[Prokurat]

Кто нибуть считал узловое соединение плоской плиты с колонной на срез согласно "Рекомендации по проектированию железобетонных монолитных каркасов с плоскими перекрытиями", 1993, НИИЖБ Госстроя Росии?

У меня возникла проблема с определением Zn (расстояния от точки приложения нормальной силы до нулевой линии в критическом сечении, где напряжение меняет знак)

[Arslan]

У тебя есть это пособие в электронном виде? Если есть, скинь пожалуйста на [email protected], а то даже при желании нет возможности ответить на твой вопрос.

-> Prokurat А может есть возможность выложить это замечательное пособие на Ваш сайт?? Если конечно, электронная версия есть.. Или хотя-бы огласите полные реквизиты этого издания (если оно издавалось типографским способом)

[Prokurat]

Если бы была электронная версия уже выложил бы
Типографским способом не издавалось

Электронная версия есть в "Стройконсультант"

[Дмитрий]

В какой версии? Что-то в 3.1 я не нашел... А вообще, может обнародуем такой пользительный документ?!

[Prokurat]

Положил этот расчетик в Excel у себя на сайте
http://konstr.narod.ru/Dok/plate_pr.rar

Уваж. Prokurat!
Скачал рассчёт,не смог по нему восстановит твою задачу.
Не дай помереть от любопытства! Изобрази пожалуйста
эскиз к задаче.

[Prokurat]

-> Гость
выкладываю эскиз к задаче
[ATTACH]1083055143.jpg[/ATTACH]

[Prokurat]

и вторую картинку
[ATTACH]1083055231.jpg[/ATTACH]

Уваж. Prokurat!
Извени за назойливость, с 27апр пробую скачать эскизы, думал
наладится, не хотел беспокоить, но видно что-то на сайте.
По возможности смыль пожалуйста на [email protected]--

Уваж. Prokurat!
Еще один вопрос в догонку--в своем расчете на Excel подпорных стен у Вас есть ссылка на ---Основан. фундам. .... Стройизд.1985 стр.
147-155 МГСН2.07-97. Это именно те которые вы указали в своём
сайте или есть ещё иные?
Благодарю.

[Prokurat]

-> Гость
Эскизик отправил.
а "Основания, фундаменты и подъемные сооружения" (Справочник проктировщика), Стройизд.1985 - это книга. Авторы Горбунов-Посадов, Ильичев, Крутов и др.

Уваж. Prokurat!
Премного благодарен !
Как Вас на всё хватает, вот организованный человек!!!!)

Уваж. Prokurat!
У меня к сожалению нет Рекомендаций НИИЖБа которыми Вы руководствовались, не могли бы Вы пояснить. Вот при расчёте наприм. крайнего продольного ряда---есть моменты ,есть поперечные силы . К ним перпендикулярно примыкает рама,вернее ригель с эффективной шириной,в Вашем случаем 118см, колонна 40см --- учитывая принятое условие --- эффект. ширина воспринимает усилие как рамный элемент(соответсвенно армированный и фактически передающий напряжения всей шириной ) я получаю 118-40:0.5=39см –вот пропорционально
этому размеру продольное направление должно получить пригруз с каждой стороны от всех видов нагрузок. Он как-то вошел и я его не
усёк, или здесь заложенна другая идея ?
И просьба перескажите пожалуйста нахождение эффективной ширины конечно если это не длинная история.
Благодарю.

[Prokurat]

-> Гость.
Не совсем понял вопроса. Расчетик я делал безидейно по рекомендациям НИИЖБа. Так что тут скорее вопросы к ним.

Обычно в узловом сопряжении плиты с колонной имеется высокое насыщение продольной арматурой. Почему данная арматура не может учитываться в расчете на срез (например, как шпонки?). Надеюсь моя мысль понятна.

[Дмитрий]

Эти "Рекомендации..." выложил в "Нормативах".
Труд сей, по-моему, уже отчасти устарел, 93 г. как-никак, все уж такие вещи на компутерах по МКЭ считают...
Но кое в чем (расчет на продавливание, например) очень даже полезны, т.к. действующий СНиП устарел еще больше...
Кстати, насчет определения доли изгибающего момента, учитываемого в расчете на продавливание: думаю, это корректно только при определении момента способом заменяющих рам и однозначно интерпретировать это для результатов, полученных по МКЭ, проблематично...

[wjea]

Prokurat
(Гость это я—Wjea)
Наконец скачал руководство( очередной раз спасибо Дмитрию) и покопаюсь в поисках ответа на вопрос, который я Вам задавал.
Что касается использования ар-ры как шпонки на срез, то это не возможно в железобетоне,по определению сопромата.

to wjea
ваша неправда. В erocode2 в несущую способность сечения без поперечной арматуры при продавливании тоже) входит процент армирования сечения (верхняя продольная арматура в зоне сопряжения колонна-плита). Что касается нагельного эффекта (или как написали арматура в качестве шпонки) - это напрямую не учитывается, но если вы ставите над колонной вязанный каркас(2 стержня низ+2 верх+замкнутый хомут с определенным шагом), то как раз нижняя арматура и служит этими нагелями . Так ее тежелее выломать - сверху 180 мм бетона (плита 200 мм).

[wjea]

Уваж. Гость!
Как- то сразу не хотелось вступать с Вами в полемику,судя по терминологии и доводам которые Вы приводите, Вы наверное конструктор- любитель это очень хорошо!
Но раз Вы решили участвовать в обсуждении, данного вопроса то Вам, наверное, приходится решать подобные вопросы, которые влияют на жизнь людей, а вот это уже серьёзно. Серьёзно потому что как говорится, Россию губят не только плохие дороги.
Прежде чем приводить примеры, которые Вами приведены, возьмите разложите перед собой формулы из любых источников СниПы, книги, инструкции,руководства, что угодно-- определяющие прочность железобетона не важно на какие напряжения –срез, изгиб, сжатие , смятие, внимательно разберите любую формулу и Вы увидите что все напряжения в арматуре сводятся к сжатию и растяжению и никогда к срезу. Потому,
что сопромат говорит----усилие среза это есть действие двух одинаковых сил, направленных
в противоположные стороны, лежащих близко рядом, но не на одной прямой---- (за точность формулировки не ручаюсь, смысл гарантирую). И это очень просто –возьмите арматуру любого диаметра забетонируйте и приложите к ней усилие среза и ничего кроме смятия бетона под арматурой и её стремления вырваться никакого среза Вы не получите. Отсюда эти самые 35
диаметров,( увеличенные уменьшенные неважно)анкеровки.
Единственное место где присутствует срез в связи с арматурой ж/б, так это в стыке пластины закладной детали и анкера, но это уже из другой оперы.
Кстати забавный универсальный термин вы притащили---нагельный эффект—им можно обозначать всё,начиная с анкеровки арматуры, забивки свай, гвоздей, ковыряния в носу, кончая половым актом.
Здорово!:-) Не обижайтесь пожалуйста!
Удачи!

to wjea
Прости друг, но в моих словах изложено два факта: 1) верхняя арматура над колонной учитывается в несущую способность перекрытия по бетону на продавливание в erocode2; 2) нижняя, проходящая сквозь колонну и прикрепленная к верхней хомутами придает этому узлу дополнительну дактильность (по русски хрупкое разрушение произойдет при больших нагрузках). И не забывай, что формулы как в снип, так и в erocode носят в большой мере эмпирический характер. А когда так, то авторы могут сказать, что они учли много чего (например нагельный эффект нижней арматуры)
В твоих словах я нашел штуки 4 оскорбления и упоминание полового члена. Ну ну, читай свои снипы - профессионал.

-> Гость
У вас случайно нет этого Еврокода?

-> wjea
Если есть касательные напряжения в бетоне, то они есть и в арматуре. Демаю при большом насыщении узла нижней арматурой, не учитывать ее в расчете не совсем корректно.
Хороший привели вы пример закладной детали. Можно считать, что грань колонны - это плоскость пластины, а армирование анкера.

[Prokurat]

Последний Гость - это я

[Дмитрий]

Prokurat
Не согласная я!
В случае продавливания плиты колонной нельзя выделить реальную плоскость среза, вместо нее - абстрактная пирамида продавливания. Потому и арматура в пределах нее будет работать не на срез, а на изгиб (как бы выворачиваться). Чего для гибкой арматуры СНиПом не допускается в принципе.
Нагельный эффект может быть учтен в расчете по наклонному сечению (Qs,inc).

[wjea]

Гость который первый! Вы уж меня извените за вчерашнюю реплику на Ваш пост,было дурное настроение-чёрт попутал,простите Бога ради!

Prokurat
По моему мнению Ваше сравнение не корректно-закладная деталь
сдвигаясь (предположим нет разгружающих планок)передаёт на анкеры усилие среза, но так-как бетон под арматурой анкеров
сминается а они имея положенную длину анкеровки не дают ей возможности дальнейшего смещения то касательные напряжения
и создают срез с разрывом в месте стыка. А вслучае о котором Вы говорите арматура просто давит на бетон и что дальше?

[maestro]

wjea абсолютно прав. В системе координат советской нормативной литературы арматура НЕ РАБОТАЕТ на срез. Кроме того wjea абсолютно правильно указал причины- в биматериальных неравнопрочных средах срез более прочного материалы будет вызывать существенные растягивающие усилия в слабом материале. Как результат- среза-то и не будет! При такой разности физ-мех характеристик, как у арматуры и бетона это просто будет выкол бетона. И я не понимаю, как верхняя на срез может работать- это при защитном слое 2-3 см? Да она порвет перекрытие... Еще, имхо, можно говорить о какой-то работе нижней арматуры.... Поэтому мое мнение таково:
1. Нравится-не нравится- терпи, моя красавица. Арматура на срез не работает в наших странах Надо это запомнить и не дергаться. Типа еврокод, то-се... НИ одной экспертизе ты ничего никогда этим не докажешь даже в лучшем случчае.. А, не дай Бог, авария, не дай Бог с человеческими жертвами- что ты запоешь? У нас был прикол- пацаны закладные хотели заменить на какие-то анкера HILTI. Типа тоже дофига несут. Но, во-первых, их таблицы несущей способности анкера начинались с бетона B35 , а во-вторых СНиП не содержит такого расчета. Мы пацанов послали и они матюкались, но гнули закладные.
2. А вот знать о таких эффектах надо. Просто как грамотному инженеру. Этот эффект идет в запас и об этом надо знать. Еси где-то какой-то блохи в уже построенной конструкции не хватает, или суперузкое место во всей проектируемой конструции- конечно, полезно знать про то, что на продавливание и продольная работает, но лучше этим не пользоваться.
Вот, такое вот мнение...
ЗЫ. А что это за конструкция, что не хватает зоны продавливания на установку поперечной арматуры? Мне пока всегда до пролетов 7,2 безкапительных перекрытий ее хватало.... а с капителью- так вообще этот вопрос неактулен в принципе.

какие-то анкера HILTI! Ну насмешил меня. Да анкера HILTI в сравнении с вашей закладной это как мерседес и запорожец (и по удобству и по качеству, где надо там и прикрепил, а не отыскивать заплывшую закладную смещенную на 15 см от проектного положения ). Уверен, что и все сертификаты у них все есть и с расчетом помогут при желании. Единстаенный недостаток цена, но за мерседес надо платить.

[maestro]

2 Гость:
А ты не смейся, не смейся. Лучше приведи пункт СНиП, который регламентирует их расчет. Вот тогда о Мерсах и поговорим. Хотите полочку на него повесить- плз. А вот несущие конструкции на нем держать- фиг. Не буду я отвечать за них.

Уверен, что и все сертификаты у них все есть и с расчетом помогут при желании.

Моя практика показала, что нет.

а не отыскивать заплывшую закладную смещенную на 15 см от проектного положения ).

А не надо их отыскивать. Они у нас всегда на месте. И про 15 см речи быть не может. И несущая способность ее известна. И расчеты есть. И типовые серии закладных есть. Так что- это еще хороший выбор- кот HILTI в мешке или закладные по серии, с несущей способностью, геометрией, расходами материалов, расчетом по СНиП.

[Ярослав]

Насчет HILTI и закладных, в принципе есть распорные болты, они расчитываются и пр. Торгаши приносили с рекламой HILTI но стоимость их такова, что я даже и задумываться о них не буду.

[Serz]

Сообщение от Anonymous какие-то анкера HILTI! Ну насмешил меня. Да анкера HILTI в сравнении с вашей закладной это как мерседес и запорожец (и по удобству и по качеству, где надо там и прикрепил, а не отыскивать заплывшую закладную смещенную на 15 см от проектного положения ). Уверен, что и все сертификаты у них все есть и с расчетом помогут при желании. Единстаенный недостаток цена, но за мерседес надо платить.

Как-то на одной реконструкции итальянские архитекторы браво подвесили восьмиметровые двутавры на столики, которые крепились двумя болтами Хилти к кирпичной стене. Может, они были и правы. Может, у них так принято.
Мы взяли характеристики болтов (правда, не Хилти, а Омакс) и посчитали как умели. Держат, блин!
А сделали все-таки нишу и опорную подушку. Именно потому, что нет на такой узел нормативовной методики расчета.
Ярослав,
Что касается наших распорных болтов БСР по ГОСТ 28778-90, то по их расчету я знаю только один пункт из того же ГОСТа:
"1.12. Расчетная нагрузка на БСР не должна превышать 0,6 сигма (вр) металла, из которого изготовлены болты."
Если есть какой-то другой норматив, с удовольствием почитаю.

[Prokurat]

Нам представители HILTI передали софт с расчетом ихних анкеров, где несущая способность определяется в зависимости от прчности бетона, расстояния от кромок, расcтояния между анкерами.

