. не рассматривая ни длину проекции С этого сечения, ни угла, ни расположения её и т.д.. Так чего же вы всё оффтопите? Создайте тему про ваш h0/с, может какой умный человек вам ответит.

Сообщение от non-live Балки с наклонными трещинами несут нагрузку.

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.

Сообщение от non-live Вы же помните как мы считали ширину раскрытия наклонных трещин по СНиП.

Нет не помню. Я помню что там есть расчёт ширины раскрытия нормальных трещин на дей-е момента. Ну так то совсем другое дело. Бетон растянутый в расчёте не участвует. У соседей сверху день рождение, пришли гости, принесли ящики водки, стали плясать, балка прогнулась, трещины раскрылись. Утром все ушли, балка разогнулась, трещины закрылись. А вот закроется ли наклонная трещина? Подскажите где можно увидеть расчёт ширины раскрытия наклонных трещин.

Сообщение от non-live К чему Вы ведете?

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 ...

Сообщение от non-live Поставьте вопрос в двух словах.

Читайте внимательно что пишут другие люди. Эта тема не про то как в принципе считать поперечку ...

Сообщение от non-live Не хотите ставить поперечную арматуру около опоры?

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.

Сообщение от non-live Вам Сергей уже ответил, что трещины надо удерживать.

Ну если только так.

[SergeyKonstr]

Сообщение от Boris76 Немного поясню для широкой публики что же хотел сказать SergeyKonstr.

Не стоило так себя утруждать.

Сообщение от Boris76 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.

Да не другой он, просто так названный.
А (8.60) СП 63 из пояснений разработчиков в запас прочности. Но это расчет тоже наклонного сечения, а не как не нормального.

Сообщение от Boris76 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 правильн

На хренопись реагировать не стану.

Сообщение от Boris76 А проектант должен об этом думать?

Проектировщик -да, проектант, возможно, нет.

Сообщение от Boris76 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.

Вы просто не понимаете суть расчета наклонного сечения по нормам. Если для бетона на каком-то расстоянии от опоры образуется наклонная трещина (Q1<Qb1), то хомуты ставятся от опоры до этого сечения, в противном случае определить Qsw,1 в (8.62) вы никак не сможете.

Сообщение от Boris76 Т.е. мы ставим поперечку чтобы трещины не было, а не чтобы её закрыть.

Какое-то новшество для меня.

Сообщение от Boris76 Вот и здесь с одной стороны трещине не позволит появится поперечная арматура,

Вот однако как.

[Boris76]

Сообщение от SergeyKonstr Не стоило так себя утруждать.

- 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.

Сообщение от SergeyKonstr Да не другой он, просто так названный.

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.

Сообщение от SergeyKonstr А (8.60) СП 63 из пояснений разработчиков в запас прочности.

Ну и Слава Богу! Даже в запас?! А арматуру экономит.

Сообщение от SergeyKonstr Но это расчет тоже наклонного сечения, а не как не нормального.

Никто и не говорил что это расчёт нормального сечения. Говорится что не рассматривается геометрия наклонного сечения, в частности длина проекции С.

Сообщение от SergeyKonstr Вы просто не понимаете суть расчета наклонного сечения по нормам.

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?

Сообщение от SergeyKonstr Если для бетона на каком-то расстоянии от опоры образуется наклонная трещина (Q1<Qb1),

Наверно описочка? Наверно вот так : Q1>Qb1 и будет ваша трещинка. Хотя я насчёт трещин считаю по-другому (см. пост #44)

Сообщение от SergeyKonstr то хомуты ставятся от опоры до этого сечения

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.

Сообщение от SergeyKonstr в противном случае определить Qsw,1 в (8.62) вы никак не сможете.

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.

Сообщение от SergeyKonstr Какое-то новшество для меня.

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.

Сообщение от SergeyKonstr Вложения Тип файла: docx 23.docx

Это всё интересно. Но это всё оффтоп.

[SergeyKonstr]

Сообщение от Boris76 Вы кидаете сюда графики, обрывки страниц и не утруждаетесь сказать откуда они.

Я обязан это делать?
Не нравится - не смотрите.

