[Sober]

Что такое момент? Дело в том, что в новых СП значение сего явления необдуманно на продавливание преувеличивают...

[Armin]

Sober

Очень советую по этому поводу.
Особливо по поводу учёта момента при продавливании.

Габрусенко В.В. Некоторые особенности проектирования железобетонных конструкций по новым нормам.

6. Расчет прочности при местном действии нагрузки:
6.1. Расчет на смятие,
6.2. Расчет на продавливание.

[Лисандр]

Armin!
А вдруг, правда, преувеличивают? Не охота копаться, но в одной из тем про продавливание (сам найдешь - не маленький) есть статистика испытаний.
Методика старого СНиПа по ж/б даже дает по памяти - запас в 10%. В то время как учет момента с одной стороны или - мама мия! - с двух дает соответственно по памяти - 150% и 220%.

"Учись студент" (с)

[Armin]

Экспертизе расскажи про 150% и 220%.

[FOCUS]

Экспертизе расскажи про 150% и 220%.

И прокурору!

[Клименко Ярослав]

Боюсь показаться умником Но по сабжу. Момент - есть произведение силы на плечо

А прокурор здесь не при чём. Эти СП еще никто никого не обязывал применять при проектировании.

[Armin]

Ярослав, если подходить формально (как меня учили), то "момент" - это всё же момент пары сил.

Момент силы (Материал из Википедии)

PS: Хотя, ты прав.

[Лисандр]

Armin!
20 лет считали без всякого момента на продавливание, затем появился какой-то "умник" и сочинил СП, применение которого носит не обязательный, а рекомендательный характер (+ к этому Разработчик показал наличие значительных ошибок в нем).

Согласно нового СНиПа по ж/б я сам определяю методику расчета на продавливание!

Хотите учитывайте момент - это Ваше право!

п.с.
Что касается экспертизы то это совершенно другой разговор - не рассматривайте "экспертов" как проектировщиков. Это сравнение не уместно!

Offtop: По поводу момента забавно - оба правы!

[Дмитрий К]

сп сочинялся собственно теми же основными людьми которые сочиняли СНИП2.03.01...если Вам известна фамилия господина Залесова и Чистякова...обращайтесь напрямую...нормы разрабатвает НИИЖБ на основании экспериментальных исследований и обзора зарубежной инф. у нас до 2000года вообще не проводили экпериментов на продавливание с моментом, все больше фундаменты продавливали, поверьте есть диссертации, это придумано не с потолка

[Armin]

п.с. Что касается экспертизы то это совершенно другой разговор - не рассматривайте "экспертов" как проектировщиков.

Частенько, эксперты - это нанятые проектировщики с других организаций. По крайней мере, мне много таких попадалось.
В принципе про экспертов, это отдельный вопрос.

А момент, в данном случае, легче рассматривать, как пару сил (одна вверх "тянет" грань пирамиды продавливания, другая вниз противоположную грань). По тому так и отписал.
Удобнее для понимания.

[Лисандр]

Дмитрий К!

сп сочинялся собственно теми же основными людьми которые сочиняли СНИП2.03.01

- и ладушки. Просто забавно видеть, как по этому СП уже не один "молодежь и подросток" себе лоб расшиб!

Личное мое мнение - инженерные методики для расчета должны быть легко понятны и вменяемые.
Их научное содержание - это другая сторона вопроса!

[Клименко Ярослав]

Сообщение от Лисандр Дмитрий К! - и ладушки. Просто забавно видеть, как по этому СП уже не один "молодежь и подросток" себе лоб расшиб! Личное мое мнение - инженерные методики для расчета должны быть легко понятны и вменяемые. Их научное содержание - это другая сторона вопроса!

Не могу не согласиться!

