[eilukha]

Имеется одноэтажное холодное здание без крана, площадка строительства несейсмическая, ветровой район - 3 и более.
Если подходить формально, то прочность базы на сдвиг (по СП 43) от действия горизонтальных сил без использования упоров не обеспечена даже для рядовых (несвязевых) колонн. Упоры значительно увеличивают размер подоконника.
Вопрос: стоит ли надеяться на восприятие сдвигающих усилий конструкцией пола и не устанавливать упоры хотя бы для рядовых колонн, где усилие сдвига сравнительно невелико?
Прим.: подбор анкеров с учётом работы из на сдвиг (через усилие затяжки) обычно даёт очень большие диаметры и требует контролируемого натяжения гаек.

[v.psk]

Сообщение от Tyhig у меня тоже около 5-7 тс получается

ну,... ради такого изобретать теорию....
фиксировать то упор как предполагается?
может конструктивно решить вопрос, приварить обрезки арматуры, если мало места для анкеровки - пэшки? а захочется - в двух уровнях.
тут то как раз простая теория расчета.

[Tyhig]

Offtop: v.psk, приварить нельзя. Обычно там густая поперечка, продевают упоры сквозь неё. Даже обвязать тот ещё номер.

[v.psk]

Tyhig, поделись пожалуйста фото, где настолько густо, что не приварить у верха упора стержни.
А если прямо настолько густо, то чего переживать за выкалывание бетона.....

[РастОК]

Offtop: Мимопроходил/ как вариант, для начального приближения может проще замоделировать в МКЭ плоской схемой?

[Старый Дилетант]

Сообщение от Tyhig Кстати, почему у народа здания не падали все эти 80 лет.

Потому, что шпоры в большинстве зданий просто не нужны.

----- добавлено через ~17 мин. -----

Сообщение от Tyhig Обычно там густая поперечка, продевают упоры сквозь неё. Даже обвязать тот ещё номер

Густая поперечка, сквозь которую "продевают упоры" и предотвратит выкол, восприняв усилия от упоров.
Offtop: Не пошла бы мода на упоры как на П-шки в монолите, которые ставят повсюду, где надо и не надо.

[Verloc]

Наконец-то на пятой странмце подсказали про поперечную арматуру. Думаю, еще через пять страниц догадаются открыть учебник Голышева и почитать про армирование стаканов под сборную колонну.

[Baumann]

Серия 1.412.1-6

[eilukha]

Попробовал посчитать объёмники нелинейными в скаде, что-то ничего не получилось.

[Tyhig]

Из Катюшина расстояние от упора до грани фундамента по выколу должно быть
0,5*14,5*0,2/1,05=1,38 м
А нагрузки для швеллера 20П порядка 120-150 кН, но не на смятие или выкол, а на нечто непонятное придуманное Катюшиным. Может быть он и гуру стальных конструкций и в этой теме подразобрался лучше всех, но пока такие вот выводы из его формул.

[eilukha]

См. это.

[Tyhig]

Сейчас подумал, что про выкол это, должно быть, опечатка... Всё-таки у него статус, репутация, все дела.
Эпюры, вон, верно нарисовал. Анализирует только странно. Не смятие и не выкол. Очень далеко от норм отошёл. Нам туда не надо.

[27legion]

ссылка на интернет калькулятор расчета упоров https://beezduke.ru/catcher2018/index.htm

[Виkтор]

Сообщение от 27legion ссылка на интернет калькулятор расчета упоров https://beezduke.ru/catcher2018/index.htm

Похоже на Харьковскую методику

[yarrus77]

Offtop:

Сообщение от 27legion ссылка на интернет калькулятор расчета упоров

если я не ошибаюсь, это делал бывший мой коллега, щас должен в Испании проживать.

[Tyhig]

Обновил некоторые допущения и выводы методики. Заменил допущение "1,5" на коэффициент k, который оказался сильно различен для разных направлений упора.
Добавил расчётный файлик екселя в даунлоад. https://dwg.ru/dnl/15304
В файле только упор 20П, бетон В15 и В25, а=100 мм. Подразумевается наполнение некоей базы выводов из расчётов МКЭ для k и h1 по другим упорам таинственными добровольцами.
Прошу, при возможности, публиковать в теме результаты расчётов для других упоров.