Сообщение от Boris76 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

Принцип образования наклонной трещины одинаков, что при сосредоточенных нагрузках, что при распределенных. поэтому а и с -это одно и то же.

Сообщение от Boris76 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 да. Поэтому строится эпюра поперечных сил Q1 и эпюра Qb1, накладываются друг на друга и сравниваются.

Сообщение от Boris76 Ну и Слава Богу! Даже в запас?! А арматуру экономит.

А вы проф. E.А.Чистякову напишите, чего он в 2002 году в жур. Бетон и железобетон написал.

Сообщение от Boris76 Никто и не говорил что это расчёт нормального сечения. Говорится что не рассматривается геометрия наклонного сечения, в частности длина проекции С.

Вот без неё никуда. Предполагается, что косая трещина может иметь любой наклон.

Сообщение от Boris76 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?

Без комментариев.

Сообщение от Boris76 Наверно описочка? Наверно вот так : Q1>Qb1 и будет ваша трещинка.

Да, описочка. Прошу прощения.

Сообщение от Boris76 Мы же в этой теме обсуждаем необходимость в арматуре по расчёту. Вот получается по расчёту ноль арматуры и всё.

Около опоры она может быть и ноль, и дальше может быть ноль, а может не быть, арматура должна пересекать наклонную трещину, образовавшуюся от вершины и проходящую к опоре, если в вершине Q1 более Qb1.

Сообщение от Boris76 Почему не сможем опр-ть Qsw? В чём загвоздка?

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...

Сообщение от Boris76 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 наверное в другую тему, про долговечность.

Сообщение от Boris76 Но это всё оффтоп.

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.

[Boris76]

Сообщение от SergeyKonstr Принцип образования наклонной трещины одинаков, что при сосредоточенных нагрузках, что при распределенных. поэтому а и с -это одно и то же

Наклонная трещина при сосредоточенной нагрузки идёт от этой нагрузки до опоры, Залесов обозначил это расстояние буквой а и следовательно а=С. А при равномернораспределённой с=0.6h0-3h0. В пособие к СП 52-101-2003 есть конкретные рекомендации по опр-ю С. Это понятно. НО МЫ В ЭТОЙ ТЕМЕ ОБСУЖДАЕМ ДРУГОЙ ПАРАМЕТР а, А ИМЕННО РАССТОЯНИЕ ОТ ОПОРЫ ДО СЕЧЕНИЯ В К-М МЫ СЧИТАЕМ. И ЭТО а НИКАК НЕ СВЯЗАНО С ДЛИНОЙ ПРОЕКЦИИ НАКЛОННОГО СЕЧЕНИЯ С, ПОТОМУ ЧТО РАСПОЛОЖЕНИЕ РАСЧЁТНОГО СЕЧЕНИЯ МЫ ВЫБИРАЕМ САМИ, КАК ХОТИМ ТАК И ВЫБИРАЕМ. А В ИНТЕРВАЛЕ ОТ 0 ДО 2,5h0 МЫ УМНОЖАЕМ Qb1 НА КОЭФФИЦИЕНТ 2.5/(а/h0)

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от SergeyKonstr Ну да. Поэтому строится эпюра поперечных сил Q1 и эпюра Qb1, накладываются друг на друга и сравниваются.

Вот это к чему?

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от SergeyKonstr А вы проф. E.А.Чистякову напишите, чего он в 2002 году в жур. Бетон и железобетон написал.

У меня нет претензий к проф. Чистякову. Зачем вы искажаете тему постоянно!

----- добавлено через ~4 мин. -----

Сообщение от SergeyKonstr Вот без неё никуда. Предполагается, что косая трещина может иметь любой наклон.

Это к чему, зачем?

----- добавлено через ~5 мин. -----

Сообщение от SergeyKonstr Около опоры она может быть и ноль, и дальше может быть ноль, а может не быть, арматура должна пересекать наклонную трещину, образовавшуюся от вершины и проходящую к опоре, если в вершине Q1 более Qb1.

Ссылки на нормативы пожалуйста

----- добавлено через ~6 мин. -----

Сообщение от SergeyKonstr 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...