[Sober]

В общем сила-плечо это все знают. А если пара сил будет нарисована вертикально, а если под углом к продавливанию?
Но физический смысл? Вообще - это неоднородное состояние в поперечном сечении. Ну да Бог с ним!
Борясь за прочность мы вынуждены давать имена предполагаемым явлениям. Возьмем «продавливание» - развивается у опор, проявляется в виде наклонной трещины. Сравнение ведется с расчетным сопротивлением бетона на растяжение. Следовательно расчет на поперечную силу? Ведь безбалочную плиту (нормальное сечение) на момент мы уже успешно заармировали? Не так ли? Дак зачем еще в очередной раз вспоминать об изгибающем моменте? Хотим проверить наклонное сечение на действие изгибающего момента? (уравнения равновесия моментов).Тогда при чем выделенное в отдельную тему тут "продавливание"?
Если все же говорить о поперечных силах, то как раз неравновесный их приход на опору и является сутью задачи. Если они приходят со всех сторон в одинаковых величинах, то см. продавливание без «моментов». Колонна в этом случае не получает изгиба. Так? Напряжения растяжения как бы «размазываются» по периметральному сечению пирамиды. Зная несущую способность при равновесном приложении поперечных сил, можно судить и о случае неравновесности. Расчет наклонного сечения никто не отменял. Но беда в том, что для безбалочной плиты мы не всегда знаем ширину расчетного сечения. Зато мы прекрасно знаем как изменяется несущая способность бетона на действие поперечных сил в зависимости от расстояния до опоры (две «коронных» формулы, без армирования). Если говорить о «пирамиде», то увеличивая ее периметр (за h0 мы должны вообще-то снизить несущую способность, и наоборот). Предельным состоянием здесь будет даже разрушение одного участка «пирамиды», т.е. до самой пирамиды дело может даже и не дойти.
Использование колонны в качестве показателя величины неравновесности прихода поперечной нагрузки приводит задачу о продавливании в тупик. Мы все знаем о моменте в колонне, но это знание нам не дает представления о величине поперечной нагрузки на каждую из граней пирамиды. Глядя на колонну мы знаем лишь суммарную величину поперечной силы в плите и характер ее нарвновесного прихода на колонну. Заманчиво «крутить» пространственное вертикальное сечение плиты, используя моменты сопротивления тонкостенных сечений. Беда в том, что само назначение расчетного контура все еще условно. Кроме того, эта методика уводит в сторону от самого понимания на что же мы считаем путем разделения поперечной силы и момента.
Почему бы не заняться реальным вычислением значения поперечной силы на каждую из граней пирамиды раз уж мы выбрали ее в качестве объекта исследования и признали, что Mb,ult = RbtWbh0, (6.104 СП) - формула утверждающая, что отныне изгибающий момент измеряется в кг*см2? А вообще разрушение по наклонному сечению может произойти в любом месте. Как говорит Залесов – в месте, где разница между несущей способностью и нагрузками макисмальна.
На проклятом Западе по-моему решили все гораздо проще...

[Armin]

Sober

На сколько я понял, Вы проповедуете расчет по "лепесткам" (1/4 пирамиды продавливания - равносторонний треугольник).
Я делал подобным образом.

Допустим, к колонне подходит с разных сторон шаги 3.0 м, 3.0 м, 6.0 м, 7.2 м. Так вот поперечную арматуру я располагал только по граням на которые приходились шаги 6.0 м и 7.2 м. Мне всё казалось логичным. Но вот СНиП и СП рекомендуют/приказывают располагать арматуру по всему контуру.

Так что это, получается, не по нормам. Или я не прав?

[Sober]

Сообщение от Armin Sober На сколько я понял, Вы проповедуете расчет по "лепесткам" (1/4 пирамиды продавливания - равносторонний треугольник). Я делал подобным образом. Допустим, к колонне подходит с разных сторон шаги 3.0 м, 3.0 м, 6.0 м, 7.2 м. Так вот поперечную арматуру я располагал только по граням на которые приходились шаги 6.0 м и 7.2 м. Мне всё казалось логичным. Но вот СНиП и СП рекомендуют/приказывают располагать арматуру по всему контуру. Так что это, получается, не по нормам. Или я не прав?

Я тоже армирую всю зону. Просто не говорю о некоторых запасах (если они есть). Еще раз повторюсь: зона продавливания назначена умозрительно. Нормы рекомендуют армировать ее всю.

[Разработчик]

зона продавливания назначена умозрительно. Нормы рекомендуют армировать ее всю.

Ну почему "умозрительно"? У всех же есть КЭ программы, наберите из объемных элементов плиту 6х6м, например, обоприте по контуру, в серединке поставьте невысокую колонну. Прикладывайте к колонне силы, моменты, разглядывайте распределение главных напряжений в плите под ней и постигнете отнюдь не умозрительную сущность пирамиды продавливания. Ну, а контура - это просто более технологичный (по мнению разработчиков СП) прием.
До появления СП ведь пользовались Питерским пособием по столбчатым фундаментам, где, как тут уже писали, момент уравновешивался различным значением напряжений на гранях пирамиды продавливания. Только там это получалось намного сложнее, чем в СП.