Допущения методики
Верхняя эпюра имеет параболическую форму (парабола в упругом расчёте, в упруго-пластическом расчёте иная форма), но в целях упрощения расчёта форма принимается треугольной.
Выкол и смятие считаются от верхней эпюры давления, а не от нагрузки на упор. Равнодействующая сила верхней эпюры принимается k*Q.
Отдельным расчётом в МКЭ определяется высота верхней эпюры давления упора на бетон h1 для каждого направления нагрузки, в зависимости от сечения упора, класса бетона, глубины заделки упора Hу, высоты приложения нагрузки на упор от обреза фундамента a.
Отдельным расчётом в МКЭ для каждого направления нагрузки определяются коэффициенты k к нагрузке на упор Q для получения равнодействующей силы от верхней эпюры давления упора на бетон.
Принимается сцепление бетона к стали упора 0 МПа.
Поперечная арматура подколонника в расчёте выкола не учитывается.
Высота верхней эпюры давления упора на бетон h1 не зависит от расстояния от упора до грани фундамента L (согласно анализу расчётов МКЭ в SCAD Office с L=200…500 мм разницы между h1 не выявлено).
Высота верхней эпюры давления упора на бетон h1 крайне слабо (до 3% разницы для 20П в диапазоне Hупора=300-1200 мм) зависит от глубины заделки упора Hупора в её разумном диапазоне. Предлагается игнорировать глубины заделки при назначении h1.
Высота верхней эпюры давления упора на бетон h1 слабо (от 0% разницы для жесткого стержня до 9% для гибкого стержня) зависит от нагрузки на упор Q. Однако в диапазоне Q до несущей способности по выколу и для гибкого стержня h1 меняется крайне слабо (0%). Предлагается игнорировать зависимость k и h1 от Q в диапазоне до несущей способности по выколу.


В МКЭ в трехмерной постановке определяем для конкретного сечения упора, класса бетона и высоты кончика упора коэффициент k и высоту верхней эпюры h1. Рекомендации к моделированию изложены в файле ексель.

Расчёт на выкол по бетону
eQ - эксцентриситет между центром площади выкола и осью упора в плане. eQ находим из геометрии подколонника и упора.
eh - эксцентриситет от внецентренного приложения равнодействующей k*Q треугольной эпюры высотой h1.
eh = (h1+c3)/2 - h1 /3 = h1 /2 +c3/2 - h1 /3 = 1/6*h1 + c3/2
Авыкола=((с1+с2)*(h1+c3)+с3*bупора)
Q < 0,5/k*Rbt*Авыкола / (1+3,5*eQ/(с1+bупора+с2) +3,5*eh/(h1+с3) )

Расчёт на смятие по бетону
Q<пси*Rb,loc*Ab,loc (СП 63)
пси= 0,75
Ab,loc=h1*bупора
Ab,max=3*h1*bупора
фиb=0,8*(Ab,max/Ab,loc)^0,5
Rb,loc=фиb*Rb
k*Q = 0,75*Rb,loc*Ab,loc
k*Q = 0,75*0,8*(Ab,max/Ab,loc)^0,5*Rb*Ab,loc
k*Q = 0,75*0,8*(3*h1*bупора/ (h1*bупора) )^0,5*Rb*h1*bупора
k*Q = 0,75*0,8*(3)^0,5*Rb*h1*bупора
Q < 0,75*0,8*(3)^0,5 / k*Rb*h1*bупора


На выкол получаются совсем смешные величины для обычных расстояний L=250-300 мм от грани подколонника до упора.
Новая методика, возможно, заставит проектировщиков утолщать подколонники по упорам на выкол до L=400-450 мм.
Например для L=0,3 м Упор 20П, бетон В25, а=100 мм получилось:
Qx = 28,5 кН
Qy = 44 кН
А переход критерия выкола в критерий смятия (с приближением к величинам Троицкого) происходит при L=0,55 м.


