[vv_77]

Уважаемые коллеги, помогите разобраться с расчетом на продавливание при незамкнутом контуре поперечного сечения (крайняя колонна) при наличии двух моментов согласно нового СП по железобетону (общий случай).

А именно:
как определить Wb(момент сопротивления контура расчетного сечения) для каждого из 2-х направлений моментов.

Я что-то совсем зациклился и чувствую, скоро будет взрыв мозгов.

Заранее СПАСИБО!

[Alcher]

Ребят, а где грань между расчетом на продавливание внутри плоского элемента и на краю (на углу)? Сколько должно быть от края колонны до края плиты для расчета внутри элемента?
>ho? Или >1,5ho? Или...?

[Бахил]

Пирамида продавливания обычно под 45 гр. Так что h0.

[GIP]

Сообщение от Бахил Так что h0.

это если без армирования...и конечно расчетный незамкнутый контур должен быть длинее замкнутого....точнее терминологией СП:

Эксцентриситет сосредоточенной силы относительно центра тяжести контура расчетного сечения

должен быть положительным (формула 3.181 пособия к СП52 )

[frostyfrost]

Сообщение от Alcher Ребят, а где грань между расчетом на продавливание внутри плоского элемента и на краю (на углу)?

В первой прикидке, там, где у Вас длина расчетного периметра как для внутренней колонны, будет меньше расчетного периметра для края и угла.

[retal]

интересно, почему в СП не учитываются мембранные усилия при расчете на продавливание ?

[Alcher]

Смотрю пример №41 пособия к СП52-101-2003, там расстояние от края колонны до края плиты 250мм. При этом h0=200мм. Получается уже 1,25ho и считают как случай на краю элемента.
Может 1,5ho? Какие мысли?

[frostyfrost]

Сообщение от Alcher Смотрю пример №41 пособия к СП52-101-2003, там расстояние от края колонны до края плиты 250мм. При этом h0=200мм. Получается уже 1,25ho и считают как случай на краю элемента. Может 1,5ho? Какие мысли?

Как я уже выше писал, минимальное требование, чтобы периметр "у края" или "угловая" был меньше не усеченного периметра "колонна внутри здания". В детальном случае параметры периметра и моментов сопротивления для варианта внутренней колонны должны иметь меньшие значения, чем для угла и края. Можно в запас еще процентов 20 накинуть.

[Alcher]

Сообщение от frostyfrost Как я уже выше писал, минимальное требование, чтобы периметр "у края" или "угловая" был меньше не усеченного периметра "колонна внутри здания". В детальном случае параметры периметра и моментов сопротивления для варианта внутренней колонны должны иметь меньшие значения, чем для угла и края. Можно в запас еще процентов 20 накинуть.

Ааа, вот оно что. Получается чтобы это отследить нужно прикинуть два случая (внутри и у края) и сравнить периметры.
Понял, спасибо!

[frostyfrost]

Сообщение от Alcher Ааа, вот оно что. Получается чтобы это отследить нужно прикинуть два случая (внутри и у края) и сравнить периметры. Понял, спасибо!

Лучше еще и моменты сопротивления сравнить на всякий случай. Хотя обычно для угловых и крайних колонн вклад от моментов в большинстве случаев больше вклада по поперечной силе, т.е. в зависимости от норм имеем F<=2*F_ult для СП52 или F<=1.5*F_ult для СП63, которые завязаны только на периметре.

[Skovorodker]

Спрошу здесь.
Пытаюсь рассчитать на продавливание плоскую плиту (например центральная колонна - продавливающая нагрузка 50т, колонна 400х400мм, плита 200мм, моменты незначительны). Хочу применить жесткую арматуру. В некоторых расчетах, что мне попадались, (например, в этой теме http://forum.dwg.ru/showpost.php?p=1066962&postcount=12), жесткая арматура считается не только на Q, но и на изгибающий момент (от продавливающей нагрузки, приложенной на вылеты жесткой арматуры). Вопрос – зачем? Ведь у нас на этот момент воспринимает бетонное сечение плиты с верхней надопорной арматурой? И кстати, швеллер 10 не разместить нормально в плите 200мм – не будут соблюдаться защитные слои арматуры. Поэтому и думаю ставить уголки, которые даже лучше чем швеллер воспринимают Q, но они, естественно, не пройдут по изгибающему моменту (если по нему считать).

[Skovorodker]

Господа, кто хорошо разобрался в расчете продавливания перекрытий с учетом момента по СП, можете проконсультировать?
Вопросы по примеру 41 пособия к СП 52-101-2003
Расчет при расположении колонны у края плиты.
1. В примере момент от эксцентричного приложения F вычитается из момента, который действует в колоннах (Mloc), написано, что они противоположны по знаку. Почему? Судя по картинке 3.51 они наоборот направлены в одну сторону и должны складываться.
2. Согласно СП п.6.2.51 нужно принимать меньший Wbx из Wbx=Ibx/x0 и Wbx=Ibx/(Lx-x0), а в примере 41 выбрано большее значение (там выбрано по направлению момента).
3. В примере отношение M/Wb получилось больше отношения F/u в 2 раза, но значение M/Wb в расчете берется без понижения. А согласно СП M/Mult должно приниматься не более F/Fult

[eilukha]

Сообщение от Skovorodker (например, в этой теме http://forum.dwg.ru/showpost.php?p=1066962&postcount=12)

- не баловство ли это? Такое в нормах есть? Охваченный полками бетон никуда не денется, а вот со стороны обушков швеллера не проскользнёт ли вдоль стенок? Распределение продавливающей силы по длине консолей в предельном состоянии вряд ли равномерное будет, не захочет ли плита передать силу ближе концам?

