[jula89]

Добрый вечер!
Кто знает почему при расчете на продавливании по СП 63.13330.2012 (и по СП 52-101-2003;в пособии к СП 52-101-2003 пункт 3.86) Fb,ult > Fsw,ult поперечная арматура не может нести больше чем бетон?
Спасибо!

Вместе с бетоном провалится.

[swell{d}]

а кто-нибудь исследовал продавливание чисто стальных узлов?

[frostyfrost]

Сообщение от jula89 Добрый вечер! Кто знает почему при расчете на продавливании по СП 63.13330.2012 (и по СП 52-101-2003;в пособии к СП 52-101-2003 пункт 3.86) Fb,ult > Fsw,ult поперечная арматура не может нести больше чем бетон? Спасибо!

Возможно разрушение по сжатому бетону в зоне между колонной и началом поперечного армирования. Там правда написано, что учитывается в расчете "не более". С точки зрения нормативной несущей способности все равно по бетону у Вас еще 50 процентов имеется. По нормам ЕС несущая способность для ряда случаев получается больше наших норм. В некоторых случаях можно даже переармировать (не превышая нормативную несущую способность), если конструктивно расположить арматуру сможете. При расчете на прогрессирующее обрушение или по огнестойкости так сказать поможет.

swell{d}, што еще за продавливание?) Пластину толщиной в 100 мм сосредоточенной силой?))

В стали все логично и правильно. Все силы распределяются по стержням. Нет такого, как в ЖБ, чтоб сила с одной колонны передалась не вниз на другую, а отчасти зачем-то расползлась по перекрытию. Потому и нет продавливаний. Есть N, есть изгиб, есть кручение. Есть стесненное. Ничего лишнего.

[jula89]

frostyfrost, Вы хотите сказать, что это ограничение связано с возможностью продавливания плиты в зоне от края колонны до h0/2 (расстояние до первого ряда поперечной арматуры)? А как это объясняется, можете ссылку на литературу скинуть?

[frostyfrost]

Да, зона от грани колонны до h0/2. Поищите в интернете по запросу Critical Shear Crack Theory, по ней есть работы Muttoni, которые вошли в CEB-FIP Model Code 2010. В них есть схемы продавливания в зависимости от различного процента армирования поперечного. Схема несколько отличается от представления в нашем СП, но для образования хорошо подходит.

[jula89]

Я думала, что ограничение по поперечной арматуре (от 0,25 Rb*U*h0 до Rb*U*h0) связано с тем, что арматура не должна нести больше бетона (или, что конструктивно больше арматуры не поставить) , а не меньше 0,25 с тем, что еще меньше смысла нет принимать. Только вот никак не могла это из формул получить (ссылалась на то, что эти ограничения получены из опытов).

[frostyfrost]

А сколько тут должен нести бетон?) Ведь рассматривается удвоенная прочность на растяжение (предельная прочность бетона на срез?), а не по сжатию (можем провести аналогию по балками с 0.3Rb*b*h0). Думаю тут скорее всего ограниченный набор материалов. Если не прав, то коллеги поправят.

[мозголом из Самары]

Сообщение от frostyfrost Да, зона от грани колонны до h0/2.

При продавливании между колонной и первым стержнем происходит срез бетона. сопротивление бетона срезу примерно в 2 раза больше чем растяжению, и получается что переармировать сечение не имеет смысла т.к. колонна срежет плиту между своей гранью и 1 стержнем. При армировании жесткой арматурой таких ограничений нет, да и какой нибудь швеллер способен непрерывно на всей длине воспринимать Q. Это чисто мое мнение.

[frostyfrost]

Сообщение от мозголом из Самары При продавливании между колонной и первым стержнем происходит срез бетона.

У вас там среза нет, слишком много сжатых сигм. Опыты (из тех картинок, что видел), ЕС2, а так же американские нормы говорят в этом случае про разрушение по сжатому бетону. По поводу переармировать. Когда выходим на нормативные характеристики (расчеты по прогрессирующему, по огнестойкости), мы имеем такие же требования по расчету на продавливание, а именно не превышать 2Rbt,n. Множитель к Rbt - 1.5, к арматуре - 1.15 предположим.

[SergeyKonstr]

Offtop: Как-то чего-то не так

[Дрюха]

Сообщение от SergeyKonstr Offtop: Как-то чего-то не так

Offtop: Не подскажите, из каких книг вырезаны первая и вторая картинки (третья - это кодыш)?

[мозголом из Самары]

Сообщение от frostyfrost У вас там среза нет, слишком много сжатых сигм.

Откуда множество сжатых сигм при срезе?

[SergeyKonstr]

Сообщение от Дрюха Не подскажите, из каких книг вырезаны первая и вторая картинки

Клованич с.Ф., Шеховцов В.И. "Продавливание ЖБ плит. Натурный и численный эксперимент", Одесса, 2011.
"Краткие заметки о расчете ЖБК на действие поперечных сил и моментов", М, 2008.