Ссылки на нормативы пожалуйста

----- добавлено через ~9 мин. -----

Сообщение от SergeyKonstr Это наверное в другую тему, про долговечность.

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. -----

Сообщение от SergeyKonstr Вы утверждаете, что при постановке поперечной арматуры трещин не возникает.

Я не так сказал. Я сказал не должно возникать и постановка арматуры здесь не при чём. Если бетон воспринимает нагрузку, то можно обойтись без поперечки (если позволяют конструктивные требования). И наоборот, нагрузки м/б такими большими что поперечная арматура не справится.

----- добавлено через ~17 мин. -----

Сообщение от SergeyKonstr Однако с трещинами и с попер. ар-ой испытывают, и совсем не допустить трещину попер. ар-ра не может.

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.

[Ал-й]

Сообщение от Boris76 Подскажите где можно увидеть расчёт ширины раскрытия наклонных трещин.

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. -----

Сообщение от Boris76 Вы объясните как будет работать бетон на срез в районе трещины.

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...

[SergeyKonstr]

Сообщение от Boris76 НО МЫ В ЭТОЙ ТЕМЕ ОБСУЖДАЕМ ДРУГОЙ ПАРАМЕТР а

Я сказал вам, что это, вы уж решайте сами.
Мне добавить больше нечего.

[Бетонщик_№0]

ширину раскрытия наклонных по СП63 тоже надо считать. (ну точнее ,конечно,это атавизм в тексте,но всё ж)

[Boris76]

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?

Сообщение от Ал-й читаю тут мельком тему

Похоже бурно дискуссирующие тоже.

Сообщение от Ал-й некоторые вопросы... скажем так, должны были где то поясняться (в институте, к примеру).

А умные люди скажут просто. Сопромат изучали? Срез? Касательные напряжения? Какие могут быть напряжения в том месте в к-м материал потерял свою сплошность (трещина)? Вы спрашиваете какое напряжение испытает нож разрезая уже разрезанный кусок масла по линии между двумя уже разрезанными кусками? Да ноль напряжения!

Сообщение от Ал-й В книжке Залесова рис. 17 или 19 посмотрите, станет понятно что именно на срез работает...

Вопрос был не «вы объясните как будет работать на срез ж.б. балка с поперечной арматурой, с отгибами после того как она (балка) «доигралась» до наклоной трещины», а как будет работать бетон. БЕТОН. ТОЛЬКО ПРО БЕТОН.
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».

Сообщение от SergeyKonstr Я сказал вам, что это, вы уж решайте сами.

Что вы сказали? И что же это? Что мы должны сами решать?

Сообщение от SergeyKonstr Мне добавить больше нечего.

Я так понял ссылки на нормативы из поста # 48 мы не дождёмся.

Сообщение от Бетонщик_№0 ширину раскрытия наклонных по СП63 тоже надо считать.

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?

Сообщение от Бетонщик_№0 (ну точнее ,конечно,это атавизм в тексте,но всё ж)

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?

[Ал-й]

Сообщение от Boris76 А что, существование балок без поперечки не предполагается?

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.

Сообщение от Boris76 В СП63 этот расчёт убрали нафик. Почему? Не потому ли что он нафик ненужный?

Нет.

Сообщение от Boris76 Что достаточно посчитать балки на прочность по срезу и уже не нужно считать на наклонные трещины

Чтобы балка разрушилась именно на срез - нужна весьма нетривиальная расчетная схема (можете поискать как проводятся испытания бетона на срез), в противном случае будет наклонная трещина. Или под "прочность по срезу" вы подразумеваете прочность наклонных сечений (на действие втч. поперечных сил)? Неточность формулировок может внести путаницу.

Сообщение от Boris76 Раз трещины ещё и способны закрываться. значит и нести могут балки с трещинами, с наклонными трещинами.