В 90% случаев закладные детали устанавливаются конструктивно под мизерные нагрузки. В данных случаях я с удовольствием применяю HILTI

[Ярослав]

>Serz

Этого разве недостаточно? Я использую их только при работе на растяжение (затягиваю гайки с необходимым усилием и обвариваю). Не думаю что составители ГОСТ обошлись без хорошего запаса.

[Serz]

Ярослав>
А я и не говорю, что недостаточно. Если считать на срез, то вполне.
Но дело в том, что буржуи, судя по чертежам, которые мне попадались, ставят эти болты и в узлы, воспринимающие моменты, а это уже - выдергивание (например, в базах колонн). А вот такая методика мне неизвестна.

[maestro]

Prokurat

Не... ну... 100 кг подвесить- так конечно, ради Бога.. Ничего плохого не будет.

Нам эти анкера пропихивали как воспринимающие срез между двумя частями конструкции при реконструкции.... Там про десятки тонн шла речь (тонн 20-30 по-моему перезывающей) А вот тут уже- в сад.

Serz
а это уже - выдергивание (например, в базах колонн). А вот такая методика мне неизвестна.

Здра, моя ра... НИчего не понимаю... А как же п.3.43 СНиП 2,03,01-84*... А п.3,44? А формулы 110 и 112 там же? В базах колонн всегда болты и анкера на вырыв считались... Видимо, просто не поняли друг друга.

[Serz]

Маэстро,
действительно какие-то непонятки.
Я говорю не о расчете закладных деталей вообще, и не о расчете железобетона на отрыв. Ясен месяц, что с нашими родными фундаментными болтами с анкеровкой уж как-нибудь, с Божьей помощью.
Я конкретно о распорных болтах и их нормативных характеристиках. В наших нормах я не видел такой характеристики, как, ну, нормативное сопротивление выдергиванию распорного болта, что-ли. В смысле: чего там эта цанга держит, а чего не держит в бетоне, кирпиче, дереве (далее со всеми остановками...)
А Вы о чем?

to maestro
К HILTI отношения не имею. Но мне не понятна позиция: нет в СНиПе- не буду применять. Поймите - не будет СНиПа, где будет написанно: анкер HILTI 12мм держит на срез ... тон и т.д. Вы загоняете себя в тупик, мир слишком быстро меняется, а вы так и остались в СССР. Мое мнение: прочностные характеристики анкеров HILTI, наличие российских сертификатов вопрос деловой репутации этой фирмы, и она это знает. Просто ей не выгодно выпускать анкера которые не держат заявленных нагрузок. Деловая репутация дороже. Вы же не боитесь садится в меседес, хотя он сделан не по ГОСТУ. Но вы знаете, что в нем безопаснее чем в запорожце.

[wjea]

Ребята у меня такое чувство, что мы устроили давку у распахнутых ворот.
Вы знаете, в семидесятых годах у американцев были куплены компрессоры
кто-то из руководства поторопился, в страхе сорвать сроки, не посмотрел
на условия проектирования и выдал нам в отдел проект фундамента. Когда мы дорисовывали
последние шанцы (колодцы под болты) К нам заехали шеф монтажники
и через переводчика спросили- что это за квадратики? И когда мы им объяснили
они рассмеялись и сказали, что ничего этого им не надо—они бурят вставляют
самозаанкеривающиеся болты. К чему я вспомнил это, к дате сейчас 2004 год. К тому,
что всё уже достаточно хорошо проработано. Существует масса видов этих расклинивающихся болтов и с торца как HILTI и со стороны болта за счёт конусности резьбы, и расклинивание в две стороны и чего только нет. Просто в Россию они попали недавно (спасибо партии за это) не имеют большого опыта применения, по этому такое недоверие. Каждая фирма выпускающая
определённый вид, как правило, имеет мощную экспериментальную и испытательную базу и выдаёт гарантийный паспорт по типу того, что говорил Prokurat
maetsro-----Вы напрасно так запальчиво протестуете, если вы возьмёте анкер закладной детали
то обнаружите что при выдергивании у него грушевидная эпюра напряжения, как только вы приложите поперечную силу (а это происходит, как правило) тут происходит частичная потеря сцепления с бетоном, вот тут появляются, придумываются всякие планочки наклонные стержни,
дырочки-(см. Рекомендации по проектир). А болт сразу хватает за «мясо» пусть не так,как стержень с шайбой, но где то близко. Конечно, есть сомнительные места—сверление в конструкциях с большим количеством ар-ры, хрупкий излом по резбе. Но во общем всё в пределах своей применимости

[Serz]

Поймите - не будет СНиПа, где будет написанно: анкер HILTI 12мм держит на срез ... тон и т.д. Вы загоняете себя в тупик, мир слишком быстро меняется, а вы так и остались в СССР. Мое мнение: прочностные характеристики анкеров HILTI, наличие российских сертификатов вопрос деловой репутации этой фирмы, и она это знает.

Вы подвесите к монолитному железобетонному потолку что-нибудь весом в тонну на двух распорных болтах Хилти и встанете внизу?
Я - нет.
И причем тут срез? По срезу-то как раз вопросов нет. Определяй себе по марке стали и все.

Вот же буквоеды, поставил же ... - значит срез, вырыв, смятие бетона, прочность анкера и другие необходимые характеристики.Почему 2 болта? Если надо поставить 50 болтов, поставлю 50 и спокойно встану

[maestro]

2 Гость:

Поймите - не будет СНиПа, где будет написанно: анкер HILTI 12мм держит на срез ... тон и т.д.

А этого и не надо. В СНиПе должен быть пункт, регламентирующий метод расчета таких анкеров на срез, вырыв. Вот и все. Чтобы я мог проверить, экспертиза могла проверить. А таблицы несущей способности в СНиПе не будет. В лучшем случае- приложением.

Вы загоняете себя в тупик, мир слишком быстро меняется, а вы так и остались в СССР.

Да ничего подобного. Это как бы украинский юрист вдруг решил использовать законодательную базу США в ведении дел. Кто-то ему такое разрешит? У нас и у юристов много общего- и они и мы, привязаны к определнной законодательной базе и мы не можем пользоваться понятиями, отсутсвующим в законодательной базе своего государства. Это- вопрос не ко мне, а к Хилти, которые не смогли пролобиировать в Госстрое Украины выпуск литературы, регламентирующего расчет и применение таких анкеров. А их красивые цветастые брошюрки- это все фигня.

Мое мнение: прочностные характеристики анкеров HILTI, наличие российских сертификатов вопрос деловой репутации этой фирмы, и она это знает. Просто ей не выгодно выпускать анкера которые не держат заявленных нагрузок. Деловая репутация дороже.

ВОт и отлично! В госстрой- шагом марш! Вы не можете, или не хотите понимать, что несущая способность анкеров будет сильно различаться в зависимости от месторасположения анкера, направления действия усилия, расстояния до кромок и т.д. Одной таблицей тут не отмажешься. Нужна утвержденная методика расчета. Вот тогда- вэлком.

2 wjea:

maetsro-----Вы напрасно так запальчиво протестуете, если вы возьмёте анкер закладной детали
то обнаружите что при выдергивании у него грушевидная эпюра напряжения, как только вы приложите поперечную силу (а это происходит, как правило) тут происходит частичная потеря сцепления с бетоном, вот тут появляются, придумываются всякие планочки наклонные стержни,

Да как бы не запальчиво, а формально. Про грушевидную эпюру- знаю. Это типовая юпюра при анкеровке прочного материала в слабом. Про это еще дедушка Гордон писал. Про планки- все знаю. Все понимаю. Вся проблема- нет методики, одобренной Госстроем. Нет методики- нет спокойного применения этих анкеров.

[Serz]

Маэстро!
[sm206]

[maestro]

Serz
Спасибо за поддержку

Сообщение от maestro 2 Гость: Вы не можете, или не хотите понимать, что несущая способность анкеров будет сильно различаться в зависимости от месторасположения анкера, направления действия усилия, расстояния до кромок и т.д. Одной таблицей тут не отмажешься.

to maestro
Я рад за вас что вы все можете и всегда хотите. Чтоб отмазываться было интересней, посмотрите www.hilti.com. Там есть программа расчета анкерных креплений HIDU/HAP 3.3. Там и про расположение анкера, и про расстояние до кромок и т.д. Хотя ваш ответ предсказуем: а как это согласуется со СНиП? Встречный вопрос, а как согласуется Windows XP c ГОСТом. Наверно вы ей не полузуетесь, кто его знает что они там по американским книжкам заложили в нее.

[Serz]

Так, уже спор, уже диспут, уже клочки по закоулочкам. Давненько не было...
Гость, У Вас что-нибудь падало? Вы когда-нибудь сидели перед следователем прокуратуры?
У меня как-то, тьфу-тьфу-тьфу, обрушилась кирпичная арка. Получил серьезную травму один человек. Так вот, правильность сбора нагрузок и расчета доказывалась ТОЛЬКО СНиПом. Объяснительной с ссылками на конкретные пункты по каждому предложению. Не "Рекомендациями...", не "Пособиями..." и тем более не упомянутым Вами сайтом.
Более того, всеми нами любимые крякнутые Лира и SCAD с точки зрения закона тоже барахло.
Если на документе нет хитрой надписи: "Утверждено и введено в действие..." полномочным подразделением Госстроя - он филькина грамота.

Скажу вдогонку, что причиной обрушения послужило снятие кружал до набора раствором проектной прочности.

Формулирую мысль иначе. Груз весом ... тон не упадет, будучи прикреплен на ... распорных болтах (любых). При их адекватном выборе. Проверено опытом (и российским тоже). Начать можно с HILTI, просто фирма культурная и у них есть методики расчета(
см. выше). Тогда не будет прокурора (это раз). Приведите пример кому экспертиза запретила крепить металл к жб конструкциям распорными болтами - у нас таких случаев не было (это два). Только не надо экстримальных случаев когда 1 болт держит 10 тон . И еще сравните в каталоге HILTI рекомендуемую нагрузку и критическую - они отличаются в 3 раза.

[Serz]

Гость>
Вы меня не убедили.
Впрочем, шут с ним. Просто останемся каждый при своем мнении.
Угу?

[wjea]

Господа!
Встрял в тему, потому что показались необоснованными сомнения в
идее самозаанкеривающихся болтов. А здесь оказывается обсуждается совсем иной вопрос. Не могу понять
как можно применять в хоть мало мальски ответственной конструкции
крепления не имеющие сертификата подтверждённого официальным органом? Под честное слово? Под бля-буду? Или как??
Что касается применения без утверждения, то на все 120% потдерживаю Serza и maestro и не вижу предмета спора.

Человек принимает (или не принимает) свои решения на основе определенного множества знаний, опыта и наглости. И у всех оно (множество)разное. НО как говорил Коперник (или кто там) " и все равно она вертится" . Так что применяем и будем применять

[wjea]

Гость!
На этом полный АМИНЬ!

А че мне спешить некуда. Вот например в Стройконсультанте есть:
Центральный научно-исследовательский
и проектно-экспериментальный институт
промышленных зданий и сооружений
(ЦНИИпромзданий)

Пособие
по проектированию анкерных болтов
для крепления строительных конструкций
и оборудования
(к СНиП 2.09.03)

Дюбель-шпилька распорная, тип 1
(Название - нагрузка в кН)
ДШР 2-М8 - 5 (2) кН
ДШР 2-М10 -8 (3,3) кН
ДШР 2-М12 -12 (5) кН
ДШР 2-М16 -22 (9) кН
ДШР 2-М20 -35 (15) кН
ДШР 2-М24 -50 (20) кН
Материал: распорная шпилька - сталь марки ВСт3, ГОСТ 380; разжимная цанга - сталь марки 20, ГОСТ 1050.
Примечание. Расчетные нагрузки приведены для элементов из бетона класса В12,5 и выше, в скобках - для элементов из кирпича не ниже М75
to maestro &C
Наверное этого тоже мало: ну там всего лишь пособие и прокурор не поверит

[Serz]

Посмотрел. Хорошая книжка. Почитаем. Спасибо за ссылочку.

[Дмитрий]

Нет, ну раз у них (HILTI) есть методики расчета, которыми они гарантируют безопасность применения своих анкеров, то почему бы и нет?
Вы как проектировщик/строитель с юридической точки зрения являетесь потребителем товара (анкеров) и не отвечаете за их качество (ответственность на изготовителе). Поэтому, если где-то что-то и отвалится из-за отказа анкера, заложенного мной в проекте, то почему отвечать должен именно я? Если причина в анкере как изделии (не соответвующему нормам или заявленным характеристикам, то бишь некачественному)- то это, по-моему, уже из области защиты прав потребителей и ответчиком в этом случае должна выступать сама HILTI.
А вообще, готовые изделия и конструкции (коим и является анкер)сертифицируются не Госстроем, а специальными испытательными центрами, имеющими на то лицензию Госстроя. Т.о. для законного применения анкеров не обязательна нормативная методика расчета, достаточно изготовителю или продавцу заказать серию испытаний.

В развитие темы
http://www.omax.ru
там и сертификаты и цены и усилия для подбора анкеров

[maestro]

2 Гость:
Ты, главное не кипятись. Не такой уж я и ретроград. Не такое уже мне удовольствие все это доставляет. Однако между ХР и анкером есть бездна различий, поэтому это, разумеется неправильная аналогия. Сколько-нибудь правильная- анкер и та же Лира. Так вот, во-первых Лира имеет сертификаты Госстроя, а во-вторых она у меня лицензионка.
Теперь по поводу рекомендаций по расчету- надо глянуть. Сэнкс за ссылку. Если несущую способность анкеров Хилти считает по этим рекомендациям- так нема вопросу.... Осталось тока на прогу сертификат получиь
И кроме того- не надо из меня монстра и буквоеда делать. Пособие по проектированию от ЦНИИпромзданий- это достаточно серьезно. И он 100 пудов имеет согласование от Госстроя.