[Lamer Inc..]

Рассмотрим два факта.
1) СП предписывает устанавливать поперечную арматуру с отступом от колонны.
2) Дискавери, "Трагедия Сампуна". Колонны в местах сопряжения с капителями выкрошены именно на границах сопряжения.

Как такое может быть?

[RomansFather]

Для перекрытий промежуточных этажей, которые как бы "зажаты" между колоннами в зоне продавливания имеет место сложное двухосное объемно-напряженное состояние. Грубо говоря вокруг колонны в плите имеется некоторый участок сжатого бетона по которому трещина не может пройти.
А в последнем перекрытии ничего подобного не наблюдается.
Поэтому с продаливанием лучше не шутить! Начитаться умных книг, новых норм и брать с хорошим запасом.
В идеале принимать проектные решения при которых не требуется поперечки.

З.Ы. Это мне мой шеф рассказывал. Человек не глупый и лично знакомый с разработчиками старого СНиПа.

[kms]

Сегодня, 09:51 #17 Lamer Inc.. Санкт-Петербург Регистрация: 15.10.2006 Сообщений: 479 -------------------------------------------------------------------------------- Рассмотрим два факта. 1) СП предписывает устанавливать поперечную арматуру с отступом от колонны. 2) Дискавери, "Трагедия Сампуна". Колонны в местах сопряжения с капителями выкрошены именно на границах сопряжения. Как такое может быть?

Отвечаю:
1. Часто вижу в проектах что в зоне продавливания поперечную арматуру в плитах толщиной 200....270 мм ставят с шагом 100 мм и более. - это ужасно,т.к. в снипе и сп написано РУССКИМ языком что шаг не может быть более 1/3h (65...90 мм при толщинах 200....270 мм). Проектировщики не умеют читать и делить на 3???? позорище.......
2. Слом и продавливание конструкций ВСЕГДА будет происходить в местах ПОВЫШЕННОЙ концентрации усилий!!! поэтому и выкрашиваются плиты у колонн.......Тут мне один ГЛАВНЫЙ конструктор из Белоруссии показал как он запроектировал фундаментную плиту длиной 220 м, хотя там было в стадии "П" 5 блоков! Он видимо решил показать всем что он крутой проектант, и что стадию "П" проектировали "плохие проектировщики" и сделал всё сплошняком...... говорит экспертиза пропустила (тут я не удивляюсь - т.к. все мы знаем как проходят экспертизу сомнительные объекты). Говорит что, мол, пусть плита потом трещит где хочет в ПРОЛЁТНОЙ ЧАСТИ.....Тут уже моя рыдать принялась.... - какой же он самонадеянный, что думает что плита будет трещать в пролёте.....ПЛИТА БУДЕТ ТРЕЩАТЬ ОКОЛО КОЛОНН!!! как вы Ламер инк и упомянули......
Так что господа проектировщики, читайте снипы внимательно (чего и сам себе ВСЕГДА говорю), делайте д.ш. и т.ш., и армируйте правильно!

[RomansFather]

kms, опять вы неслабо замутили воду
Не надо свято верить в СНиПы, СП и другие нормы. Не могут они всех нюансов учесть (см. например пост 18 про продавливание промежуточных и последнего перекрытий).

Слом и продавливание конструкций ВСЕГДА будет происходить в местах ПОВЫШЕННОЙ концентрации усилий

Вы думаете все так просто? Например при местном сжати (смятии) концентрация усилий допускается ооочень высокой, выше расчетной прочности бетона. И ничего страшного - не крошится и не сламывается ничего.
Уточните про какие усилия или напряжения идет речь и насколько они должны быть повышены и относительно чего. Вы наверное имели ввиду ВЫСОКИЙ уровень растягивающих усилий, которые превышают прочность бетона на растяжение и не воспринимаются арматурой? Будте конкретнее по возможности. А то шапками закидывать у нас многие умеют.
Ваш полет мысли, который смог увязать длину температурных блоков фундаментной плиты с проблемами трещания данной плиты около колонн для меня недосягаем!
Я кстати тоже из Республики Беларусь и надеюсь, что запроектированные мною плиты перекрытий будут трещать в пролете, что вполне допускается СНиПами и СП. Ну а если трещины появятся около колонн, то тут "уже моя рыдать принялась" тоже! Хрупкое разрушение сжатого бетона намного опасней, непредказуемей и незаметней, чем текучесть арматуры в пролете.