Расчет по закрытию трещин был также и для нормальных сечений в старых нормах. И конечно, нормальные сечения не разрушаются при образовании трещин (если не относятся к слабоармированным, чье применение ограничено). Соответственно, от образования наклонной трещины до разрушения по наклонному сечению - есть прирост нагрузки. У нас в институте он получался минимальным, потому что мы были рукожопыми по части изготовления хомутов (не могли нормально загнуть вокруг нормального стержня - разгибались при разрушении = одна здоровая наклонная трещина и скорое разрушение). Но я видел и множество нормальных испытаний - типа таких - https://www.youtube.com/watch?v=UV0nqTAORg0

Сообщение от Boris76 Это пенальти. Возможно ли это (см. абзац выше) в балке работающей на изгиб? Не думаю.

Чувствуется нехватка курсовых по ж/б =) А как же преднапряженные элементы? А что такое категория требований к трещиностойкости? И всегда ли нужно, чтобы трещины закрывались? =)

Сообщение от Boris76 Указанное требование обеспечивается с помощью предварительно напряженной поперечной арматуры (хомутов или отогнутых стержней).

Читаем подсказки - https://www.sciencedirect.com/scienc...41029614002478
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.

Сообщение от Boris76 Вопрос был не «вы объясните как будет работать на срез ж.б. балка с поперечной арматурой, с отгибами после того как она (балка) «доигралась» до наклоной трещины», а как будет работать бетон. БЕТОН. ТОЛЬКО ПРО БЕТОН.

Ничего не понятно... Давайте по порядку - наклонные трещины могут образовываться и их образование не значит разрушение. Им не обязательно закрываться в большинстве случаев. А сопротивление бетона срезу - это сопротивление срезу именно того самого маленького участка сжатой зоны над трещиной. Перед разрушением элемента по наклонному сечению работает и поперечная арматура и на срез тот самый участок бетона над трещиной. Образование трещины не выключает из работы ни поперечную арматуру, ни сжатую зону (трещина не развивается на всю высоту - по крайней мере до разрушения). Да, между раскрытием трещины и разрушением прирост усилия может быть минимальным, но это уже другой разговор... наверное (честно, влом перечитывать как завязалась здесь дискуссия в этой теме).

Сообщение от Boris76 Какие могут быть напряжения в том месте в к-м материал потерял свою сплошность (трещина)?

Ну ерунда, а как же фрикционные соединения в металле, например =)? Да просто контейнер на пол поставить - молекулярной связи с полом нет, но и с места Вы его не сдвинете =)

Сообщение от Boris76 Qb бетона над трещиной очевидно намного меньше того Qb

Ничего подобного, это тот самый Qb

Сообщение от Boris76 А это значит, что когда трещина произошла - Qb по ф-лам СП63 уже недействительна.

Это лишь ваша версия.

Сообщение от Boris76 устойчивость стенки не надо считать у прокатных гостовских двутавров

Это заблуждение такого же плана, как и в ж/б конструкциях у вас =)

[SergeyKonstr]

Сообщение от Boris76 Что вы сказали? И что же это?

Хорошо, если не поняли, параметр а - это длина проекции наклонного сечения.

Сообщение от Boris76 Я так понял ссылки на нормативы из поста # 48 мы не дождёмся.

Разве я обещал? Решайте сами, делать так или нет.

Сообщение от Boris76 А это значит, что когда трещина произошла - Qb по ф-лам СП63 уже недействительна.

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*.

[Boris76]

Сообщение от Ал-й 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.

В посте #52 рассматривая ф-лу (152) в СНиПе 2.03.01-84 п.4.17, к-й вы же мне подсказали, и я вам за это сказал спасибо... 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 МНЕ ЦИТИРУЕТЕ П.10.3.13 СП 63.13330.2012. Я же уже писал в посте #46 как я уважаю конструктивные требования.

Сообщение от Ал-й Нет.

Нет, не убрали или нет, это очень нужный обязательный расчёт?

Сообщение от Ал-й Чтобы балка разрушилась именно на срез - нужна весьма нетривиальная расчетная схема (можете поискать как проводятся испытания бетона на срез), в противном случае будет наклонная трещина. Или под "прочность по срезу" вы подразумеваете прочность наклонных сечений (на действие втч. поперечных сил)? Неточность формулировок может внести путаницу.