[Ярослав]

>maestro

Сертификат Госстроя не закроет тебя от уголовной ответственности в случае обрушения конструкции. Консультировались с юристами. СНиП закроет.

[maestro]

Ярослав


Сертификат Госстроя не закроет тебя от уголовной ответственности в случае обрушения конструкции. Консультировались с юристами. СНиП закроет.


НАсколько я помню, если НЕЧТО утверждено Госстроем (не говоря уже о том, что приложение, дополнение к СНиП)- то закроет.. Хотя, я пока сильно молод и как раз в юриспруденции весьма слаб...
Вообще наша нормативная литература перестало вообще хоть чему-то соответствовать... Особенно- в таком тонком деле как конечноэлементный анализ.

[Дмитрий]

Ярослав

Сертификат Госстроя не закроет тебя от уголовной ответственности в случае обрушения конструкции. Консультировались с юристами. СНиП закроет.

Не стоит все мешать в одну кучу: сертификаты, СНиПы, конструкции, проектирование, уголовную ответственность.
СНиП устанавливает нормы проектирования конструкций и действует только в области своих "полномочий". Нарушил - сядь.
Сертификаты даются изделиям и подтверждают правомерность их применения в строительстве (окна, анкеры и т.п.) и точек соприкосновения со СНиПом могут и не иметь.

maestro

Вообще наша нормативная литература перестало вообще хоть чему-то соответствовать... Особенно- в таком тонком деле как конечноэлементный анализ.

А причем тут метод конечных элементов? МКЭ - просто математический инструмент строительной механики и со строительными нормативами никак не связан (но упоминается во всяких "рекомендациях" и т.п.). Как Вы считаете на МКЭ или на микрокалькуляторе или в EXEL - сугубо Ваше личное дело.
Да и программы, в которых он реализован сертифицируются лишь на соотвествие конструктивных расчетов положениям СНиПов (формулы, значения Rb, Rs, коэффициенты там всякие и прочее). Обратите внимание, в лицензионных соглашениях всегда отмечается, что программы не гарантируют "правильность" результата, только то, что металл или арматура подбирается строго по СНиПу и не более. Вся ответственность на пользователе...

[maestro]

Дмитрий

Видите ли, Дмитрий.. Есть одна тонкость. Вы рассматриваете МКЭ как мат. метод. А он уже перерос это. МКЭ отныне - альфа и омега инженерной практики. Так вот моделирование зданий МКЭ- тонкая штучка. Есть огромное поле деятельности даже не для ошибок.. а скажем так- незнания, неточностей. Некорректное моделирование условий опирания, надопорных мест могут завалить здание. посчитанное на самой классной проге. Вот как раз на моделирование и нужны рекомендации. А современные САПР, та же Лира, вобщем достаточно надежны. Их как раз учить не надо. Учить надо нас- расчетчиков

[Дмитрий]

maestro
Как рассматривать МКЭ - вопрос риторический... Начнем с того, что он по-разному реализован в разных программных продуктах, используется для различных задач. Регламентация в СНиПах - штука серьезная и что, собственно регламетировать и как: "для моделирования колонн допускается использовать КЭ-10 в ПК Лира 9.0"? Несерьезно как-то...
С другой стороны, все эти вопросы можно рассмотреть в рекомендациях, причем самих разработчиков программ, что они, собственного говогя и делают. Жаль что не все и не на надлежащем уровне...
А расчет здания все равно делает инженер (и ответственность несет сам), который должен учиться, учиться и еще раз... Как говорил дедушка Леннон. Тут уж на уровне самосознания, как и покупка лицензионного ПО.

[maestro]

Дмитрий

Ну, чтож.. риторический- так продолжим.
Регламентация в СНиПе дело в натуре серьезная. Посему хотелось бы видеть:
1. При моделировании надопорных участков перекрытия рекомендуется применять регулярные сети квадратных либо прямоугольных КЭ с шагом .....
2. При моделировании капителей....
3. При моделировании диафрагм жесткости....
4. Вырожденные КЭ- это...
5. Шаги триангуляции более 1м разрешается применять...
6. и тд.

Плюс ко всему- тестовые задачи. А Лира, не Лира- это вопрос десятый...

Я указал формат?

Вот.. где-то так. Ибо чем больше я понимаю МКэ тем более мне если не страшно, то как минимум стремно... Я ведь сколько граблей я еще не знаю...

ПО у меня лицензионка, самосознание большое- но этот мир МКЭ столь вариативен, тонок, что хочется хоть какой-то определенности.

[Дмитрий]

maestro
Не будет в СНиПе таких централизованных указаний. Может завтра ваще все будут считать другим методом и что тогда?
К тому же все это очень примитивно и не решает основных проблем КЭ моделирования. Так что все надежды на разработчиков...

[maestro]

Дмитрий

Это должен быть не СНиП, а пособие по расчету строительных конструкций методом КЭ. С вот такими вот конкретными рекомендациями.

[vv]

Можно ли адекватно смоделировать скрытый ригель в плите перекрытия в КЭ проге?

[alisher]

Ознакомился я с «Рекомендациями по проектированию железобетонных монолитных каркасов с плоскими перекрытиями». Из них понял, что при расчете узлового соединения безбалочной плиты и колонны на действие суммарного изгибающего момента Mf, действующего на стыке колонн и плиты, продольная арматура, воспринимающая этот момент должна располагаться в пределах эффективной ширины плиты bef. У меня возникли вопросы, на которые очень прошу уважаемых конструкторов ответить: 1) Эта арматура должна располагаться в верхней или в нижней зоне плиты? Или может быть и сверху и снизу? 2) Если арматура располагается в верхней зоне плиты, то эта арматура плюсуется к надопорной арматуре, установленной по расчету, или проверяется достаточно ли уже имеющейся надопорной арматуры для восприятися момента Mf?

[Concreteb30]

А по моему не реально заложить эти рекомендации по МКЭ,
ну подумайте задавая рекомендауии вы должны регламинтировать соответсвие внутреннего описания, каждого элемента какомто стандарту, а уже потом выдавать рекомендации по их использованию,
Хотя я согласен в одном действующие Нормативные документы требуют приведения их в соответсвие с новыми возможностями, материалами и технологиями, чего к сожалению нет , взять теже болты Хилти, Филипсы - химические болты.

Кстати возвращаясь к Хилти в нашей конторе народ серъезные вещи на сих болтах не крепет - я говорю о несущих конструкциях, так если только что-то под витражи, стекло или архитеторскую висюльку.

Concreteb30

Ставил на химические Хилти, вместо анкерных болтов, ж.б. колонну двухэтажного корпуса. Стоит. Ещё то-сё подвешивал на Хилти.

[Prokurat]

Умерла такая тема
У меня следующии соображения.

Согласно наших строительных норм при расчете узлового соединения плиты и колонны верхняя и нижняя арматура плиты не учитывается при расчете на продавливание. Однако пирамида продавливания пересекает арматурные стержни, которые должны быть срезаны или выключены из работы иным способом.
Аналогичный характер работы у анкеров в закладных деталях, расположенных перпендикулярно действию нагрузки, нагелей в деревянных конструкциях, болтовых и заклепочных соединений. Также никто не отрицает возможность восприятия нагрузки различными видами анкерного крепежа, работающего на срез.

Однако критическим условием работы выступает не прочность арматурных стержней, а прочность бетона на смятие в зоне стержня, расстояние от стержней до поверхности в направлении действия нагрузки и до боковой поверхности.

Адаптации методики расчета закладных деталей для данного узла невозможна, по причине жесткого ограничения минимального расстояния до кромки в направлении действия нагрузки.

За отправную точку я взял «Руководство по анкерному крепежу HILTI», в частности расчет клеевых анкеров на срез. В данном руководстве учитываются понижающие коэффициенты межосевого расстояния и расстояния до кромки, а также коэффициент прочности бетона.

В расчете верхней арматурой плиты можно пренебречь, по причине близкого расположения к кромке бетона. Кроме того в расчете я учитываю возможность сгибания стержней нижней арматуры при смещении (увеличении) пирамиды продавливания. Именно этот расчетный случай является критическим в моих расчетах.

Файл с расчетом http://konstr.narod.ru/Dok/opora.rar

Согласно моих расчетов для колонны 40х40 см, бетон В25, при установке в нижней зоне ф25 A-III c шагом 200 мм, несущая способность увеличилась на 41%, при установке ф12 с шагом 100 мм на 20%.

Если кто то что-либо, понял прошу высказать замечания.

[Jeka]

Prokurat
Думаю, что некоторые расчетные гипотезы здесь не совсем корректны. Анкерный крепеж, работающий на срез - это элемент в некоторой деформируемой среде по линейному или может нелинейному закону, но обязательно при условии конструктивной линейности. Т.е. если на анкер действовала срезающая нагрузка, то она таковой и останется вплоть до разрушения анкера. Среда может сдеформироваться, но не изменить расчетную схему анкера. В случае продавливания, когда мы рассматриваем состояние предельного равновесия и сколанная призма может просто повернуть арматуру, а не заставлять ее срезаться, думается задача становится конструктивно нелинейной. Мне кажется что в области арматуры просто немножко изменится призма (см. рис.) и возникнет пара сил сопротивление которой арматура практически не окажет. Арматура конечно включится в работу, но произойдет это после начала сдвижения призмы, т.е. после разрушения.
Хотя конечно же эффект определенный арматура дает несомненно, но 40% это многовато ИМХО.
[ATTACH]1161624201.JPG[/ATTACH]

[wjea]

Prokurat
Совершенно не могу согласиться с Вашим подходом к этому вопросу.

«У меня следующии соображения.

……. Однако пирамида продавливания пересекает арматурные стержни, которые должны быть срезаны или выключены из работы иным способом.
Аналогичный характер работы у анкеров в закладных деталях, расположенных перпендикулярно действию нагрузки, нагелей в деревянных конструкциях, болтовых и заклепочных соединений. Также никто не отрицает возможность восприятия нагрузки различными видами анкерного крепежа, работающего на срез.»

Стержни рабочей продольной арматуры (полагаю, речь идёт о них), не могут быть срезаны по той причине, что нет условий среза предусмотренных сопроматом. Мы уже об этом как –то говорили, но понятных опровержений ни от кого не последовало. Если у Вас есть прошу.
Значит, есть явление выключения их из работы иным способом, т.е. смятие в точках контакта арматуры с бетоном и отлущивание защитного слоя, с двух сторон предполагаемой точки среза бетона в верхней зоне, и с одной стороны в нижней.
По сему они и не учитываются в срезе, а только при учёте момента и среза.

Нет аналогии, между работой стержня в бетоне по линии предполагаемого среза, и анкером закладной детали (я уж не говорю о эаклёпках и болтах). Анкер, в закладной, работает по схеме ---- стержень на растяжение в бетоне (иногда с анкерующими детальками), приварен к пластине.
Сила, действующая вдоль пластины, создаёт напряжение среза в точке приварки анкера. Но так как бетон под анкером сминается, то срезающая сила этого стыка, превращается в выдёргивающую стержень из бетона с одной стороны, и прижимающую пластину закладной детали, с другой. Вот в этом равновесии работает ЗД.

Мне кажется, совершенно не корректным применять теоретическую основу, заложенную в хилти , к оправданию применения идеи, учёта продольной рабочей арматуры в качестве несущей срез. Во первых несущая способность хилти, аналогична идее несущей способности закладной детали имеющей на концах анкерные пластинки. Только в хилти роль анкерных пластинок играют концевые элементы болтов с раскрывающимися гильзами ( если я только говорю о тех болтах). Что создаёт напряжения вырыва бетона в виде усечённой пирамиды или цилиндра. Это в левой рабочей части болта, а в головке болта справа, предполагается конструкция, которая прижимается к бетону(роль пластины), а у нас с Вами справа от среза, та же проблема. При том эпюра напряжения сцепления арматуры с бетоном, каплевидной формы и расположенна наоборот.
И если мы даже обеспечим такую же анкеровку арматуры, а мы её собственно и так обеспечиваем, только по другому поводу ( и с одного конца). То как Вы себе предполагаете она вступает в работу на срез?

[S_konstr]

Prokurat
Вы в своем расчете как-то переплели понятия продавливания и среза. Если речь идет все-таки о продавливании, то давайте не будем забывать, что формула aRbth0u суть эмпирическая и для того, чтобы так просто вносить в нее коррективы, необходимо что-то большее, чем найденный и кое-как приспособленный каталог hilti. Уж Вы то понимаете, что вся ответственность за такой расчет ляжет на Вас.
Если Вы говорите именно о срезе, то существуют гораздо более обоснованные и проработанные методики на базе реальной физической модели, авторами которых являются, в том числе и составители новых норм России по железобетону. В данных работах, основанных, в частности, на дисково-связевых, кинематических и др. схемах учитывается и нагельный эффект и силы зацепления и пластические свойства бетона.
И если бы Вы ознакомились с данными работами, то увидели, что именно растянутая арматура оказывает наибольшее влияние при сопротивлении сечения срезу, тогда как влияние сжатой несущественно, а в некоторых случаях может сыграть и негативную роль.
Не могу согласиться с wjea, что отсутствуют условия для работы арматуры в восприятии срезывающих усилий сечением. Достаточно просто построить схему внутренних усилий, чтобы убедится в обратном. Но это опять таки касается расчета сечения именно на срез, но никак не на продавливание.

[wjea]

S_konstr

Вас не затруднит сформулировать принятое в сопромате явление среза и растолковать это, применительно к материалам сталь-бетон.
Может я чего не понял.

