[cosoFF]

добрый вечер,подскажите,как учитывать момент при расчете на продавливание по СП. С N все понятно, из надколонной вычитаем подколонную,а вот моменты заставляют сомневаться
есть два пути
1) М=(4,68-4,08)/2=0.3
2) М=(4,68+4,08)/2=4.38

СП и пособие не дают четкого понимания.вопрос задавал не один раз на в похожих темах,но доходчивого ответа так и не услышал,вот и вынес в отдельную тему.

нет моментов в колоннах, а есть в плите? А как эти моменты участвуют в продавливании тогда? Колонна-то просто силой вертикальной давит, не?

[Kykycuk]

шахматно загружаете плиту временной нагрузкой и появляются моменты. В рамно-связевом каркасе никогда не видел, чтобы в колонне момент был нулевой, сколько-нибудь да есть всегда.

[cosoFF]

Сообщение от Arm.Kon Я так понял - вопрос останется открытым (как говорится - дело ясное, что - дело темное). Действительно - никто точно не знает? Я (лично) - поступаю так: - расчет продольной арматуры - на полный опорный момент в ригеле/плите (без всяких там 0,5) - расчет поперечной арматуры - на полное значение Q из SCADа + 0,3 М(в ригеле/плите) тоже из SCADа в независимости от суммы любых моментов в любых колоннах. Чего и Вам желаю.

кстати вот нашел,очень интересно и доходчиво см. вложение


боюсь не совсем верный подход,в силу того что сущестует ограничение 2Fb ult. а тут можно прозевать его.хотя обсуждалось в другой теме,природа этого ограничения мне непонятна
так же не ясно назначение поперечного армирования выходящего за пределы контура на ho.для чего она?

[Arm.Kon]

Для #41
Моменты в колоннах ( и N и Q) конечно присутствуют, но они воспринимаются самой колонной (ее бетоном и арматурой) и никак,
на мой взгляд, не участвуют в продавливании плиты/ригеля. Колонна давит "вертикальной силой" сама на себя (от верхней
колонны - через "тонкую прокладку" (т.е. перекрытие) - на нижнюю колонну).
Вертикальная нагрузка с верхней колонны на перекрытие - не передается.

Азы строймеха: - вырезаем узел, он в равновесии, каждый элемент узла воспринимает свои усилия.
Следовательно -- считать перекрытие/ригель на усилия, действующие в колонне - есть то же самое, что расчитывать
колонны на усилия в плите. Мы этого никогда не делаем (от Нас этого никто не требует).

Для #42
См. ответ для #41.

Сейчас продолжу...

Для #43
Не могу сейчас открыть Ваше вложение "продавливание. pdt" комп брахлит.
Но...
Для меня очень много непонятного в рекомендуемом СП подходе к расчету поперечного армирования с учетом М - он очень смахивает
на обычный расчет продольного армирования элементов (только без учета gsw)
Практически этот момент учитывается дважды.
Поэтому Я и беру только 0,3М и считаю, что это идет в запас прочности.

Т.е. ф-ла (6.73) СП выглядит (у меня) примерно так: М = 0,3 М(факт.плиты) < [Мs(~75%) + Мsw(~25%)] (но может Я и не прав)

[Kykycuk]

То, как находят момент, который нужно учесть в расчете на продавливание, естественно, не идеальное решение. В свою очередь, то, что нужно учитывать момент в расчете на продавливание - очевидно. Может нужно момент, действующий в плите учитывать в расчете? но как перейти от распределенного момента т*м/м к т*м? Мне представляется так, что момент на продавливание нужно учитывать и в том случае, если в колонне его нету. Трещина, возникающая в растянутой зоне от действия момента в месте опирания плиты на колонну вполне может наложится на грань пирамиды продавливания. А момент действующий в плите равен сумме моментов, действующих в колонне над и под плитой (для крайней колонны). Половину момента отдаем на откуп продольному армированию (учитываем, так сказать, продольное армирование в расчете по наклонной трещине)
Как то так мне все это дело представляется.

[frostyfrost]

К вопросу о моментах. Кто-то уже тут опыты Крюгера упоминал. Вот вдогонку с сопоставлением по ряду норм.