Габрусенко в книге "Нек-е особенности проектирования ЖБК по новым нормам" Новосибирск 2006-2008. https://dwg.ru/dnl/4653 в п.5.2 назвал Qb прочностью на срез бетона сжатой зоны.
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.

Сообщение от Ал-й Расчет по закрытию трещин был также и для нормальных сечений в старых нормах.

Я об этом рассказывал в посте #44

Сообщение от Ал-й Соответственно, от образования наклонной трещины до разрушения по наклонному сечению - есть прирост нагрузки.

Вы же только что говорили про нормальные, а не наклонные трещины!

Сообщение от Ал-й У нас в институте он получался минимальным,

Я в посте #46 говорил - и без бетона, голый каркас держит нагрузку. Можно так заармировать что при соответствующей нагрузке - бетон будет только нагрузку прибавлять.

Сообщение от Ал-й , потому что мы были рукожопыми по части изготовления хомутов (не могли нормально загнуть вокруг нормального стержня - разгибались при разрушении = одна здоровая наклонная трещина и скорое разрушение).

А если хомуты не ставить? Будет прирост нагрузки от образования наклонной трещины до разрушения? Или это произойдёт одномоментно?

Сообщение от Ал-й Но я видел и множество нормальных испытаний - типа таких - Нажмите для просмотра https://www.youtube.com/watch?v=UV0nqTAORg0

Если внути этой балки термоядерный двутавр, то и фик с ней с этой трещиной

Сообщение от Ал-й А как же преднапряженные элементы?

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".

Сообщение от Ал-й А что такое категория требований к трещиностойкости?

Да прочитатйте вы наконец все мои сообщения! Писал я об этом в предыдущем посте.

Сообщение от Ал-й И всегда ли нужно, чтобы трещины закрывались? =)

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.

Сообщение от Ал-й Читаем подсказки - https://www.sciencedirect.com/scienc...41029614002478

Это цитата из СНиПа. Вы подсказки для СНиПа постите?

Сообщение от Ал-й Вспоминаем варианты что могут из себя представлять отогнутые стержни... Но вообще это не самый распространенный случай, да...

Создайте свою тему про ваши оттогнутые стержни. При чём тут это?

Сообщение от Ал-й Чтобы понять - как часто вам нужно закрытие трещин - изучите еще таблицу 2* старого СНиП.

Эта тема не про закрытие трещин.

Сообщение от Ал-й Ничего не понятно... Давайте по порядку - наклонные трещины могут образовываться и их образование не значит разрушение.

Вы же сами писали про рукожопость. А думаете чуваши на стройке хорошо свяжут и загнут хомуты? Если уж у вас получались минимальные приросты нагрузки от образования наклонной трещины до разрушения, то на настоящей стройке и подавно. А ещё есть элементы без поперечки, к-е вы знать не хотите.
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.

Сообщение от Ал-й Им не обязательно закрываться в большинстве случаев.

А толку то если они даже и закроются. Всё, сплошность материала потеряна.

Сообщение от Ал-й А сопротивление бетона срезу - это сопротивление срезу именно того самого маленького участка сжатой зоны над трещиной. Перед разрушением элемента по наклонному сечению работает и поперечная арматура и на срез тот самый участок бетона над трещиной. Образование трещины не выключает из работы ни поперечную арматуру, ни сжатую зону (трещина не развивается на всю высоту - по крайней мере до разрушения).

Это Qb в ф-лах СП63 для маленького участка над трещиной???? Нафига тогда в ф-лах (8.57) и (8.61) на h0 умножают? Я знаю, в книжках пишут "сжатая зона бетона над трещиной". Ещё и на рисунках эту высоту обозначают "х". Ну и чему равна эта "х", авторы? Какая высота бетона над трещиной? Кто её установил? Чему она равна по вашему мнению? Судя по вашему видео в ютубе так трещина может до самого верха балки дойти. Тогда нулю будет равна высота бетона над трещиной. А м/б от низа балки до центра нижней растянутой прод. арм-ры? h-h0? Вот на это я пожалуй соглашусь.
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.