[Lamer Inc..]

Доброго времени суток!

Ув. гуру! А не попадались ли вам НИИЖБ-вские результаты испытаний на продавливание?

[S_konstr]

Wjea
Cечение в предельном равновесии, как известно, работает в условиях интенсивного трещинообразования (хотя бы на микроуровне). Вы же не будете утверждать, что критерием образования трещин является явно входящая в формулу продавливания величина Rbt, т.к. повторюсь, эта формула чисто эмпирическая. Вряд ли кому-то удавалось наблюдать такие вот узлы, работающие без трещин. И что мы имеем – разделенные трещинами фрагменты – блоки, связями между которыми являются усилия в арматуре и бетоне. И если рассмотреть предельное равновесие такой вот системы, то в результате смещения блоков относительно друг друга в растянутой арматуре (как в стержне, заделанном двумя концами) будут, кроме нормальных, возникать нагельные усилия. При этом критерием разрушения от среза бетона сжатой зоны могут служить либо достижение предельных касательных напряжений сопротивлению бетона срезу, либо достижение напряжениями на главных площадках величины Rb (здесь мнения исследователей расходятся).

[dermoon]

По поводу анкеров типа Hilti и аналогичных - насколько мне известно, никаких численных методик их расчетов не существует, все таблицы, графики, программы подбора сделаны на основе испытаний. При реконструкции этот крепеж очень удобен, поэтому примененение растет.

[wjea]

S-konstr
Я просил Вас привести определение среза, принятое в сопромате и объяснить его, применительно к сочетанию материалов сталь – бетон, а не лирику возле темы.

« Срез вызывается действием двух РАВНЫХ, очень близко расположенных друг к другу сил, направленных в противоположные стороны перпендикулярно оси стержня. »
(Мовнин, Митинский. Тех.мех.)

Здесь стоит отметить главное в условии среза --- РАВНЫЕ СИЛЫ, противоположно направленные.
Действие силы стального стержня (его прочность и удельное давление ) намного превосходят противодействие бетона (его прочности и способности удельного сопротивления) Т.е. силы противоположно направленные но не равные. Вследствие чего, происходит смятие, или выкалывание бетона, здесь не важно что. А важно то, что происходит смещение, действующего на бетон стального стержня, из-за чего в нем и появляются силы растяжения. Которые нормы рекомендуют воспринимать назначением длины анкеровки. Если Вы возьмёте СНиП, то там не найти вообще слова срез, применительно к сочетанию сталь –бетон.
Слово срез, фигурирует только в отношении составляющих закладной детали пластина - стержни.

[Prokurat]

Jeka

Мне кажется что в области арматуры просто немножко изменится призма (см. рис.) и возникнет пара сил сопротивление которой арматура практически не окажет.

Совершенно с вами согласен на счет изменения призмы. В приведенном мною расчете смещение призмы присходит на 6 см. Увеличенная призма по бетону добаляет 21% несущей способности. Арматурные стежни в измененной расчетной схеме добавляют оставшиеся 20%, то есть 0,9 т на каждый стержень (момент воспринимаемый стержнем М= 5,6 т см = 0,9 т х 6 см)

[S_konstr]

To wjea
Спасибо за ликбез по сопромату.

Если Вы возьмёте СНиП, то там не найти вообще слова срез, применительно к сочетанию сталь –бетон.

Согласен, но в том же СНиП есть п.1.36 в котором, в частности, говорится следующее:

После образования трещин следует использовать модель анизотропного тела общего вида при нелинейных выражениях зависимостей усилий или напряжений от перемещений с учетом следующих факторов...

ну и далее по тексту.
Т.е. СНиП не исключает возможности восприятия касательных усилий арматурой, пересеченной трещиной, с учетом податливости бетонного основания в реальных физических моделях. Вы же, я так понял, рассматриваете срез в условиях сплошной среды, - т.е. в сочетании бетон-сжатая арматура.

[Prokurat]

wjea

Значит, есть явление выключения их из работы иным способом, т.е. смятие в точках контакта арматуры с бетоном и отлущивание защитного слоя, с двух сторон предполагаемой точки среза бетона в верхней зоне, и с одной стороны в нижней.

Именно по этому стержень 25 A-III c площадью сечения 4,9 см2 может воспринять не 18 т , а всего лишь 1,86 т из условий смятия бетона.

Мне кажется, совершенно не корректным применять теоретическую основу, заложенную в хилти , к оправданию применения идеи, учёта продольной рабочей арматуры в качестве несущей срез. Во первых несущая способность хилти, аналогична идее несущей способности закладной детали имеющей на концах анкерные пластинки. Только в хилти роль анкерных пластинок играют концевые элементы болтов с раскрывающимися гильзами ( если я только говорю о тех болтах).

Я использовал для расчета рекомендации для клеевых анкеров (не для распорных). А какой характер работы ж.б. плиты в зоне технологического перерыва?

[wjea]

S_konstr
Пункт 1. 36 СНиПа относится к стадии состояния железобетона, как материала, в нелинейной постановке его работы в момент трещинообразования. И ничего общего с вопросом работы арматуры на срез в бетоне, в контексте нашего разговора не имеет.

[Prokurat]

S_konstr

растянутая арматура оказывает наибольшее влияние при сопротивлении сечения срезу, тогда как влияние сжатой несущественно, а в некоторых случаях может сыграть и негативную роль.

Характер работы нижней (сжатой) арматуры можно представить как стальной воротник, а верхняя арматура в критическом состоянии может быть просто вырвана из защитного слоя.

-> wjea Если есть касательные напряжения в бетоне, то они есть и в арматуре. Демаю при большом насыщении узла нижней арматурой, не учитывать ее в расчете не совсем корректно. Хороший привели вы пример закладной детали. Можно считать, что грань колонны - это плоскость пластины, а армирование анкера.

[S_konstr]

wjea
Речь шла о данной фразе:

жесткости арматуры: осевой — с учетом сцепления с полосами или блоками бетона между трещинами; тангенциальной — с учетом податливости бетонного основания у берегов трещин и соответственно осевых и касательных напряжений в арматуре в трещинах;

Про момент трещинообразования в данном пункте нет ни слова. Хотя, конечно, интерпретировать все можно по-своему.
Может я не так выразился, попробую перефразировать, - после образования трещин в растянутой зоне, создаются предпосылки для участия растянутой арматуры в восприятии перерезывающих сил ВСЕМ железобетонным сечением при реализации дисково-связевой, кинематической, деформационной и т.п. модели.

[S_konstr]

to Prokurat

а верхняя арматура в критическом состоянии может быть просто вырвана из защитного слоя.

Ну так собственно это и происходит после достижения предельного состояния сечением при разрушении по сжатой зоне.

Характер работы нижней (сжатой) арматуры можно представить как стальной воротник

И как такой воротник может препятствовать деформированию системы и увеличивать несущую способность на срез, если критерием прочности является достижение напряжениями на гл. площадках предела прочности бетона при сжатии?

[Sinuss]

Еврокод 2 успешно учитывает верхнюю продольную арматуру при расчёте продавливания.

[wjea]

Prokurat
Кажется, Jeka уже совершенно справедливо отметил, -- для того, чтобы арматура включилась в работу, надобна трещина в бетоне. Да и тогда это будет не срез, а сложное растяжение.
Я считаю, что не только 1.86, а вообще, сколько ни будь значимое напряженине в растянутой арматуре направлением к срезу, можно получить только после образования трещины.

По вопросу клинового или клеевого соединения, по мне , так это не суть важно , я привёл это к разговору о несоответствии сравнения характера анкеровки системы хилти, и работы стержня периодического профиля.
Зона технологического перерыва не нагружена, она даже не несёт саму себя, и есть требование состояния бетона при устройстве технологического перерыва, обеспечивающее в конечном счёте эквивалентность беспрерывному бетонированию.

[Prokurat]

Еврокод 2 успешно учитывает верхнюю продольную арматуру при расчёте продавливания.

Может кто занимался переводом Еврокода?

[Sinuss]

Prokurat

Еврокод 2 взят за основу белорусских СНБ 5.03.01-02. Скачать можно здесь http://dwg.ru/dnl/1348. Дополнение http://dwg.ru/dnl/411.
Долго отсутствовали Вы сайте - Вас здесь уже похоронить успели и оплакать на полном серьёзе.

[vv_77]

Сообщение от Sinuss Prokurat Еврокод 2 взят за основу белорусских СНБ 5.03.01-02. Скачать можно здесь http://dwg.ru/dnl/1348. Дополнение http://dwg.ru/dnl/411. Долго отсутствовали Вы сайте - Вас здесь уже похоронить успели и оплакать на полном серьёзе.

Вот:
http://dwg.ru/dnl/?id=489&page=2

[Prokurat]

vv_77 До боли в глазах напоминает расчет выполненный г-ном Прокуратовым и выложенный на его же сайте давным-давно. Александр Алексеевич Ложкоблюдец Я конечно извиняюсь, но нормативные документы одни и теже. И не удивительно, что формулы сходятся. И тем более Прокуратов в том году разбился на смерть. Ура! Мое творение скачали более 1000 человек! Шаблон откуда-то скачал и все переделал. И автор только Я!!! Филипенко Да, жаль нашего земляка. Я его знал. Вся Украина скорбит по Прокуратову. Хороший конструктор был.

Слухи о моей смерти слегка преувеличены.
В последнее время был загружен работой, ставил на ноги свою конструкторскую фирму, было не до инета.
А плагиат Ложкоблюдца у меня вызывае только смех.

Sinuss
Спасибо за ссылку, счас буду изучать.

[Prokurat (старший)]

Prokurat

Саша, говорят, что "Башни" , которые ты считал вручную еще в 1997-98 годах в номинации "постройки" на фестивале "Зодчество 2006" в Москве получили бронзовый приз. Поздравляю.

[Jeka]

Вообще было бы интересно посмотреть Еврокод по этому поводу. Все наши догадки (именно догадки) могут просто быть перечеркнуты экспериментом. Нормы есть нормы. Ведь там большой экспериментальный опыт.

Prokurat
За полным отсутствием времени в данный момент не могу изучить положения Еврокода по этому поводу. Был бы очень благодарен (думаю и не только я!), если бы в случае подтверждения или опровержения ваших расчетных предпосылок западными нормами, вы бы поделились умозаключениями.

[S_konstr]

Все наши догадки (именно догадки) могут просто быть перечеркнуты экспериментом. Нормы есть нормы. Ведь там большой экспериментальный опыт.

На 100% согласен.

[Prokurat]

Сделал расчет на продавливание согласно Ерокода (пока только для центральной колооны) http://konstr.narod.ru/Dok/opora.rar

В расчете действительно учитывается процент армирования продольной арматурой, правда только верхней.
При расчете определяется несущая сособность по бетону и по арматуре, и принимается большее из двух значений.
Прав был Jeka

Арматура конечно включится в работу, но произойдет это после начала сдвижения призмы

В большинстве случаев именно процент армирования оказывает основное влияние на несущую способность узла. Если сравнить несущую способность одного арматурного стержня из расчета по Еврокоду и согласно HILTI (на таком близком расстоянии от кромки) то несущая способность по HILTY будет в несколько раз ниже. Хотя может в расчетах Еврокода соместное восприятие среза бетон присутствует в завуалированом виде.

Вопрос. Почему же в Еврокоде не участвует в расчете нижняя ар-ра?
Ответ. Нижняя арматура пересекает пирамиду продавливания по меньшему периметру, имеет меньшие диаметры (соответственно намного меньшую площадь), а также имеет меньшее плечо для восприятия дополнительной пары сил от изгибающих моментов.

Однако при установке в нижней зоне специальных стержней большого диаметра, пренебрегать их работой будет большой роскошью

[wjea]

Prokurat
Исчезла нить, то бишь, предмет нашего обсуждения -- это Ваше утверждение, о том, что продольная арматура работает на срез и как её учесть.
Sinuss сказал, что в Еврокоде она учитывается. Если она учитывается, в сочетании - момент и срез в узле, как я Вам говорил в посте 69. То зачем ехать по европам , есть действующий СП и там всё сказано. Если нет , то нет. Я к сожалению не могу дотянуться, до Еврокода. Если подскажите где можно глянуть, то большое спасибо.
Что касается, нижней арматуры, в этом сочетании, то, как она может быть учтена даже большого диаметра, если она находится в сжатой зоне действующего момента.

[Sinuss]

wjea

Еврокод 2 взят за основу белорусских СНБ 5.03.01-02. Скачать можно здесь http://dwg.ru/dnl/1348. Дополнение http://dwg.ru/dnl/411.

[wjea]

Sinuss
Большое спасибо, но обе ссылки дохлые.

[Prokurat]

Большое спасибо, но обе ссылки дохлые.

В ссылках лишняя точка
СНБ 5.03.01-02. Скачать можно здесь http://dwg.ru/dnl/1348 Дополнение http://dwg.ru/dnl/411
Еврокод 2 http://dwg.ru/dnl/1118

Что касается, нижней арматуры, в этом сочетании, то, как она может быть учтена даже большого диаметра, если она находится в сжатой зоне действующего момента.

Момент учитывается не опорный, а момент в колонне, вызваный неравномерным загружением пролетов, т.е учитвывается неравномерное приложение нагрузки по контуру пирамиды продавливания. Вышеуказанный момент и поперечная сила в расчете Еврокода создают в арматуре касательные напряжения и для расчета не важно в принципе в растянутой или сжатой зоне будет расположена арматура.

Следует также отметить, что СПБ и Еврокод несколько отличаются. СПБ занижают несущую способность узла по сравнению с Еврокодом.