[Skovorodker]

Сообщение от eilukha - не баловство ли это? Такое в нормах есть? Охваченный полками бетон никуда не денется, а вот со стороны обушков швеллера не проскользнёт ли вдоль стенок? Распределение продавливающей силы по длине консолей в предельном состоянии вряд ли равномерное будет, не захочет ли плита передать силу ближе концам?

В нормах нет, оно упоминается в литературе и в Научно-технический отчете по продавливанию ( http://dwg.ru/dnl/2010 ), и насколько я знаю, это решение часто применяется на практике, но нет нормальной методики по расчету. Понятно, что такую арматуру нужно считать на полную Q (вся продавливающая сила воспринимается только жесткой арматурой), т.е. по сути - скрытая консоль, но мне непонятно почему эта арматура должа воспринимать еще и изгибающий момент (если плита соответствующе заармирована).
С Вашим замечанием по поводу ненадежности связи бетон-профиль согласен. Поэтому, думаю применять уголки развернутые полками наружу (см.файл)

[eilukha]

Сообщение от Skovorodker почему эта арматура должа воспринимать еще и изгибающий момент

- а какой момент? Если передать на уголки весь момент который в приопорной зоне, то никакая жесткая арматура не выдержит, да с какой стати, если они работают совместно. Логичнее распределить момент пропорционально изгибной жёсткости, тогда он будет мал.

[Skovorodker]

Сообщение от eilukha - а какой момент? Если передать на уголки весь момент который в приопорной зоне, то никакая жесткая арматура не выдержит, да с какой стати, если они работают совместно. Логичнее распределить момент пропорционально изгибной жёсткости, тогда он будет мал.

В том примере, который выложил выше (N370), эта жесткая арматура рассматривается как консоли из колонны (а плита в приопорной зоне в работе не участвует), на эти консольные вылеты распределяется вся нагрузка от перекрытия, приходящаяся на данную колонну, т.е. чем длиннее, консоль тем больше изгибающий момент в ней (при той же Q). Уголок естественно на такой момент не пройдет, и я сомневаюсь, что так считать корректно. Я бы конечно, не парился и в запас применил бы швеллер 10, но он не влезет в перекрытие 200мм, не будут соблюдены защитные слои для арматуры плиты. (Хотя в примере перекрытие тоже 200мм)

[SergeyKonstr]

Сообщение от Skovorodker В нормах нет, оно упоминается в литературе и в Научно-технический отчете по продавливанию ( http://dwg.ru/dnl/2010 ), и насколько я знаю, это решение часто применяется на практике, но нет нормальной методики по расчету

Offtop: п. 6 Отчета, вот и вся методика. Только ваш уголочек не заанкерен в верхней зоне плиты.

Сообщение от Skovorodker Понятно, что такую арматуру нужно считать на полную Q (вся продавливающая сила воспринимается только жесткой арматурой), т.е. по сути - скрытая консоль,

Offtop: Да нет. Консоль другое.

[An2]

2 Skovorodker:

расчет на продавливание с жесткой арматурой по методике отчета Залесова, выполняется по общим правилам...
т.е. жесткая арматура рассматривается как обычная, площадью равной t*h (толщина и высота стенки профиля)...
несущая способность определяется как вклад бетона и жесткой арматуры, на которую также действует ограничение по вкладу.

эти положения заимствованы из работы Фишеровой (других работ у нас не видел) и они отличаются от требований ACI, в части доли вклада, а также в нормах есть ряд важных конструктивных требований для обеспечения устойчивости сжатых полок и др.

я был бы поаккуратней с данным армированием...норм у нас нет и в ближайшее время не появиться...а то что придумывают отдельные личности из культурной столицы попахивает прокуратурой..

[GIP]

Сообщение от Skovorodker 1. В примере момент от эксцентричного приложения F вычитается из момента, который действует в колоннах (Mloc), написано, что они противоположны по знаку. Почему? Судя по картинке 3.51 они наоборот направлены в одну сторону и должны складываться.

действующий момент крутит против часовой стрелки, а сила F, которая действует снизу смещена влево от центра тяжести контура, поэтом дает момент по часовой стрелке, поэтому минусуем......

Сообщение от Skovorodker 2. Согласно СП п.6.2.51 нужно принимать меньший Wbx из Wbx=Ibx/x0 и Wbx=Ibx/(Lx-x0), а в примере 41 выбрано большее значение (там выбрано по направлению момента).

в самом пособии п.3.84 даны два значения y=Lx*(Lx+Ly)/u - для волокна у свободного края и для внутреннего волокна y=Lx^2/u
так как в примере 41 загружено внутреннее волокно, в расчете y=Lx^2/u

Сообщение от Skovorodker В примере отношение M/Wb получилось больше отношения F/u в 2 раза, но значение M/Wb в расчете берется без понижения. А согласно СП M/Mult должно приниматься не более F/Fult

наверное потому, что и без проверки на уменьшение M/Wb условие прочности выполняется.....

[SergeyKonstr]

Сообщение от An2 попахивает прокуратурой..

За свои 30 лет уже настолько испужен, что хочется вам сказать - не можете - ну и не хрен влазить в нормы. тем паче пугать.

[An2]

Это не для бесстрашных рекомендация. А Вам удачи