Сообщение от Ал-й Да, между раскрытием трещины и разрушением прирост усилия может быть минимальным, но это уже другой разговор... наверное

А может не надо верить глазам своим? Мало ли что в натуре получается. Раз в книжках (или где там у вас) принято так, значит так. Не надо менять свои убеждения.

Сообщение от Ал-й честно, влом перечитывать как завязалась здесь дискуссия в этой теме).

Без труда не выловишь и рыбку из пруда

Сообщение от Ал-й Ну ерунда, а как же фрикционные соединения в металле, например =)?

Трение. Залесов в своих рисунках показывает Fcrc (зацепы кусков бетона), но это не сравнится с величиной Qb.

Сообщение от Ал-й Да просто контейнер на пол поставить - молекулярной связи с полом нет, но и с места Вы его не сдвинете =)

Контейнер к полу прижимает хорошая вертикальная сила собственного веса контейнера. А какая сила прижмёт друг к дружке куски бетона в наклонной трещине. И в любом случае эта сила трения намного меньше силы сдвига будет. Или нет? Надо все балки пойти разрезать. Чтоб крепче были.

Сообщение от Ал-й Ничего подобного, это тот самый Qb

Трещина растёт-растёт, движется к верху, движется. Но Qb остаётся всё тем же самым????

Сообщение от Ал-й Это лишь ваша версия.

Вы даже не уточнили какая трещина. У вас трещина величиной с палец, всё висит на одной арматуре, а Qb действует?

Сообщение от SergeyKonstr Хорошо, если не поняли, параметр а - это длина проекции наклонного сечения.

Да понял я это ещё в посте #48. Пытался понять каким образом цитата из Залесова относится к данной теме.

Сообщение от SergeyKonstr Разве я обещал? Решайте сами, делать так или нет.

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.

Сообщение от SergeyKonstr 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*.

Фигли Габрусенко это назвал прочностью на срез бетона сжатой зоны? См. выше ссылку на книжку.
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.

[Бахил]

Offtop: Спор слепых о слоне...
Ребята, почитайте Гвоздева
Там всё доступно описано.

[Ал-й]

Ого, а я думал тут все ясно уже, а тут у кого то полыхать продолжает...

Сообщение от Boris76 ТАК КАКОГО ЖЕ ФИГА ВЫ МНЕ ЦИТИРУЕТЕ П.10.3.13 СП 63.13330.2012. Я же уже писал в посте #46 как я уважаю конструктивные требования.

Хотите я цитату на СНиП 84 скину с его конструктивными требованиями? Или сами почитаете? А на счет вашего уважения - это мало кому интересно.

Сообщение от Boris76 Нет

Нет - это значит его убрали не потому, что он не нужен - я отвечал прямо на ваши сообщения, так что ничего додумывать не требуется.

Сообщение от Boris76 Габрусенко в книге "Нек-е особенности проектирования ЖБК по новым нормам" Новосибирск 2006-2008. https://dwg.ru/dnl/4653 в п.5.2 назвал Qb прочностью на срез бетона сжатой зоны. 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.

У Габрусенко все правильно сказано - он не говорит "работа балки на срез" а акцентирует внимание именно на том самом участке сжатой зоны бетона над трещиной, а в вашей фразе можно уловить смысл и по другому - якобы вся балка работает на срез (хотя при действии поперечной силы ее работа и разрушение гораздо сложнее). Можно ее и на срез сломать, только это будут другие результаты и формулы и в реальном проектировании такое практически не встречается. К слову, если говорить о том участке сжатой зоны, который работает на срез - на самом деле там более сложное НДС, т.к. нормальные напряжения тоже есть. Разрушение этого участка - предмет большого числа диссертаций, причем еще есть что писать. Но про сложное НДС и у Залесова понятно, просто картинки к стадиям разрушения посмотрите.

Сообщение от Boris76 Я об этом рассказывал в посте #44

Да я прочитал, но там вы употребляли это неуместно, явно не понимая что такое закрытие трещин и для чего и когда это нужно.

Сообщение от Boris76 Вы же только что говорили про нормальные, а не наклонные трещины!

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.

Сообщение от Boris76 и без бетона, голый каркас держит нагрузку.

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...