[S_konstr]

Prokurat
Оставте Ваши попытки запихнуть незапихиваемое, а именно учесть сжатую ар-ру в работе сечения на срез.

В большинстве случаев именно процент армирования оказывает основное влияние на несущую способность узла.

По-моему, настолько же оказывает и прочность бетона (судя по-формуле). А ...>0.4Fсtd по сути условие минимума поперечной силы, аналогичное СНиПовскому, а не "несущая спобность по бетону". И опять таки расчет - сплошная эмпирика, а следовательно доверять ему стоит так же как и формуле Rbth0u.

[wjea]

Prokurat
Большое спасибо, оказывается две первые ссылки у меня скачены, а вот Еврокод пропустил.
Про моменты в колонах, совершенно ничего не понял. Считаю, что не равномерную реакцию в опоре, дают опорные моменты, и именно в над опорной растянутой зоне от сочетания загружений.
Скачаю Еврокод, постараюсь разобраться.

[Lamer Inc..]

Следует также отметить, что СПБ и Еврокод несколько отличаются.

Действительно... Непонятно, зачем надо было "дорабатывать" методику ЕС. Надеялся, что СНБ - просто хороший перевод, а оказалось...

Например, непонятно, почему по СНБ дано прямое указание:
"beta — коэффициент, учитывающий влияние внецентренного приложения нагрузки (в случае отсутствия эксцентриситета следует принимать = 1,0). Значение коэффициента следует принимать для колонн согласно рисунку 7.26." - т.е. либо 1.15, либо 1.4 либо 1.5 в зависимости от расположения колонны.

рис.7.26 СНБ соответствует Figure 6.21, но ЕС оговаривает в п.6.4.3(4) границы применимости приближенных значений, в остальных случаях beta вычисляется.

Далее, в ЕС вычиляются и сравниваются напряжения, а в СНБ - погонные поперечные силы.

Можно и дальше покопать, но!
Мои результаты расчета приведенного в посте 92 примера:
коэффициенты использования (надо же как-то сравнивать!):
ЕС 0.99 (beta=1.15)
СП 1.12
СНБ 1.13 (критический периметр считался без закруглений, по 7.4.3.5)
Странно, может ошибся где?

[Lamer Inc..]

Кстати, мы обычно считаем следущим образом:
[ATTACH]1161990491.rar[/ATTACH]

[p_sh]

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

[wjea]

P_sh
Учитывая то, что это главный, вернее один из главных узлов, обеспечивающих жизнестойкость всего каркаса здания. Заботу о дырах ( я не имею в виду гильзы для сети отопления или водопровода) надо начинать со стадии архитектурной планировки. Если Вы объясните архитектору всю серьёзность вопроса, подскажите ему поле, где наименее болезненно, возможно проскочить в плите, то будете избавлены от последующих рисков и головоломок. Если же нет выхода, расположение отверстий необходимо сдвигать как можно ближе к углу, а ещё лучше на самый угол, чтобы пропустить арматуру в колонну, и ослаблять менее загруженную зону. Если это не получается, то переходить на стальные воротники.
Я замечаю, что профи архитекторы, у буржуев чётко секут, работу каркаса и проблемы с разводкой коммуникаций. Умудряются одним махом решать кучу задач. Устраивая просторные пространства подшивных потолков, и группируя концентрацию разводки вертикальных крупногабаритных коммуникаций в местах, не влияющих на работу основного каркаса.

[p_sh]

Сообщение от wjea я не имею в виду гильзы для сети отопления или водопровода

А отверстия или гильзы диаметром 50-100 мм (под водопровод и(или) отопление) не являются ослаблением несущей способности на продавливание? В этом есть основания сомневаться.

Ведь буквально через раз стояки прижимают к колонне (стены им мало)...Хоть задание без колонн выдавай - "попадания" на промежуточные колонны уменьшатся...


Я в тягостных раздумьях.
Согласно расчета упругого тела методом конечных элементов , с использованием конечных элементов оболочки метода перемещений, максимальные моменты (и поперечные силы) возникают в углах колонны. (см. рисунок)
На его основании отверстия как раз в угол задвигать не следует. Конечно речь не о трагических размерах отверстий (во всю ширину колонны), а опять о маленьких - размером до 100 мм.
[ATTACH]1162018847.GIF[/ATTACH]

[wjea]

P_sh
Вы правы, ничего не поделаешь, когда плохое решение архитектора. Здесь уж никуда не денешься. Может быть, гильзы составлять из пластин, чтобы части из них, те которые вдоль рабочей арматуры, превращать ещё и в усиливающие узел элементы.
Больше ничего пока не вижу.
С вашим дополнением, о концентраторах в углах, я не согласен. Вернее местная концентрация в острых углах, сама по себе в расчёте как сплошного тела конечно верна. Но здесь, на мой взгляд, плита как система, опёртая на стойки, работает по другому закону, а именно, усилия перераспределяются согласно внутренним, погонным жесткостям, условных зон перераспределения. Накрест лежащие наиболее загруженные зоны, несущие наибольшие напряжения, конечно в сумме накладываясь, в углах дают концентрацию усилий. Но прочность, обеспечивается в основном через плоскости касания плиты и колоны, а не по диагональным линиям. Места же концентрации напряжений по диагоналям, перераспределяются между сторонами. По этому, я настаиваю на том,чтобы отверстия делать по углам т.е освобождать место для основного крепления. Но это моё мнение, которое я не могу подтвердить нормативами. Может кто ни будь ещё выскажется.

[S_konstr]

to p_sh

какую величину разрыва следует учитывать в расчете если размер отверстия равен Х

По литературе эта величина определяется так (см. рис.), хотя на мой взгляд лучше в данном случае принять Ваш верхний вариант. Касательно вариантов местоположения, по-моему лучше все-таки смещать отв. к геом. оси колонны. Развитие трещин в таких узлах начинается в углах, что соответствует полученным зонам концентрации.
[ATTACH]1162022559.gif[/ATTACH]

[Prokurat]

wjea

Что касается, нижней арматуры, в этом сочетании, то, как она может быть учтена даже большого диаметра, если она находится в сжатой зоне действующего момента.

Действующий момент создает в узле неравномерный усилия среза по контуру пирамиды продавливания, а не сжатие (растяжения) в арматуре. См. рисунок из Еврокода. Нижняя арматура находися даже в лучших условиях, чем верхняя для восприятия касательных напряжений, и ничего ей не мешает воспринимать срез также как и верхняя арматура.
[ATTACH]1162217867.jpg[/ATTACH]

[Prokurat]

S_konstr

По-моему, настолько же оказывает и прочность бетона (судя по-формуле). А ...>0.4Fсtd по сути условие минимума поперечной силы, аналогичное СНиПовскому, а не "несущая спобность по бетону".

Основной расчетной формулой погоной несущей способности по контуру пирамиды продавливания все-таки в подавляющем большинстве случаев будет 0,12*2,0*(m*Rbn)1/3*ho , где m - процент армирования.
Т.е. несущая способность узла на срез прямо пропорциональна проценту армирования и прочности бетона на сжатие. Прочночность бетона фигурирует в формуле всвязи с тем, что чем она выше, тем больше арматурный стержень может передать усилия в зоне контакта арматура-бетон

Оставте Ваши попытки запихнуть незапихиваемое, а именно учесть сжатую ар-ру в работе сечения на срез.

Да какая разница, сжатая она или растянутая

[Prokurat]

p_sh

отверстия или гильзы диаметром 50-100 мм (под водопровод и(или) отопление) не являются ослаблением несущей способности на продавливание? В этом есть основания сомневаться.

Я думаю ослабляют сечение, так как сцепление бетона и гильзы будет меньше прочности монолита бетона. Поставьте по всему периметру колонны цепочку из гильз (сохранив только рабочую арматуру) и перекрытие благополучно срежется.

Как выход я вижу, приварку анкерных стержней к гильзе, направленных, как в тело колонны, так и в тело плиты. Работа анкеров будет аналогична анкерам заклодной детали на срез.

[S_konstr]

Prokurat
Вы, наверное обратили внимание, что эта же формула используется в Eurocode для определения несущей способности наклонного сечения.
В приведенной Sinussом, а позже Вами ссылке (пост 96. дополнение) посмотрите п.п. 7.1-7.3, а именно - откуда эта формула взялась, ну и по теории заодно. Там вкратце, но достаточно предметно описывается суть процессов на всех стадиях НДС. Если заинтересует там еще в списке литературы по этому вопросу полезные ссылки есть.

[p_sh]

Сообщение от Prokurat Как выход я вижу, приварку анкерных стержней к гильзе, направленных, как в тело колонны, так и в тело плиты. Работа анкеров будет аналогична анкерам заклодной детали на срез.

здесь возникают следующие вопросы
_количественный вопрос:
- какое сдвигающе усилие передается на гильзу?
_качественный вопрос:
- если (в запас, сугубо по незнанию) принять что работа на срез - хрупкое состояние, а работа на срез закладной детали допускает пластичные состояние в бетона около анкерных стержней, То время работы рассматриваемых анкеров на срез и бетона по контуру продавливания на срез (продавливание) не совпадают - анкеры включаются в работу позже (т.е. когда уже поздно). Таким образом есть сомнение в правомерности учета работы этих анкеров в работе узла на продавливание.
Есть большая вероятность что в последнем я ошибаюсь, в виду изначально принятых непроверенных исходных предпосылках о характере работы анкеров закладных деталей.

А возможно ли компенсировать отверстие установкой жесткой арматуры(двутавр, швеллер, уголок) в непосредственной от него близости?

[wjea]

Prokurat
Я немного разобрался, правда не в Еврокоде, потому как англицкий не читаю. А в книжке, они вроде схожи.
Продольная арматуры, в сжатой и растянутой зонах, о которых выговорите, не учитывается на срез. Здесь, при появлении главных растягивающих напряжений в критическом сечении, т.е. наклонной трещины, появляются касательные напряжения вдоль стержней верхней и нижней арматуры. При том, учитывается она, при своём минимальном, конструктивном значении коэфф армир. не более 0.02 см. формулу 8.16
Так что, сколько не вали туда стержней, ничего не поможет.
Исходя из всего этого, продавливание пирамиды, всё же создаёт продольные напряжения в арматуре, но так как касательные напряжения, в критическом сечении, одного знака –растяжение, а арматура в нижней зоне сжата, то она прекрывает это напряжение. Как мне кажется.
Картинка, по моему, демонстрирует назначение критической зоны и предполагаемые напряжения при наличии момента и не чего боле.
Не пойму для чего её показали.

Lamer Inc..

Еврокод не могу читать, а по сему и толком разобраться в сути вычисления бэта.
Что же касается СНБ, то при наличии моментов, появляются эксцентриситеты, а соответственно необходимость, учёта состояния смежных пролётов, которые на них влияют.
А если нету эксцентриситетов то необходимость в этом отпадает, потому бэта =1

[S_konstr]

При том, учитывается она, при своём минимальном, конструктивном значении коэфф армир. не более 0.02

2% - минимальное конструктивное армирование?!

p_sh

А возможно ли компенсировать отверстие установкой жесткой арматуры(двутавр, швеллер, уголок) в непосредственной от него близости?

Так что, плита с учетом разрыва критического сечения все-таки не проходит? Установка жесткой арматуры, конечно, рациональна, но очень трудоемкий узел получится.

[p_sh]

Сообщение от S_konstr Так что, плита с учетом разрыва критического сечения все-таки не проходит? Установка жесткой арматуры, конечно, рациональна, но очень трудоемкий узел получится.

Вчера удалось всех смежников отогнать почти от всех зон продавливания на безопастное расстояние, но хочется прикрыть тылы на всякий непредвиденный случай. Я полагаю будет полезно взять на вооружение надежное решение.

По поводу преложеннонго Prokurat'ом варианта: работа анкеров закладных деталей носит "хрупкий" характер по времени сопоставимый с работой плиты на продавливание или нет?. ЯТД это важный момент для рассмотрения предложенного решения.

[wjea]

S_konstr
Загляните в формулу 8.16----- коэффициент 0.02, это ограничение процента армирования допустимого к применению в формуле, по направлениям Х , У и выводится он из корня квадратного, произведения коэффициентов армирования по указанным направлениям. Я просто полюбопытствовал, какой процент горизонтального армирования, они допускают к работе на скалывание. Для чего сплясал с конца. Возвёл в квадрат ограничение, разделил пополам, умножил на сто и получил 0.02% Т.е. меньше конструктивного, которое допускают они в своих рекомендациях и СНиП.
Проверьте, может я не так понял суть, или наврал в арифметике.

[DTab]

Сообщение от Prokurat p_sh отверстия или гильзы диаметром 50-100 мм (под водопровод и(или) отопление) не являются ослаблением несущей способности на продавливание? В этом есть основания сомневаться. Я думаю ослабляют сечение, так как сцепление бетона и гильзы будет меньше прочности монолита бетона. Поставьте по всему периметру колонны цепочку из гильз (сохранив только рабочую арматуру) и перекрытие благополучно срежется.

А если вспомнить старый анегдот - туалетная бумага рвется где угодно тоько не по перфорации!!! (шутка)

[Prokurat]

wjea

При том, учитывается она, при своём минимальном, конструктивном значении коэфф армир. не более 0.02 см. формулу 8.16 Так что, сколько не вали туда стержней, ничего не поможет.

Попробуй еще навалить столько арматуры (для плиты 200мм ф25 с шагом 125)

[wjea]

S_konstr
Я с наскока не верно влез в формулу, цифирь подкоренного выражения надо не делить, а извлечь корень квадратный, там же умножаются на две, предположим, одинаковые стороны.
Тогда результат не должен быть таким, посмотрите пожалуйста всю формулу, пока не замыленным глазом.