[frostyfrost]

Процесс аналогичен разрушению по сжатой бетонной полосе. По главным растягивающим напряжениям у вас идет трещина, по главным сжимающим - разрушение бетона. Тогда вопрос, почему в балках нет ограничения в 2Rbt. 0.3Rb всегда будет больше Rbt

При армировании жесткой арматурой таких ограничений нет, да и какой нибудь швеллер способен непрерывно на всей длине воспринимать Q. Это чисто мое мнение.

В этом случае вполне возможно расслоение бетона, что не есть гуд.

[eilukha]

Сообщение от jula89 почему при расчете на продавливании (...) поперечная арматура не может нести больше чем бетон?

- возможно, по той же причине, что и сварка не работает вместе с болтами - разная деформативность в предельном состоянии (пока арматура будет включаться в работу, бетон уже треснет, вернее порвётся, т. к. там растяжение, а предельная растяжимость бетона мала).

[frostyfrost]

eilukha, как уже выкладывал SergeyKonstr, принято, что поперечная арматура в момент продавливания находится в состоянии пластичности. Совместность деформаций в этом случае возможна с большими натяжками. Или я в чем-то ошибаюсь?

[Ryntik]

в российских нормах принято(как и во многих других), что сопротивление бетона продавливанию в конкретном случае есть велечина постоянная и не зависит от многих факторов, к примеру от количества поперечной арматуры(условно дано лишь ограничение на восприятие поперечной арматурой части нагрузки). На самом деле, сопротивление бетона, также как и поперечной арматуры, продавливанию, есть велечина не постоянная, и в первую очередь зависит от угла поворота приопорной зоны. От велечины угла поворота в свою очередь будет зависить ширина раскрытия наклонной трещины. А от ширины наклонной трещины зависит велечина напряжений в арматуре. Напряжения в поперечной арматуре будут сависить конечно и от условий анкеровки, жесткости продольной арматуры и т.п.. Таким образом, при увелечении ширины раскрытия трещины(и ее длины), уменьшается(не по линейному закону) несущая способность бетона продавливанию, и наоборот, увеличивается воспринимаемая поперечной арматурой(также не по линейному закону). И я как понимаю, насыщая опорную зону поперечной арматурой, и тем самым допуская раскрытие больших наклонных трещин, несущая способность бетона продавливанию значительно уменьшается, вплоть до разрушения.

[frostyfrost]

О! Узнаю МС2010) Только величину раскрытия наклонной трещины по идее должная определять и поперечная арматура через корень квадратный. В этом плане наверно близкий к идеальному варианту вариант в виде отгибов, который пересекает наклонную трещину и не дает ей раскрываться, действуя совместно с арматурой продольной.
Увеличивая несущую способность по арматуре, мы в определенный момент тупо по сжатой наклонной полосе (цилиндрическому вкладышу и т.п.) не пройдем, что отражено в ЕС2 Vrd,max = 0.5*v*Fcd (что примерно равно 0.25*Rb, при учете соотношения периметра продавливания по СП к периметру колонны по ЕС2 получим порядка 0.167 для колонны 400х400 мм при h0=200 мм. Кстати, при учете разницы между Rbn и Rbtn получаем число от 2-х и выше в зависимости от соотношения периметров колонны и контура продавливания), а так же работах Muttoni (MC2010), на которого Ryntik ссылаетесь.

[Ryntik]

Muttoni, Beuttel, Stein.

Сообщение от frostyfrost мы в определенный момент тупо по сжатой наклонной полосе (цилиндрическому вкладышу и т.п.) не пройдем

согласен.
frostyfrost, а вот вы как считаете, с чем связан данный коеффициент '0,5*v' (в российских нормах в расчете балок на поперечную силу там просто коефф. '0,3') в формуле по определению прочности бетонной полосы между наклонными трещинами? т.е. из каких предпосылок он был определен?

[frostyfrost]

0.5*v*fcd, как уже писал дает примерно 0.25*Rb, в России - 0.3. Скорее всего по опытным данным. Надо диссертации смотреть.

[Ryntik]

ну да, в еврокоде он от прочности бетона зависит. я вот думал, что данный коефф. есть нечто подбное граничной относительной высоте сжатой зоны бетона при расчете нормальных сечений. Только там конечно напряженное состояние немного другое. но сам принцип думал похожий. т.е. коефф. зависит от деформативных свойств материалов, а точнее велечины раскырия наклонной трещины. За информацию из диссертации был бы благодарен!)

[frostyfrost]

Кстати, вот построил график нормирования несущей способности по сжатому бетону (по ЕС2) к растянутому бетону (по СП) от Rbn в МПа к отношению ширины грани колонны (b=x*h0). x изменяется от 1.5 до 3 (ограничение в 3h0 взял по МС2010). Рассмотрен нормативный случай. Если кто увидит ошибки в формулах, то пишите))) Коэффициент перехода от Rbn к Rbtn взял 1/12