[kms]

Уважаемый RomansFather !

Надесь не надо обяснять что такое зона ПОВЫШЕННОЙ КОНЦЕНТРАЦИИ НАПРЯЖЕНИЙ, и почему часто трещины появляются в таких местах как: углы, отверстия и т.п. Аналогично и в местах стыков разноплановых конструкций: стен и колонн, колонн и плит перекрытий и т.п. И неважно что там принимает на себя нагрузки - арматура или бетон. Важно, на мой взгляд, что такие узлы будут работать на пределе, и , как вы выразились "...при местном сжати (смятии) концентрация усилий допускается ооочень высокой, выше расчетной прочности бетона....". По-опыту разрушения конструкций почему-то ломаются подобные узлы в первую очередь...
вы не знает почему?? а я догадываюсь......
Усилия растяжения в зоне продавливания действительно не воспринимаются полностью бетоном, поэтому туда и ставят поперечку, но, как правило, в основном нарушая правила конструирования (что я и описал выше про 1/3). Это как ответ на пост №17. Аналогично и "...местном сжати (смятии) концентрация усилий допускается ооочень высокой, выше расчетной прочности бетона. И ничего страшного - не крошится и не сламывается ничего..." - такие места на местные усилия также армируются по расчёту или конструктивно (опять конструктивно!) - что частенько нарушается проектировщиками и приводит к появлению трещин! {в пролете армировать кажется все научились, иногда увеличивая на 20% армирование - поэтому там и не трещит ничего... - тогда будем учится армировать в остальных частях! }
Поэтому я считаю, что если вы не написали свои снипы и нормы, тогда будьте любезны подчинять свою деятельность существующим документам. Это нас всех убережет от проблем в будущем....тьфу-тьфу-тьфу...
Насчёт температурных и дефомационных швов. Я хотел сказать что некоторые умудряются предугадывать (!) появление трещин там где им это выгодно(хочется), не соблюдая элементарно допустимые размеры температурно-деформационных отсеков. Допустим у вас фундаментная плита длиной 200 м, колонная система на несколько этажей с рассечками на 3-4 температурных блоков. Как вы можете быть уверены что трещина в фундаментной плите будет точно над температурным швом??? как можно такое предугадать?? Рвать всегда будет где либо тонко, либо где повышенная концентрация - именно что участки с повышенной концентрацией (а иногда и повышенной жесткости!) и и не усиливают конструктивно (а иногда и по расчету-самое страшное)! - происходит подобие перераспределения нагрузок и усилий. И это приводит только к увеличению нагрузок и усилий, на которые и не рассчитывал проектировщик! Возможно появляются процессы потери утойчивости в местах повышенной жесткости и проч. Тут пока трудно прогнозировать. Именно это я имел ввиду ("мой полёт мысли, который смог увязать длину температурных блоков фундаментной плиты с проблемами трещания данной плиты около колонн") .
И вообще, давайте по-меньше думать о плохом, и внимательнее относится к своим обязанностям! Сейчас многие расчётные программы выдают повышенные усилия (выше чем в ручном расчёте) в вышеупомянутых местах, которые инженеры и армируют по-машинному, подбирая Ф арматуры - НО не правильно конструируют!!! (нарушаются конструктивные требования). Кстати, а где машина выдаёт пониженный расчет арматуры (хотя по ручному расчёту там арматура по-выше, с грузовой площади) - умудряются армировать по машине..... тут уж слов нет..... В Корее не только не правильно подобрали толщину перекрытий и размер колонн, там ещё и эксплуатационные нагрузки "гуляли" от оборудования ресторанов и ОВ, которые не предусматривались проектом.

[RomansFather]

И вообще, давайте по-меньше думать о плохом, и внимательнее относится к своим обязанностям!

С этим полностью согласен! Ценю ваше упорство и рвение!
Но будте внимательнее! В частности, не смешивайте в один котел температурные швы, которые могут в некоторых случаях устраиваться только в надземных конструкциях здания, и деформационные швы до низа фундаментов, расчленяющие сооружение на отдельные блоки (обычно различной этажности или расположенные на сильно разнородных в плане грунтах).