[troja]

Нет сомнений в том, что в каких то ситуациях учёт изгибающего момента в колонне необходим при расчёте продавливания какой то плиты, например фундаментной плиты, когда на неё опирается колонна сжатая с изгибом. Вполне можно допустить ситуацию, когда наличие момента может играть определяющую роль по сравнению с нормальной силой; это можно сравнить с деревом, когда с корнями оно выдёргивается из почвы под напором ураганного ветра. Можно предположить, хотя бы теоретически, что что то подобное может произойти и в узле стыка колонны с фундаментной или ещё какой то плитой, особенно если толщина плиты будет невелика.Но ничего подобного не может произойти в узле стыка колонн каркаса с междуэтажной безбалочной плитой, это по моему очевидно. Если произойдёт разрушение этого узла и как следствие обрушение плиты, то виной этому будет не наличие моментов в колоннах над и под (они уравновешены за счёт внецентренного сжатия сечения колонн), а наличие силы тяжести от плиты и несоответствие качеств бетона и поперечной арматуры, неспособных эту силу воспринять с запасом, обеспечивающим прочность конструкции. Поэтому методика расчёта с учётом моментов ошибочна, нуждается в изменении. При этом она ещё и вредна, так как ставит под сомнение надёжность тех конструкций, расчёт которых выполнялся ранее без учёта этих пресловутых моментов.

[frostyfrost]

Хорошо, давайте рассмотрим ситуацию с квадратной колонной к которой подходят 4 балки с разными пролетами. Вы считаете балки по Q собранной с грузовой площади колонны поделенной на 4 или для каждой балки у Вас будет разное Q по грузовой площади для балки? В случае с перекрытием у Вас идет поперечная сила, а неравномерность эпюры среза моделируют через момент.

[troja]

Речь не идёт о перекрытии балочной конструкции, которое вообще ни на какое продавливание рассчитывать не нужно. Там выполняется расчёт по наклонным сечениям, в котором моменты учитываются, но отдельно от нормальной силы. Принципиально безбалочное перекрытие тоже также должно рассчитываться. Если нагрузка на перекрытие неравномерная (неравные пролёты и т.п.), то это может в расчёте учитываться введением каких то коэффициентов запаса. Это уж дело учёных определить размер этих коэффициентов. А подвязывать к расчёту плиты моменты от колонн не следует. Кажется наши соседи (Украина, Белоруссия) нашу методику не стали повторять, если не ошибаюсь. Если так, то правильно сделали.

[frostyfrost]

Я лишь говорил о том, что для балочных и безбалочных перекрытий распределение сдвигающих усилий по грани колонны будет неравномерным. В текущем СП63 есть оговорка, что вклад от моментов не превышает половины от поперечной силы, что выливается в коэффициент 1.5 (раньше было 2). Его и можно использовать. В Белоруссии действует ЕС2 в местной формулировке, где коэффициент betta зависит от моментов так же.

[troja]

Сообщение от frostyfrost В Белоруссии действует ЕС2 в местной формулировке, где коэффициент betta зависит от моментов так же.

Может быть, в деталях не помню. Я не призываю не учитывать неравномерность загружения, тем более что это видно невооружённым глазом, без привлечения сюда изгибающих моментов в колоннах. И белорусы при этом не вычисляют моменты сопротивления в см2. Теперь о коэф. 1.5, а раньше 2. А почему полтора, а не на треть больше или на 2\3? Все эти изменения, снижения говорят о сырости придуманной методики, излишне и необоснованно усложнённой применительно к безбалочным перекрытиям. Поэтому считаю, что проектировщики должны потребовать пересмотр этого раздела в сторону логичного упрощения методики, освобождения от ненужной и вредной усложнённости. Считали на продавливание до 2004 года, обходились без моментов в колоннах и ничего страшного не произошло, тысячи зданий построены и нормально эксплуатируются. Парадокс в том, что если их сейчас пересчитать по действующей методике (с моментами), то окажется, что большинство из них уже должны были обрушиться. Правда хорошо то, что они то об этом не знают и никаких признаков обрушения не демонстрируют.

[cosoFF]

Сообщение от troja Может быть, в деталях не помню. Я не призываю не учитывать неравномерность загружения, тем более что это видно невооружённым глазом, без привлечения сюда изгибающих моментов в колоннах. И белорусы при этом не вычисляют моменты сопротивления в см2. Теперь о коэф. 1.5, а раньше 2. А почему полтора, а не на треть больше или на 2\3? Все эти изменения, снижения говорят о сырости придуманной методики, излишне и необоснованно усложнённой применительно к безбалочным перекрытиям. Поэтому считаю, что проектировщики должны потребовать пересмотр этого раздела в сторону логичного упрощения методики, освобождения от ненужной и вредной усложнённости. Считали на продавливание до 2004 года, обходились без моментов в колоннах и ничего страшного не произошло, тысячи зданий построены и нормально эксплуатируются. Парадокс в том, что если их сейчас пересчитать по действующей методике (с моментами), то окажется, что большинство из них уже должны были обрушиться. Правда хорошо то, что они то об этом не знают и никаких признаков обрушения не демонстрируют.

Именно то что я хотел услышать,спасибо!

[frostyfrost]

Сообщение от troja Парадокс в том, что если их сейчас пересчитать по действующей методике (с моментами), то окажется, что большинство из них уже должны были обрушиться

Давайте не забывать про заложенные запасы в виде gamma_c=1.5, gamma_b1=0.9, gamma_f=~1.15-1.25, малая вероятность заполнения полной полезной нагрузкой всей грузовой площади. Проверять тогда надо на фактические нагрузки и характеристики материалов, а в этих условиях думаю может и по текущим нормам пройти.