Прошу подрядные организации занимающиеся демонтажом промышленных зданий, перед демонтажом фундаментов выполнить испытания существующих упоров на выкол и опубликовать результаты испытаний.

В любом случае требуются испытания. В ходе испытаний следует узнавать сечение упора, класс бетона, Hупора, L, устанавливать а, с1, с2, с3, фактическое армирование. При нагружении нагружать ступенями не более 1/10*Q от разрушающей нагрузки до образования выкола. В ходе каждого испытания необходимо определять деформации f кончика упора для каждой ступени нагружения. Кончик упора, на который придётся нагрузка, перед испытаниями необходимо обребрить. При обработке и анализе испытаний тогда потребуется увязать прогиб кончика бетона с прогибом упора на границе с бетоном (эту величину можно анализировать на предельные деформации в бетоне). Эта увязка может оказаться невозможной.
Очень желательно (но трудно) сразу фиксировать ещё и деформации прогиба упора на границе с бетоном.
При анализе испытаний необходимо выделять зону увеличенной деформации на графике зависимости Q от f. Предполагается, что поперечное армирование может или начать работать только после некоей деформации зоны выкола и кончика упора или не начать работать до момента выкола бетона.

[Tyhig]

В общем, получилось из огня да в полымя.
В прошлой методике ИБЗ вычислялась глубина упора и она же давала бесконечный запас прочности на смятие по бетону. Это был основной недостаток, за который ругали.
В новой методике из расчёта исключена глубина упора и h1 при уменьшении этой глубины совсем почти не меняется. То есть совсем мало, до 2-3%.
Для швеллера 20П анализировал МКЭ с Hупора=100 мм. h1 как была 50 мм, так и осталась почти такой же.
То ли я чего-то не понимаю, то ли это шнобелевская премия за микроупоры глубиной 100 мм.
Уже несколько дней бьюсь над загадкой, почему верхняя эпюра h1 крайне слабо зависит от глубины заделки упора даже на малых глубинах.
Изначально было ясно, что h1 не будет зависеть от Hупора при больших традиционных глубинах заделки. В этом и была соль методики.
Нет, даже и зависимость слабая есть. Пара миллиметров натекает при уменьшении глубины упора... Но почему так мало ?
И даже очевидно, что для глубины меньше 100 мм, это h1 будет резко уменьшаться до 0,6-0,7 глубины.

Делаю расчёты в МКЭ без учёта пластичности. Это неправильно. Но это не может давать столь большую разницу.

Начинаю склоняться к тому, что, видимо, это правильно и так и должно быть.
И действительно h1 слабо зависит от глубины заделки при Hупора>высоты сечения (например Hупора=100 мм > 76 мм для швеллера 20П).

Непонятно, теперь, что с этим делать.
Неужели упор глубиной 100 мм будет равнопрочен упору глубиной 600 мм... А ведь всё к этому и идёт.

В голову лезут мысли о разной податливости, прогибе таких упоров. Но как это использовать не ясно.
По идее, можно было бы придумать некое ограничение по предельной относительной деформации бетона.
К сожалению, предельная относительная деформация бетона относится к НДС изгиб или внецентренное сжатие. Не знаю как присобачить епсилон к выколу.
Как вариант подумал про расчёт зоны выкола в НДМ. НДМ выдаст по верхним кэ у границы бетона некие деформации. Но вот с чем их сравнить ? По идее, те же дефорамции есть уже сейчас в мкэ моделях...
Можно было бы нормативно ограничить прогиб упора в бетоне. Но опять же как, по какому численному критерию.

Понятно, что упор глубиной Hупора=100 мм будет более податливым, чем при 600 мм. Но сверху "шарнир", конструкция от бОльшего прогиба явно не развалится.
Или развалится...
Интересно.
Может быть посчитать сварной шов на кручение вокруг его оси ?
Но для этого нет методики...