[S_konstr]

To p_sh
Я бы все-таки вернулся к термину работа плиты на срез.
Все экспериментальные данные сводятся к двум основным формам разрушения при срезе – по растянутой (напряжения в ар-ре равны пределу текучести) либо по сжатой зоне (напряжения в бетоне достигли неких предельных значений). При чем «хрупкий» характер свойственен только в некоторых случаях при разрушении по растянутой зоне. В данном случае Вы ослабляете сжатую зону – бетон сечения, растянутую же наоборот «усиливаете» простановкой дополнительных анкеров. Т.е. провоцируете разрушение по сжатой зоне. Логично предположить, что разрушение будет происходить не «хрупко». Хотя возможно и при меньших нагрузках. Вообщем, по сути вопроса,-да, в работу, если установить их в верхней зоне, они включатся, но вероятность разрушения по бетону от этого не снизится.
To wjea
Я так и понял, что просто какая-то арифметическая ошибка. Если бы Вы глянули эту же формулу только под номером 7.52, то и ерунды бы не получилось.

[p_sh]

Сообщение от S_konstr по сути вопроса,-да, в работу, если установить их в верхней зоне, они включатся, но вероятность разрушения по бетону от этого не снизится.

несмотря на двойственный характер вашего ответа отстаётся следущий не менее важный вопрос:
- какое сдвигающе усилие передается на гильзу?
При проектировании закладных деталей это заранее известно, а здесь??? не определено явно....

[wjea]

S_konstr
По поводу того, что если посмотреть другую формулу, не будет ерунды. Я вспомнил анекдот (который уже здесь, кажется, рассказывал) про Леонида Ильича. Когда его помогало, тихонько спросил, зачем вы постоянно во время речи смотрите на ботинки, тот ответил -- у меня один башмак черный, другой серый. Помощник говорит, не отвлекайтесь пожалуйста, закончится митинг, вернёмся домой, заглянем в шкаф и разберёмся. На что, тот ответил, так я же там смотрел, совершенно аналогичная история.
Я это к тому, сколько не смотрю, аналогичный результат. А хочется определить, почему и насколько ограниченный процент армирования, который они заложили. Но ни из одной из этих формул пока, не могу доказательно выудить армирование. Они построены на эксперименте, а не арифметике. При том , там, где указанно напряжение «не менее», сталь вообще не фигурирует, как кажется и в СП.

P_sh
По вопросу гильзы, то мне кажется, Вы совершенно правы. Для того, что бы она работала на срез, её надо как-то включить в работу, так как она вся в критической зоне. Справа у нас колонна мы приварили анкер и завели в колонну, отлично -- работа закладной детали. Но её же необходимо соединить с плитой для участия в напряжениях, привариваем анкер, и заводим в плиту с лева. И вот тут, что получается. Чтобы она начала работать, нужно усилие растяжения, а у нас в середине кольцо, и как оно может передать растяжение. По сему, ежели уж совсем припекает, все отверстия в этих местах, надо делать из полосы, да прямоугольными.
А вообще, всё же посмотрите на формулы, с которыми я ковыряюсь. И увидите, что в крайних рядах, напряжения среза воспринимает только ширина колонн, и не далее. А по сему дыры надо ставить на углах. А что до концентраторов, то скажите, что Вы с ними вообще делаете?

[p_sh]

Сообщение от wjea А вообще, всё же посмотрите на формулы, с которыми я ковыряюсь. И увидите, что в крайних рядах, напряжения среза воспринимает только ширина колонн, и не далее. А по сему дыры надо ставить на углах. А что до концентраторов, то скажите, что Вы с ними вообще делаете?

Прежде попробую разубедить себя в том, что работа на продавливание не есть работа бетона на растяжение, и вообще такого феномена, как работа бетона на растяжение нет вообще, то есть существует, но им всегда следует пренебрегать. (в запас)

_ Доводы в пользу:

1. нормы в расчетах на отрыв рассматривают в работе узла только арматуру, без учета работы бетона на растяжение, хотя данная сила в условие равновесия по третьему закону Ньютона входить может.

2.

Сообщение от Байков Сигалов. учебник для Вузов. 1984г $ III.6. расчет прочности по наклонным сечениям. Разрушение изгибаемых элементов по наклонному сечению происходит вследствие одновременного действия на него изгибающих моментов и поперечных сил. В соответствии с этим развиваются внутренние осевые усилия в арматуре, пересекаемой наклонной тещиной, а также усилия в бетоне сжатой зоны. ... Прочность элемента по наклонному сечению на действие поперечной силы считается обеспеченой, если соблюдается условие Q<=Qsw+Qsinc+Qb где... Qb - проекция на нормаль к продольному направлению балки равнодействующей напряжений в сжатой зоне балки. ... Qb=...Rbt*b*ho^2/с (III.62)

В связи с этим у меня возникает вопрос - почему, если рассматривается работа бетона на сжатие в формуле по поределению несущей способности бетона используется Rbt, а не Rb?
Зависимости по вычислению несущей способности в СНБ 5.03.01-02 п."7.2.2.7 Расчет железобетонных элементов с поперечной арматурой на действие поперечной силы (рисунок 7.11) для обеспечения прочности по наклонной трещине " повторяют СНиП 2.03.01-84* п.3.31.
однако EUROCODE2
формула 6.48 использует сопротивление сжатию
fck Characteristic compressive cylinder strength of concrete at 28 days



Также интересно следующее

Сообщение от Байков Сигалов. учебник для Вузов. 1984Г $ III.6. расчет прочности по наклонным сечениям. .... в Формуле Qb=...Rbt*b*ho^2/с (III.62) размер проекции наклонной трещины в расчете принимается не более с=2ho и не более Со, определяемого по условию Qsw+Qsinc=Qb

В СНиПе 2.03.01-84 данное условие заложено в формуле

Сообщение от СНиПе 2.03.01-84 п.3.31 ..Для элементов с поперечной арматурой в виде хомутов, нормальных к продольной оси элемента и имеющих постоянный шаг в пределах рассматриваемого наклонного сечения, значение соответствует минимуму выражения Qb+Qsw, определяемому по формуле Co=(jb4*(1+jn+jf)*Rbt*b*ho^2/qsw)^0.5 (80)

Получаемое из равенства выражений 82 и 76, т.е Qsw=Qb.
Данное ограничение введено и в расчет на продавливание в формуле 108 того же СНиПа - усилие, воспринимаемое хомутами, принимаемое в расчет на продавливание составляет не более несущей способности бетона.
Что также является аргументом в пользу схожести принятой в нормах природы работы на поперечные силы при т.н. "продавливании" и обычной работе на поперечную силу. (п.3.31)
Таким образом на текущий момент прихожу к выводу, что обозначенное в СНиП “продавливание” ближе к работе на поперечную силу.

Сообщение от wjea А вообще, всё же посмотрите на формулы, с которыми я ковыряюсь. И увидите, что в крайних рядах, напряжения среза воспринимает только ширина колонн, и не далее.

В свете вышеизложенных доводов о природе работы узла рассмотрю работу на продавливание квадратной колонны с шириной b и на плите толщиной h
Несущая способность бетона по СНиП 2.03.01-84* по формуле 107
Fb=Rbt*4*(b+ho)*ho
Несущая способность бетона балки работающей на поперечную силу, при отсутствии в ней нормальных сил шириной 4b по формуле 84 составляет
Qb=1.5*Rbt*4b*ho^2/c
При достаточно интенсивном поперечном армировании, которое обычно конструктивно получается в зоне продавливания, проекция наиболее опасной наклонной трещины соответствует минимальному значению равному ho
Отсюда Q=1.5*Rbt*4b*ho
Таким образом, для “типовой” колонны 400*400 и перекрытия толщиной 200 мм
Fb=Rbt*4*(b+ho)*ho=Rbt*4*(1.5b)*0.5b = Qb=1.5* Rbt*4b*0.5b.
Wjea, для вашего предположения нахожу подтверждение и в отечественных нормах. Хотя здесь нельзя отрицать элемента случайности.


Исходя из выше изложенного следует рассмотреть следующую ситуацию: если местная "продавливающая" нагрузка (на поверхность плиты) приложена в области, где изгибающий момент равен (или близок) к нулевому значению (например опора домны установленная таким образом, что приходится на место с нулевым моментом в плите ). Как в таком случае следует рассчитывать прочность этого элемента? ЯТД по расчетной схеме обозначенной в нормах как НА ОТРЫВ, в виду отсутствия сжатой зоны. Хотя сложно найти безмоментное состояние на достаточно протяженном участке конструкции.....

Сообщение от wjea А что до концентраторов, то скажите, что Вы с ними вообще делаете?

Помня о пластических св-вах бетона – размазываю… ………

Однако, несмотря на приведенный обзор формул отечественных норм, по вопросу размещения отверстий у углов колонны все еще остается тень сомнения.

До указанных формул пока руки не дошли.

[p_sh]

касательно формул по расчету бетонного сечения без поперечной арматуры на продавливание (местный срез) в части учета коэффициента продольного армирования

Vrd.с=...(100*Pl*fck)^(1/3)... (7.160) СНБ 5.03.01-02
Vrd.с=...(100*Pl*fck)^(1/3)... (6.48_) EUROCODE

Сообщение от Prokurat Т.е. несущая способность узла на срез прямо пропорциональна проценту армирования и прочности бетона на сжатие. Прочночность бетона фигурирует в формуле всвязи с тем, что чем она выше, тем больше арматурный стержень может передать усилия в зоне контакта арматура-бетон

то при варировании коэффициента армирования в диапазоне от 0,005 до 0,02 данный коэффициент для бетона прочностью 14,5МПа изменяется в пределах 1,93-3,07 (1,6 раза) при измениении коэффициента армирования в 4 раза.

коэффициент(1)-|-(100*Pl*fck)^(1/3) (2)-|-соотношение (2)/(1)
0,005 -|-1,93543832 -|- 387,0876641
0,006-|- 2,056710116-|- 342,7850194
0,007-|- 2,165153447-|- 309,3076353
0,008-|- 2,263702392-|-282,962799
0,009-|- 2,354345363-|- 261,5939292
0,01 -|- 2,438499481-|-243,8499481
0,011-|- 2,517214525-|-228,8376841
0,012-|-2,591292369-|- 215,9410307
0,013 -|-2,661360978-|-204,7200753
0,014 -|-2,727922404-|- 194,8516003
0,015-|- 2,791385086-|- 186,0923391
0,016-|- 2,852086294-|- 178,2553934
0,017 -|-2,910308144-|- 171,1945967
0,018 -|-2,966289281-|- 164,793849
0,019 -|-3,020233597-|- 158,959663
0,02 -|-3,072316826-|- 153,6158413

пропорциональность прямой не получается.

wjea
pl - в данном случае не процент армирования изгибаемого элемента а

plx,ply-коэффициенты продольного армирования в x-направлении и y-направлении соответственно, рассчитанные для ширины плиты, равной ширине колонны плюс

т.е как я понимаю это
pl= (As+A's)/Ab

[wjea]

P_sh
Вы выложили много соображений сразу по двум смежным темам, мне кажется, надобно последовательно разобраться --- прочность плиты на действие поперечных сил, поперечных сил при изгибе и продавливание - скалывание на опоре. Это разделено и имеет свою методику определения.
По поводу Вашего последнего замечания в 122посте, я имел в виду не вопрос армирования.
Разговор вёл в контексте работы плиты на скалывание, при наличии в ней дыр. Так я Вам и указал, что в формуле для крайних колонн, в расчёт на скалывание берётся ширина бетона, равная только ширине колонны на рабочую высоту плиты ( b x a )
Это к тому, что не стоит рисковать в самом тонком месте, самого ответственного узла.

[S_konstr]

to wjea
При превышении указанного мю(ро) 2% разрушение (в соответствии с принятой моделью) будет происходить от главных сжимающих напряжений вне зависимости от дальнейшего насыщения ар-рой. При средних процентах армирования предполагается разрушение при достижении растягивающих напряжений в бетоне полосы или в растянутой арматуре предельных значений. Указанное напряжение (усилие) «не менее» идентичного пункту СНиПа про минимум поперечной силы, воспринимаемой сечением. А вообще да, модель и, следовательно, выходящие формулы построены на экспериментах, притом, что предпосылки для построения модели с этими же экспериментами серьёзно не стыкуются.
To p_sh
- какое сдвигающее усилие передается на гильзу?
При отсутствии анкеров, приваренных к гильзе в растянутой зоне – нулевое.
В своих рассуждениях, п. 121 Вы допустили ряд неточностей и, как следствие сделали сомнительные выводы. Вот некоторые из них:
1)Rbt в СНиПе, как и fck в Eurocode2 используются чисто в эмпирических формулах и сути процессов не отражают. В частности вывели эмпирическую формулу для Qb в виде kRb*b*ho^2/c – затем заменили к на fi2(fi4), а Rb на Rbt; вывели эмпирическую формулу для главных растягивающих напряжений f1 в зависимости от fcr (напряжений, соответствующих предельной растяжимости бетона) и заменили fcr на fck.
2)Проекция наклонной трещины определяется не из равенства этих(Qb, Qsw) значений, а из минимума их суммы, т.е. берется производная из их суммы по с, приравнивается к 0 и отсюда получается выражение 80. Далеко не всегда значение Qb равно Qsw и приплетать сюда выражение 108 по крайней мере, не логично.
3)В Вашей «случайности» кроме подведения результата под желаемый ничего другого не заметно. Вообще коэффициент fb2 по результатам всесоюзной статистической обработки данных равнялся 2.2, для элементов с поперечной ар-рой его снизили до 2, без оных до1.5(fb4). Вы считаете элемент с поп. ар-рой, подставляя явно не то и не туда.
To wjea 2
Не удалось найти утверждение о работе плиты у крайней колонны на срез только по ширине колонны, а поскольку это кажется не логичным, подскажите, пожалуйста, пункт (или раздел) в котором это явно видно (я так думаю, Вы не имели в виду рис. 8.3).