[eilukha]

Сообщение от palexxvlad не понял почему только половина учитывается на продавливание

- я тоже не понял смысл этого. Ещё не понял как нормальные и наклонные сечения связаны.

[frostyfrost]

Сообщение от eilukha я тоже не понял смысл этого. Ещё не понял как нормальные и наклонные сечения связаны.

Скорее всего подгонка)
Когда-то на жбк.рф выкладывали картинки по сопоставлению кривых несущей способности (центральная колонна). У ЕС2 несущая способность завязана на процент продольного армирования. В приведенном случае насколько помню ro~0.005.

Сообщение от eilukha Ещё не понял как нормальные и наклонные сечения связаны.

А как они могут быть связаны? Это похоже на подтягивание за уши, трудно тянущейся, экспериментальной практики под методику. Нормальные сечения и так проектируются под 100% восприятие момента(узел-то уравновешен). О каких 50% восприятия этого момента нормальными сечениями идет речь - не понятно. Я так понимаю, уменьшение влияние момента на продавливание обусловлено пластическим поведением бетона при сдвиге.

[frostyfrost]

Сообщение от palexxvlad О каких 50% восприятия этого момента нормальными сечениями идет речь

Фантазии на много хватит. Как уже в других темах писалось по ЕС2 и МС2010, есть предположения связи величины/глубины раскрытия опорной нормальной трещины на несущую способность по бетону на продавливание.

[troja]

Сообщение от frostyfrost Проверять тогда надо на фактические нагрузки и характеристики материалов, а в этих условиях думаю может и по текущим нормам пройти.

В том то и дело, что получается полная несуразица, почему я и выступаю категорическим противником действующей методики.Вот представьте себе следующее: в фирму, спроектировавшую и построившую здание лет 8-9 тому назад (естественно по методике без учёта моментов), от владельцев приходит письмо с претензиями на тему ошибок при проектировании. Оказывается очередной арендатор заказывает проверку каркаса на свои фактические нагрузки, проверка выполняется по действующей методике с учётом моментов и расчёт показывает недобор прочности. Возникает тема усиления, заказчик, не мудрствуя лукаво, обращается в фирму с претензией, типа вы неправильно спроектировали, теперь берите на себя усиление естественно за свой счёт. Возникает конфликтная ситуация по сути дела на ровном месте только лишь из-за этой притянутой за уши методики. В моей практике таких случаев было не один, а несколько. А ведь в появлении моментов в колоннах существенную роль играют ветровые нагрузки, которые к так наз. продавливанию плиты междуэтажного перекрытия вообще практически не имеют отношения.

[frostyfrost]

Сообщение от troja А ведь в появлении моментов в колоннах существенную роль играют ветровые нагрузки, которые к так наз. продавливанию плиты междуэтажного перекрытия вообще практически не имеют отношения.

Если диафрагмы проставлены правильно, то для рядовых сооружений думаю притянуто.

Сообщение от troja Возникает тема усиления, заказчик, не мудрствуя лукаво, обращается в фирму с претензией, типа вы неправильно спроектировали, теперь берите на себя усиление естественно за свой счёт.

Сообщение от troja Возникает конфликтная ситуация по сути дела на ровном месте только лишь из-за этой притянутой за уши методики.

Экспертиза пройдена по каким нормам? Если по старым - не вопрос - посылаются на разборки с экспертизой. Если же считали по старым нормам, когда надо было по новым - сам дурак - вперед за хилтями.

[Клименко Ярослав]

Очень интересное обсуждение.

Сообщение от troja я и выступаю категорическим противником действующей методики

Я вас поддерживаю.
Единственное, что мне не понятно - почему вы упорно называете методику расчета на продавливание "по СП" действующей и обязательной?

Сообщение от frostyfrost Экспертиза пройдена по каким нормам?

Какой нормативный документ обязывает вас применять СП 52-101-2003?
Тем более я уж не говорю про СП63.13330...
Обязательным является лишь СНиП 52-01-2003. В его исполнение можно пользоваться СП, а можно "старым" руководством по конструированию, а можно руководством по проектированию к 2.03.01-84... Всё на усмотрение заказчика и проектировщика. Эта тема уже сто раз на формуме перетиралась, но можете попробовать еще раз меня переубедить. )))
У нас в организации СП не применяется, во многом именно из-за неприятия содержащихся в нем методик, да и откровенных ляпов. Мы просто рассчитываем и конструируем "по Пособию", проблем с прохождением экспертиз нет и быть не может, т.к. никто не может заставить меня применять содержащий ошибки рекомендательный документ.