[Ильнур]

Выколы, упоры, шпоры...
Надо обрез фундамента сеткой 15х150 заармировать. А если мало покажется, то в 3 слоя. И никого не будет выкалывать.
И болты надо потолще назначать, причем считать их по классике для МК (а не по жб-методике для изгибаемых).
М30 при толщине подливки 80 мм из М200 выдержит 1 тонну сдвига, итого на 4 болта 4 тонны. Откуда числа? - из головы. Там откуда - не помню, для этой информации места не осталось.
Если что-то пойдет не так, болт чуть изогнется пластически, и прижмет базу автоматически.
Короче, Илюха опять паникует и жуть наводит.
Правильно говорит Старый Дилетант - сто лет стояли и еще то лет постоим.
Вам что что предъявили сдвиг? Где сдвинулась колонна? Фото, протокол, свидетели есть? Или, как говорил профессор Преображенский, разруха в головах?

[Tyhig]

Сообщение от Ильнур Надо обрез фундамента сеткой 15х150 заармировать.

Или не надо ? Вы каждый фундамент сетками армируете ? Я нет.

Сообщение от Ильнур М30 при толщине подливки 80 мм из М200 выдержит 1 тонну сдвига, итого на 4 болта 4 тонны.

Болты не работают на сдвиг. Но даже если, то 100 кгс на болт М30. Троицкий Этажерки.

Сообщение от Ильнур Если что-то пойдет не так, болт чуть изогнется пластически, и прижмет базу автоматически.

Болт рассчитан без запаса прочности. При изгибе лопнет.

Сообщение от Ильнур Короче, Илюха опять паникует и жуть наводит.

Ну, в общем-то, я согласен. Всё Ильюха виноват.

Сообщение от Ильнур Правильно говорит Старый Дилетант - сто лет стояли и еще то лет постоим. Вам что что предъявили сдвиг? Где сдвинулась колонна? Фото, протокол, свидетели есть? Или, как говорил профессор Преображенский, разруха в головах

Необъяснённые запасы прочности надо выявлять, объяснять и уменьшать.

[eilukha]

Сообщение от Ильнур Правильно говорит Старый Дилетант

- по поводу учёта сжатия от момента, возможно. Если это сжатие учитывать, то в жёсткой базе шпоры не требуются никогда от поперечки в плоскости момента (точнее, если колонна выше 5-7 высот сечения колонны). Почему-то нормы стесняются учитывать такое сжатие. Возможно потому что площадка сжатия имеет малые размеры и бетон в этой площадке загружен близко пределу. Либо потому что площадка сжатия близко к краю и горизонтальные силы в ней спровоцируют скол края подколонника. Одно дело поперечку передать на весь подколонник, другое дело на площадку 20х20 см, в которой напряжения (0,5-1,0)*Rb.

[Podpolie]

Мужики, я в Вашу математику не лезу. Но тут был запрос испытать эти нехорошие упоры. Я слежу за Вашим триллером.
Я не понимаю на что Вы время свое гробите? Холостые это понятно))).
1) Чем глубже засунуть швеллер, тем лучше для бетона это факт, но не надо глубоко))). 100мм заделка это как мертвому припарок.
2) Берите то что отцы, т.е. старшее поколение типа Троицкого и т.п. придумало.
Почему пишу у меня был период когда я штамповал фундаменты под башни сотовой связи пачками в течении N-кол-ва лет. ну повезло подсесть. Там тоже шпор, аж по 4 на болванку бетона. Горизонтальные нагрузки, да смеются они над Вашими колоннами складов пускай и с кранами. 10-12 тонн на горизонталь одной лапы это ерунда была. Один момент, конечно Ваши склады с практически постоянной нагрузкой. а у меня больше временная. Все стоит. А башни от 20 до 200 метров. В расчетах анкеров учитывал эти нагрузки. Для вспоможения еще и шпоры ставил. У буржуев, в проектах вообще шпор не видел. Из более 3000 штук свалилась только одна - гайки скрутили и сперли на не охраняемом свежепостроенном объекте.
У меня обычно грубо 200мм торчит, вниз 800мм. По метру легко резать. Все по нормам гуру. + к этому добру приваривается арматура горизонтальная. куда там деформироваться? + сетки положенные по СП или СНиП. Могу сбросить типовуху.
Может лучше выйти из тени и пивка попить)))? Извините конечно....