[wjea]

S_konstr
Нет я имел в виду картинку 7.14 формулы 7.52а, 7.52б и пояснение,
что такое bw

[S_konstr]

to wjea
На следующей странице абзац после ф. 7.53 немного опровергает Ваши выводы.

[wjea]

S_konstr
Формула 7.53 относится к преднапряженным конструкциям, далее идёт консоль, при чём здесь они, к нашему вопросу?
К стати, и в консоли , и в формуле 7.53 сидит всё та же только ширина колонны. Правда в ф.7.53 не влазил, а так бегло.

[S_konstr]

to wjea
Я не про ф. 7.53 я про то о чем пишется ниже, кстати и в СНБ этот абзац отведен в отдельный пункт.

[p_sh]

в формуле для крайних колонн, в расчёт на скалывание берётся ширина бетона, равная только ширине колонны на рабочую высоту плиты ( b x a )

пробую отискать.
действующая погонная сила vsd=betta*Vsd/u (7.159) СНБ
u - периметр
betta - 1,5 для угловой, 1,4 для крайней, 1,15 для средней
несущая погонная способность vrd=[]*d (7.160) СНБ

если колонна одной стороной совпадает с краем плиты то преиметр
u=3*bw+Пи*1,5d

опять упираюсь в частные случаи...

Если обратится к упомянутому рис 8.3. в книге. то зоны расчета по схеме продавливания располагаются в угловых зонах а по ширине колонны применяется схема расчета на действие поперечных сил, которая [на основании второго слагаемого в квадратных скобках] которая может , в зависимости от сжатия или растяжения вэлементе, быть больше или меньше чем при расчете на продавливание, а при отсутствии осевых усилий и вообще равны между собой...
Но в расчетной схеме при продавливании учитывается весь контур, и угловые его части на равне с линейными (по стороне элемента)..

ps интересно, где наиболее безопасное положение отверстия (в зоне продавливания) если колонна круглая?? здесь возможны варианты...
Поэтому уточню ситуацию - при регулярном шаге колонн для средней колонны.???

Сообщение от S_Konstr 2)Проекция наклонной трещины определяется не из равенства этих(Qb, Qsw) значений, а из минимума их суммы, т.е. берется производная из их суммы по с, приравнивается к 0 и отсюда получается выражение 80. Далеко не всегда значение Qb равно Qsw и приплетать сюда выражение 108 по крайней мере, не логично.

да конечно Qb, Qsw во многих случаях не равны, но если рассматривать случай когда поперечное армирование очень интенсивно, и вспомнить, что конструктивные требования к поперечному армированию в зоне продавливания довольно жестки и зачастую их выполнение для плит небольшой толщины гарантирует превышение несущей способности арматуры над несущей способностью по бетону. Вводимое расчетная несущая способность узла составляет не более 2Qb как для балок так и для плит. Отсюда и длина проекции наклонной трещины получается ho. и последующие выкладки. и в конце концов пришел к такому частному случаю.. конечно не более...

[wjea]

P_sh
Есть, кажется, такое выражение --- …служение муз, не терпит суеты ……
И наша, серенькая каждодневная конструкторская работа, которая без такого роскошного названия, не терпит того же.
После Вашего поста 121, я Вам заметил в посте123, что желательно, последовательно и отдельно разобраться в рассматриваемых воздействиях.
Сейчас мы вернулись к случаю, о котором начали вести речь, что бы разобраться, но теперь, смешали методы подхода и источники. Книга и СП разнятся своим подходом.
В книге, которую начали рассматривать, с целью уловить влияние продольной арматуры, я нашел подтверждение тому, что говорил Вам, в связи с точкой расположения труб у колонн.
Это всё о чём шла речь, рассмотрите формулы 7.52а, 7.52б там есть объяснение бw, и картинку 7.14, зачем перескакивать в другой источник, где другой подход.

[p_sh]

Сообщение от Книга bw — минимальная ширина поперечного сечения элемента в растянутой зоне;

Как в книге так и в СНБ в данном разделе рассматривается

7.2.1.2 Расчетную поперечную силу VRd,ct , H, воспринимаемую элементом без вертикальной и (или) наклонной арматуры, следует определять по формуле

т.е рассматривается работа любых элементов без поперечной арматуры...

для крайних колонн минимальная ширина поперечного сечения элемента в растянутой зоне - т.е. на нейтральной оси может быть приближена к ширине колонны если сжатую зону сконцентрировать только в предеах ширины колонны (обозначено красным). Однако полагаю что сжатая зона по грани колонны её несколько шире (обозначено синим)
см. рис.
на рис 7.14 буквой А в черной траурной рамке, стрелкой указаны вертикальные расчетные сечения, обозначенные пунктиром, для определения площади продольного армирования.
В этих сечениях (ЯТД для плит) "минимальная ширина поперечного сечения элемента в растянутой зоне" находится над нейтральной осью.
Или я опять мимо..
[ATTACH]1162547861.GIF[/ATTACH]

[S_konstr]

P_sh
На мой взгляд, Вы правы и ширина сечения принимается на расстоянии от грани колонны до точки пересечения линии под 45 градусов с геометрической осью сечения. Это выходит и из сути принятой модели (бетон, разделенный наклонными трещинами) и из приведенных примеров.
Не нашел указанного Вами ограничения поперечной силы для балок 2Qb.[/i][/b]

[p_sh]

Сообщение от S_konstr Не нашел указанного Вами ограничения поперечной силы для балок 2Qb

сказанул чего-то нетого..
имелось в виду следующее:
по п 3.31 (СнИП 2.03.01-84)
формула 80 (СнИП 2.03.01-84) получается из равенства выражений 82 = 76 СнИП 2.03.01-84)
qsw*Co=k*Rbt*b*ho^2/Co отсюда.
Co=(k*Rbt*b*ho^2/qsw)^0.5

получаем что при размере проекции наиболее опасной трещины в пределах от ho до 2ho Qsw=Qb
учебник Байков (местный 1984г) стр 160 формула III.68

ограничений по Qsw тоже не нашел

прямо какой-то Ералаш...

28/7=13:
8/7=1 (остаток 1) ; 20+1=21/7=3 1 да 3 равно 13....
--------
проверяем умножением
13*7= 28:

1*7=7
3*7=21
21+7=28

[S_konstr]

p_sh
Вы опять ищете совпадения, а не суть. C0 такое, но получается по дугому:
Qb+Qsw=min
d(k*Rbt*b*ho^2/Co+qsw*Co)/dCo=-k*Rbt*b*ho^2/Co^2+qsw=0
И отсюда уже находится С0. Т.е ограничений или зависимостей здесь нет.

[wjea]

P_sh особенно S-konctruk
Я, как то, растерялся, запутался, заплутался.
Давайте, я Вам по шагово, расскажу как я понимаю, а Вы мне также, по шагово объясните где я не прав.
Передо мной две формулы и картинка (ф7.52а, ф7.52б, рис7.14крайняя колонна)
А так же условия применения bw
Как я понимаю площадь среза, которая учитывается в формуле:
Колонна своим сечением продавливает перекрытие. Усилие по принятой теории, скалывает бетон под углом 45гр. Картинка, с каждой скалывающейся стороны ---это перевёрнутая наклонённая под углом 45гр. трапеция. Что говорит формула --- что если у крайней колонны расчётная арматура находится с низу, то площадь скалывания вычисляется исходя из наименьшей ширины плоскости бетона в растянутой зоне, а наименьшая ширина плоскости бетона в растянутой зоне, это наименьшее измерение трапеции, т. е. ширина колонны, в точке сопряжения с плитой. И усилие, которое принимается в расчет, равно проекции наклонной плоскости, но уже не трапеции, а прямоугольника , шириной bw спроектированного на нормаль, вот эту самую А (в квадратике).
Арматура в расчёт принимается при условии , что она заведена за точку раскола, на длину L…..

[S_konstr]

To wjea.
Попробую рассуждать как проектировщик, незнакомый ни с теорией, ни с приведенными примерами (в книжке), с учетом того, что в Eurocode, в отличие от книжки и СНБ, указанный мною пункт (см. пост 126, 128), относится к элементам с преднапряженной ар-ой, как Вы и заметили в п. 127. Т.е. чем я располагаю,- ф.7.52, рис. 7.14 справа и слева и пояснением, что такое bw, ну или соответствующими пунктами норм.
Смотрю формулу, читаю ниже: bw— минимальная ширина поперечного сечения элемента в растянутой зоне. Под элементом я естественно понимаю плиту, здесь как бы ограничений нет, и я хочу принять все сечение плиты, ширина которой равна расстоянию между колоннами (ну или хотя бы по ¼ пролета в каждую сторону), так как согласитесь, все это сечение в верхней зоне растянуто. Меня пока не интересует сочетание колонна-плита, т.к. я выполняю расчет на срез сечения плиты, а не на продавливание при местном приложении нагрузки. Дохожу до определения коэффициента армирования, появляются ограничения в виде картинок, где изображено, что площадь растянутой ар-ры, принимаемая в расчете, определяется линией проведенной под 45 градусов от точки пересечения низа плиты и опоры. Я, как и Вы, провожу линии трапеции меньшим основанием опертой в ширину колонны, и наклоненной под 45 градусов к вертикальной оси колонны, при этом учитываю картинку справа, на которой ар-ра вверху. Даже принимая расчетное сечение по грани опоры (колонны) я получаю ширину расчетного сечения равную b+2d, ну или точнее b+d+d, что и указывается не «трагической» буквой А на правой картинке.

[p_sh]

утро вечера мудренее....

Сообщение от wjea если у крайней колонны расчётная арматура находится с низу, то площадь скалывания вычисляется исходя из наименьшей ширины плоскости бетона в растянутой зоне, а наименьшая ширина плоскости бетона в растянутой зоне, это наименьшее измерение трапеции, т. е. ширина колонны, в точке сопряжения с плитой. И усилие, которое принимается в расчет, равно проекции наклонной плоскости, но уже не трапеции, а прямоугольника , шириной bw спроектированного на нормаль, вот эту самую А (в квадратике). Арматура в расчёт принимается при условии , что она заведена за точку раскола, на длину L…..

Совершенно согласен.
Дело видимо в штамповости мышления. С утра становится очевидно, что на рис 7.14 изображено "шарнирное" опирание плиты покрытия на крайнюю колонну. В то время как вечером её обязательно хотелось защемить и перенести на уровень ниже - как будто проектировать приходиться только плиты перекрытия...

[wjea]

S_konstr
Всё обсуждение, в данном случае, мы ведём и начали , с вопроса о зоне наименьшего риска прохождения коммуникаций у крайней колонны. Как привести к наименьшему риску в работе колонны не продавливание. Т.е. в самом главном узле здания.
В области реакции опоры крайней колонны, в плите, растянутая зона принята снизу. И для крайней колонны авторами разработана и предложена метода расчёта. Формула и указания к её применению. Меня интересует, точно ли я понял их предложения касающееся крайней колонны, изображенное на картинке и в формуле.

[wjea]

P_sh
Она не принята шарнирной, просто условно предполагается, что крайняя колонна не уравновешенна смежным пролётом.

[p_sh]

мне кажется опять , что логика постановки рабочей арматуры в плите (горизонтальном элементе) на левой части рисунка 7.14 такова, что внутренний момент в плите (горизонтальном элементе) должен быть либо равен нулю, либо направлен в сторону как изображено на рисунке.
[ATTACH]1162621517.GIF[/ATTACH]

[p_sh]

Сообщение от S_Konstr p_sh Вы опять ищете совпадения, а не суть. C0 такое, но получается по дугому: Qb+Qsw=min d(k*Rbt*b*ho^2/Co+qsw*Co)/dCo=-k*Rbt*b*ho^2/Co^2+qsw=0 И отсюда уже находится С0. Т.е ограничений или зависимостей здесь нет.

безусловно, но просчитайте тучу вариантов и при Со в пределах ho<c<2ho получится Qb=Qsw

здесь
ошибка более чем критическая

[wjea]

P_sh
Если Вы сей час приложите силу, на которую мы считаем скалывание,
то получите момент, и соответственно растянутую арматуру.

[p_sh]

действительно получаю.
Получается, что происходит поворот наклонного сечения вокруг точки в верхней части наклонного сечения (там где на рис 7.14 нарисовано Vsd) и сжатие в верхней части плиты.
Но тогда ширину bw следует искать для обозначенного стрелкой [буквой А в рамке] вертикального пунктирного сечения (отстоящего от колонны на расчетную толщину плиты - d)
[А в рамке] - расчетное сечение...
Если конечно принять, что расчетное сечение вертикальное, а не наклоненное под 45 градусов.....На рисунке стрелка притянута к вертикальному сечению....
В книге, тем не менее, нет прямого указания РАСЧЕТНОЕ СЕЧЕНИЕ: вертикальное или наклонное....

[p_sh]

Сообщение от p_sh В книге, тем не менее, нет прямого указания РАСЧЕТНОЕ СЕЧЕНИЕ: вертикальное или наклонное....

и всё таки оно есть.
на рис (7.2а) на стр 226 и оно наклонное ABC. Таким образом получается что минимальная ширина поперечного сечения элемента в растянутой зоне по расчетному сечению, для рассматриваемого случая положения колонны с края плиты bw при действии поперечной силы, расположена по грани колонны.
[ATTACH]1162631324.GIF[/ATTACH]

[p_sh]

о положении отверстия....