Сообщение от Boris76 А если хомуты не ставить? Будет прирост нагрузки от образования наклонной трещины до разрушения? Или это произойдёт одномоментно?

Для начала нужно определиться - только хомутов нет - или армирования нормальных сечений тоже? Если это именно армированная балка но без хомутов, это может произойти и одномоментно и с небольшим приростом.
Вот видео с балками без хомутов и цифрами - https://www.youtube.com/watch?v=DPQIpT1ZvXY

Сообщение от Boris76 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".

По вашему в преднапряженных элементах нет "простой поперечки"?

Сообщение от Boris76 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?

Все зависит от ширины раскрытия трещин, если она не превышает допускаемой (обследователи ее померят), а категория в квартире как раз таки 3-я - то соседа даже ссылать никто не будет (там правда будут терки про элементы санузла над и под жилыми помещениями - если бассейн размером с комнату и т.д.). А что касается пластических деформаций и ползучести в бетоне - они и так неизбежно происходят в более менее нагруженных окружающих нас конструкциях. Высотные здания за период строительства на 0.5 метра укорачиваются иногда... И это нормально, и даже просчитывается.

Сообщение от Boris76 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.

Это неправильный вывод, мои подсказки не сработали и думаю, новых я приводить не буду.

Сообщение от Boris76 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.

Вам остается только арматуру называть армировкой, а каркасы - каркасниками - для полной картины к обоям и потолкам. Мне уже просто на работу бы неплохо пойти, поэтому все эти смешные вещи про обследователей я комментировать наверное не успею...

Сообщение от Boris76 Это Qb в ф-лах СП63 для маленького участка над трещиной????

Да, вам тут уже много раз про это рассказали. Дальнейшее можно без комментариев оставить, пока в самом простом не разберетесь.

Сообщение от Boris76 А может не надо верить глазам своим? Мало ли что в натуре получается. Раз в книжках (или где там у вас) принято так, значит так. Не надо менять свои убеждения.

Тут я вас вообще не понял, но речь идет о том, что я какую-то позицию где то свою поменял, по вашим словам? Подскажите - где и о чем речь, т.к. не упомню за собой такого.

Сообщение от Boris76 Контейнер к полу прижимает хорошая вертикальная сила собственного веса контейнера. А какая сила прижмёт друг к дружке куски бетона в наклонной трещине.

Правильнее сказать - над ней. Сложное НДС в том самом участке над трещиной, наличие нормальных напряжений. Трещина открывается не до верху как вам кажется, сжатая зона есть и вот она разрушаются уже от комбинации нормальных сжимающих и касательных напряжений, а не от растяжения как вам кажется (вы же писали что трещина до самого верха дойдет - так вот не дойдет, зона раздробится в итоге но пр другим причинам, уже не раз описанным).

Сообщение от Boris76 Трещина растёт-растёт, движется к верху, движется. Но Qb остаётся всё тем же самым????

Qb определяется в стадии разрушения и вообще не мешало бы вам с пониманием смысла расчетов по разрушающей нагрузке разобраться. Начните с Байкова, стадий работы нормальных сечений. Ведь в нормальных сечениях тоже "как то так", мы тоже зачем то берем в расчет сжатую зону, а не полную величину элемента. А если сжатая зона при расчете нормальных сечений имеет высоту несколько сантиметров всего, как в плоских плитах?? Как же так, все пропало?? Вот почитайте, должно помочь.

Сообщение от Boris76 Так вот, ваше раздавливание части бетона над вершиной наклонной трещины это 4 стадия.

Вот вот, еще чуть чуть... Осталось понять какая стадия заложена в СНиП/СП )

фух... это ппц...

[SergeyKonstr]

Сообщение от Boris76 Были бы ссылки на нормативы ваши утверждения обрели бы вес.

Offtop: Вот ещё один "нормативный дяденька"

Сообщение от Boris76 Фигли Габрусенко это назвал прочностью на срез бетона сжатой зоны?

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.

Сообщение от Boris76 Никакого отношения к раздавливанию части бетона над вершиной наклонной трещины эта ф-ла не имеет.

Не смею вас переубеждать.

Сообщение от Boris76 лучше описывает касательные напряжения.