если загнать отверстие в угол колонны, то тем самым увеличивается ширина растянутого сечения.

какая-то ерунда.....

[wjea]

P_sh
Спасибо за ссылку, считал, что понятно из формулы и разреза и не стал рассматривать всё, каюсь.
А из чего Вы заключили, что если установить дырку в углу, то уваличится ширина сечения , а не напряжение?

[S_konstr]

to p_sh
Исходя из представленного расчета, как я понимаю, Вы окончательно запутались в понятиях проекция опасного наклонного сечения С и проекция опасной наклонной трещины С0. Туча вариантов не имеет смысла, т.к. для определения Qb Вы подставляете C0. Посмотрите пособие к СНиП по данному пункту.
на п. 144. То, что вы нарисовали - относится к продавливанию, а не срезу плиты. И стрелку почему-то поставили к сжатому контуру.
to wjea
Картинку 7.14, будь я автором книжки, я бы не представлял в виде колонна с краю(7.14 слева), внутренняя колонна(7.14 справа),- диапазон поперечно изгибаемых элементов достаточно широк, и тут одной картинкой не отделаешься. Я бы определил два возможных случая - направление момента, поворачивающего сечение, совпадает с направлением поперечной силы со стороны отсеченной части или нет. Что собственно они и сделали. Так что здесь не идет речь об уравновешенности внутренней колонны. Надо не забывать, что мы рассматриваем плоское сечение с приложенными к нему усилиями с одной стороны. Поэтому я и написал,- стык плита-колонна меня пока не интересует. Когда придет время, я рассмотрю местный срез (продавливание у колонны). Т.е. все, что ограничивает минимальную ширину рассматриваемого сечения - величина процента продольного армирования принимаемая в расчете. И вот тут я смотрю на картинку, вижу, что моему случаю (направление поперечной силы отсеченного сечения совпадает с напр. М) соответствует картинка справа, вне зависимости от того крайняя это колонна или средняя. На этой картинке указано, что для расчетного сечения, проведенного по грани колонны, Asl требуется принимать на расстоянии равном d, и значит при определении мю(ро) я подставляю bw=b+2d. Это же значение, как минимальную ширину сечения в растянутой зоне я учитываю и далее. На основании вышесказанного заключаю,- Вы поняли немного не то.
Что же касается отверстия. Чтобы как-то всунуть его в расчет на срез сечения по принятому методу, я могу только от общей принятой ширины bw отнять ширину отверстия. При этом его местоположение, с учетом вышесказанного, не принципиально. Так что вопрос остается открытым.

[wjea]

S_konstr
У меня такое чувство, что мы как-то размазались, растеклись в своих доводах и рассмотрениях.
Мне необходимо просчитать на срез плиту, у угловой или крайней рядовой колонны.
С начал я обращаюсь к разделу 8.2, но в связи с тем, что я не могу вписаться в погонный критический параметр, он у меня рваный, то воспользоваться этими формулами я не могу, и меня, с такими условиями отправляют в раздел 7. И здесь, уже рассматривается не критический замкнутый параметр, а полоса как функция опоры -- площадки загружения.
И эти два случая Рис 7.14 :
а) угловая плита и плита, примыкающая к крайней рядовой колонне.
б) полоса вдоль крайней рядовой колонны. (это не внутренняя колонна -- внутренняя колонна разработана в разделе 8.2 и даёт замкнутый критический параметр)
Пункты в этих разделах, перекрывают все основные варианты, которые могут быть на перекрытии.
Величина процента армирования, ширину не ограничивает и ни как на неё не влияет, она просто учитывается в прочности, посмотрите на формулу.
Что касается Asl, то мы сначала определяем геометрические параметры, находим bw, смотрим сколько Asl туда попало, и сравниваем с минимально допустимым. Не могу понять ваши хлопоты по назначению ширины в связи с этим Asl. Ширина bw назначается, исходя из принятой схемы крайняя, средняя или какая.
Я не совсем понял Ваши рассуждения по поводу моментов, и если Вы не возражаете что справа на картинке момент сверху, а слева момент снизу, то не стоит об этом.
Что касается отверстия, то вопрос шел не о том, как его учитывать в этом расчёте.
Там дана достаточно ясная схемка как учесть. Мы говорили о главном, куда и как можно сдвинуть, да так, чтобы меньше навредить узлу. И если я Вас не убедил что на угол, тады, я пас.

[S_konstr]

To wjea

И эти два случая Рис 7.14 :... Пункты в этих разделах, перекрывают все основные варианты, которые могут быть на перекрытии.

Если бы раздел, что в СНБ, что в Eurocode назывался "Сопротивление срезу плит у средних и угловых колонн", а не расчет прочности поперечных сечений вообще, то да, может быть и так.

И если я Вас не убедил что на угол, тады, я пас.

Присоединяюсь. Успехов.
[/quote]

[p_sh]

Сообщение от wjea в связи с тем, что я не могу вписаться в погонный критический параметр, он у меня рваный, то воспользоваться этими формулами я не могу, и меня, с такими условиями отправляют в раздел 7. И здесь, уже рассматривается не критический замкнутый параметр, а полоса как функция опоры -- площадки загружения.

вообще говоря одно другого не отменяет
1. раздел 8 не отменяет рваного контура . См рис 8.5 стр 281.
2. раздел 8 требует проверку на срез в местах оговореных на рис 8.3 на стр 281.

wjea. если суть процесса разрушения по наклонному сечению состоит в том, что происходит поворот наклонного сечения вокруг сжатой зоны, то отверстие, расположенное в пределах от грани колонны до этой точки не может существенным образом влиять на прочность по данному параметру.... бред?
Напротив, отверстие расположенное за пределами сжатого контура, откусывает свой кусок от несущей способности.... рис 8.5а стр 281

может продолжим????

S_Konstr по наводке с С и Со кажется разобрался... :? :?
[ATTACH]1162667124.rar[/ATTACH]

[wjea]

P-sh
Рассматривая раздел 8 я не вдаюсь в подробности каких - то вариантов предусмотренных схемками на листе 281 и допускающими расчёт по методе этого раздела. А исхожу из того случая, что не вписываюсь в данные ограничения прдусматривающие применение критического контура, что наиболее вероятно. Например, у меня колонна 400х400 а свес плиты, 300 , или 220. Так вот, на этой же страничке, в самом начале есть указание, что в этом случае делать.
Конечно бред! Не важно, какие там происходят процесы, Вы вырываете из напряженной, ограниченной шириной колонны, несущей плоскости, кокой - то кусок.
Давайте сделаем перерыв. Очень неудобно пользоваться электронным вариантом книги, для таких обсуждений.

[p_sh]

S_konstr
может я чего напутал с С и Со, но результаты расчета по пособию для равномерно распределенной нагрузки и по расчету по снип (перебором значений С от нуля до ho*фи2/фи3) сильно различаются в оценке опасного наклонного сечения. Посмотрите расчет экселем.

wjea
я надеюсь, что вопрос связаный с расчетом на срез и продавливание, еще вызовет интерес. т.к. я полагаю что если контур среза является достаточно протяженным то в нем всё равно имеются места для расчета но продавливанию (например торец пилонов). хотя могу в этом и ошибиться.


Подправил красивость табличек в расчетах в экселе по пунктам 3.30 3,31 3,32 3,35.
стало ясно, что любимые салитеры (Арбат или ЛирАрм) производят расчет по поперечной силе без учета её изменения, - т.е. для случая когда она постоянна по элементу, что солидно прибавляет расчетное поперечное армирование, например в случае с балкой, рассчитаной на равномерно распределенную нагрузку.
[ATTACH]1163054254.rar[/ATTACH]

[S_konstr]

p_sh

Вроде на этот раз ничего не напутали. Просто формула из п.3.32 пособия выводится исходя из того, что убывание действительной поперечной силы при значении C=(Mb/q)^0.5 равно убыванию значения Qb (находится минимум суммы поперечной силы на опоре). Без учета const Qsw, но с ограничениями qsw условием 83 (по СНиП) это дает выполнение всех требований и условий СНиП. Попробуйте ввести такое значение Asw в расчет, чтобы получить qsw , близкое к допустимому.

[Tym]

Сообщение от Prokurat "Рекомендации по проектированию железобетонных монолитных каркасов с плоскими перекрытиями", 1993, НИИЖБ Госстроя Росии?

Конечно тема не новая, но решил поднять.
Согласно п. 3.5 Рекомендаций по безбалочным перекрытиям: в пределах эффективной ширины плиты (не путать с шириной условного ригеля) надо ставить арматуру, которая должна воспринимать не менее 50% (точно вычисляем по формуле) изгибающего момента в узле (сумма моментов в верхней и нижней колонне). Соседняя Тема, а также тема.
В подтверждение этому п. 3.85 Пособия к СП 52-101-2003, а также фраза под рис. 6.12 СП 52-101-2003.
Эффективная ширина плиты определяется согласно этому же пункту, есть еще понятие эффективной ширины плиты в ЕС2.
Еврокод:
п.9.4.1:

Над внутренними колоннами, если более точные расчеты эксплуатационной пригодности не проводятся, необходимо устанавливать верхнюю арматуру с площадью сечения 0,5At, размещенную на ширине, равной 0,125 ширины плиты, с каждой стороны колонны. At — площадь сечения арматуры, требуемая для восприятия полного отрицательного момента, который определяется как сумма моментов от прилегающих половин плиты с каждой стороны колонны.

т.е. на ширине 0,125+0,125=0,25*L нужно уложить верхнюю арматуру воспринимающую 0,5 опорного момента в плите по расчету заменяющей рамы...
п.9.4.2

Арматура, перпендикулярная свободному краю плиты, требуемая для передачи изгибающих моментов от плиты на угловую или крайнюю колонну, должна быть расположена в пределах эффективной ширины be, показанной на рисунке 9.9.

Здесь уже можно додумать что это сумма моментов в верхней и нижней колоннах (при карнизном узле - момент в нижней колонне)...

Поскольку эффективная ширина плиты по ЕС2 и рекомендациям примерно одинакова, получается несоответствие - по ЕС2 плита по нормальным сечениям должна воспринять полный момент, а по рекомендациям половину (оставшуюся половину момента учитываем при расчете на продавливание).

Вопросы:
1. Следует ли следовать данным рекомендациям + СП, либо ЕС2, либо армировать распределенно не заморачиваясь на эффективную ширину...
2. Как поступать при МКЭ расчете?

P.s. Для меня важный вопрос: проектирую перекрытие: 5м /8м /5,5м - поперечная рама, продольная рама 5,8м /8м /6м /6м - получается макс. ячейка 8х8 м. Хочу отстоять вариант безбалочного бескапительнго перекрытия, колонны 400мм х 400мм, плита 200мм, по периметру консольки-малыши...

[yarrus77]

Сообщение от Tym Хочу отстоять вариант безбалочного бескапительнго перекрытия

8х8 с колоннами 400х400 без капителей. ИМХО по прогибам не уложитесь (если только временная не 50 кг/м2) по продавливанию тоже. Хороший и достаточно внятный расчет (и отчет) на продавливание в НОРМКАДЕ.
Сделать капители и не париться.

[Tym]

Сообщение от yarrus77 по прогибам не уложитесь (если только временная не 50 кг/м2) по продавливанию тоже

фактически вы правы... Хотя:
1. по прогибам согласно Stark 2010 по нелинейному расчету с фактическим армированием (не сильно большим) проходит... верить или нет вот в чем вопрос... армирование принято распределенное...
2. продавливание с традиционным сосредоточенным по сторонам армированием d8 АIII не прошло.... усилия Fпрод=431кН, Мпрод=55,3 кНм (это половина от суммы моментов в колоннах)
даже если прошло бы, смущает жесткость самого узла колонна-перекрытие (каркас в чистом виде рамный), поэтому в этой теме и написал... как армировать перекрытие на эффективной ширине - по СП (на 0,5 Млок или на полный по ЕС)
Вообще по продавливанию получается только с распределительной системой - фактически скрытая капитель

p.s. 8х8м безбалочное плоское перекрытие это реально (эксплуатируется без нареканий), правда выполнено с распредсистемой - решаем проблему продавливания и увеличиваем жесткоть узла... однако противников пихать прокат в данный узел тьма...

[yarrus77]

Сообщение от Tym верить или нет вот в чем вопрос...

прям Шекспир: быть или не быть ....
А кому оно надо усложнение? На какую нагрузку считалось? Такие пролеты нужны как правило в ТЦ. А там я нагрузку назначаю 1000 кг/м2. Никто не может предстказать, что за "бутик" в ТЦ будет завтра. И где места складирования. А там нагрузка от 500 до 1500 кг/м2.

Сообщение от Tym смущает жесткость самого узла колонна-перекрытие

правильно смущает. Достаточно посмотреть Штаермана и Иванова разделы о работе узла.

[Tym]

Нагрузки по ТЗ:
1. Собств. вес. с коэф. 1,1.
2. Полы грубо 2х1,2=2,4 кПа (перегородок нет)
3. Полезная (кратковременная) 3х1,2=3,6 кПа
Всего без собсств. веса: 6 кПа.

Сообщение от yarrus77 А там я нагрузку назначаю 1000 кг/м2.

А что входит в эту нагрузку?

[yarrus77]

Сообщение от Tym А что входит в эту нагрузку?

Пардон я имел ввиду не менее 1000 кг/м2. А так сбор произвожу аналогично. Только на перегородки даю 100 кг (6 метров стекла и небольшая нарезка, как-то задумываешься). Увеличение нагрузки естессно в составе кратковременной. Трансформаторы например мощностью 1600 дают и до 2100 кг/м2 (от технологов).
Загружения по безбалочному руководству полосовые и шахматные.