Там сложнее, чем одни касательные.

Сообщение от Boris76 Так вот, ваше раздавливание части бетона над вершиной наклонной трещины это 4 стадия.

Ну да. Начало 4-ой стадии и есть основа для формул.

[An2]

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.

[JorJe]

Есть Такая замечательная книга, как ни странно, тоже Залесова
В ней он достаточно подробно описывает, что такое Qb по его мнению на стр. 125

Сообщение от Boris76 Фигли Габрусенко это назвал прочностью на срез бетона сжатой зоны?

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.

[Boris76]

Сообщение от JorJe Есть Такая замечательная книга, как ни странно, тоже Залесова В ней он достаточно подробно описывает, что такое Qb по его мнению на стр. 125

Сообщения будем читать или нет? Уже тыщу раз обсосали это. Сами то заглядывали в Залесова на стр.125? Нет на стр. 125 Qb. Есть на стр. 126 такая фраза :
"Поперечная сила Qb, воспринимаемая бетоном, опр-ся из анализа опытных данных. ..." И т.д.. К чему вы это написали?

----- добавлено через ~20 мин. -----

Сообщение от SergeyKonstr По моему мнению, п.п. 8.1.32, 8.1.33 СП 63 для элементов, имеющих поперечную арматуру.

Может иногда всё-таки будем читать СНиПы? Ну хотя бы перед тем как писать в интернете. СП 63 п. 8.1.33 "... При отсутствии поперечной арматуры ... расчёт производят из у-й (8.56) или (8.60), принимая Qsw или Qsw1 равными нулю. ..."

----- добавлено через ~29 мин. -----

Сообщение от An2 До образования трещин обычное (непреднапряженное) армирование практически не влияет на момент (нагрузку) образования трещин.

Меня не интересует влияние арматуры в этой теме ВООБЩЕ. Пускай это будет "голый" бетонный элемент.

----- добавлено через ~36 мин. -----

Сообщение от An2 Поэтому если Вы видите волосяную наклонную трещину в элементе с поперечным армированием

Я часто езжу на авторский надзор, на обследование. Когда-то работал на стройке. Я НИКОГДА НЕ ВИДЕЛ ВОЛОСЯНЫХ НАКЛОННЫХ ТРЕЩИН. Я видел оголённую нижнюю арматуру, отслаивающиеся куски бетона, отсутствие защитного слоя, трещины на нижней поверхности плит, погнутые балки. Но наклонных трещин у опор никогда. И склонен думать что это явление редкое и если оно случится в моей жизни, то есть повод к серьёзному беспокойству.
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 ..."

[Boris76]

Сообщение от Бахил Спор слепых о слоне...

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. -----

Сообщение от Ал-й Хотите я цитату на СНиП 84 скину с его конструктивными требованиями? Или сами почитаете? А на счет вашего уважения - это мало кому интересно.

В посте #52 я обсуждал ф-лу (152) п.4.17 СНиП 2.03.01-84. И глядя на эту ф-лу я сказал : "Сразу отмечу: 1) раскрытие трещин можно посчитать только для балки с поперечным армированием. А что, существование балок без поперечки не предполагается?"
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 ЗАЦИКЛИЛИСЬ НА КОНСТРУКТИВНЫХ ТРЕБОВАНИЯХ. ЕЩЁ ИЗ СНиП II-21-75 ПРИВЕДИТЕ МНЕ!!!

----- добавлено через ~12 мин. -----

Сообщение от SergeyKonstr Ну да. Начало 4-ой стадии и есть основа для формул.

Приплыли. Открываем книгу Залесова стр27 : "Стадия IV. Элемент может разрушаться по ..." Это стадия разрушения . Залесов описывает процессы в ж.б. элементе при разрушении. Ну хорошо что хоть начало 4-ой стадии написал, а не конец.

----- добавлено через ~17 мин. -----

Сообщение от Ал-й Мне уже просто на работу бы неплохо пойти

У меня к вам большая просьба. НЕ ХОДИТЕ С СЕРГЕЕМ НА РАБОТУ. Так будет лучше для страны. Ну пожалуйста