Предлагаю дальнейшие интеллектуальные усилия потратить на обсуждение других, не менее животрпещущих и более конкретизированных тем данного форума.

[Lamer Inc..]

В Корее не только не правильно подобрали толщину перекрытий и размер колонн, там ещё и эксплуатационные нагрузки "гуляли" от оборудования ресторанов и ОВ, которые не предусматривались проектом.

Нет, я пытаюсь обратить внимание на другое. При превышении расчетной нагрузки произошло не продавливание, а срез. Попытаюсь еще более внятно: вызывает сомнение предлагаемая СП методика расчета и армирования стыков плит и колонн.
Согласно рис. 6.14, расстояние от грани колонны до первого ряда стержней должно быть не менее h0/3 но меньше h0/2. Как можно заметить с кадров катастрофы, разрушение произошло именно по грани колонны, с включением части сечения самой колонны.

[kms]

Lamer Inc..

Мы, конечно, можем гадать долго, но насколько я знаю, что армирование колонн и сечение также были с ошибками, сечение колонн, говорили, было меньше чем нужно (как иголки для того случая). Вероятно армирование (на продавливание=срез) было неправильным, т.е. не того шага, да и вообще было ли оно?? поэтому по грани и разрушилось...
И потом, в указаниях по расчёту сказано, что армирование не может быть больше чем несущая способность бетона на продавливание=срез...... {- это я о размерах колонны и плиты перекрытия}. А то у нас есть конструкторы, у которых бетон несёт , скажем 40 тс, а арматура 50-60 тс...... тут уже слов нету никаких..........

И заметьте, разрушилось у грани, т.е. где повышенная жесткость (!) вроде бы, а не в пролёте.......

[Lamer Inc..]

В очередной раз пытаюсь изобрести велосипед..
Берем четвертинку колонны с плитой в условиях прямой симметрии. Для анализа используем Лиру с нелинейными объемными КЭ. Модель перевернута вверх ногами.
Некоторые результаты приведены ниже.
Видно, что разрушение узла начинается вследствие разрушение бетона от сжатия на границе колонна-плита.
Тогда становится объяснимой модель разрушения, визуализированная в фильме дискавери, и наблюдаемая в некоторых отечественных опытах по оценке продавливания, например http://www.msuee.ru/science/1/sb-07/sb-07_2_27.html. В обоих случаях можно наблюдать появление радиальных трещин, начинающихся именно от грани колонны.
При попытке учесть в модели зону поперечного армирования, предписанную СП, получается, что зона разрушений локализуется именно в области отсутствия поперечной арматуры, на границе плиты и колонны.
Тогда получается, что модель, предлагаемая СП, возможна только при условии, что напряжения сжатия на границе плита-колонна не превышают Rbn. В противном случае происходит появление радиальных трещин и работа узла принципиально меняется.

[kms]

Lamer Inc..

Такая проблема может возникнуть из того, что непропорционально/неконструктивно заданы исходные элементы: поперечные размеры колонны, толщина плиты (предпочитаю 1/30, а не 1/32 или 1/35), марка бетона, возможно повышенные нагрузки - а это ведёт опять же к увеличению толщины плиты (!) и размеров колонны. Поэтому излишний энтузиазм в проектировании и неучёт возможных перегрузов ведёт к появлению незапланированных эффектов - сжатие и перегруз бетона, на которые он не был рассчитан.
Хотя в плите имеется продольная арматура - по идее она должна воспринимать сжатие! Но видимо тут происходит потеря устойчивости из плоскости плиты, а устойчивость теряется из-за толщины плиты (опять же!) в формуле гибкости=L0/i..... Поэтому я удивлюсь по-тихому, когда люди берут толщину плиты из расчёта 1/35 пролёта..... К тому же, продольная арматура была бы "устойчивее" в плите, если бы её армировали поперечкой хотя бы конструктивно - но никто этого не делает(!), потому что нормами нашими разрешается не ставить поперечку в сплошных плитах.....

[Lamer Inc..]

Хорошо, тогда прямым текстом. СП не дает четких указаний о границах применимости методики расчета на продавливание.
1. Тогда необходимо рассматривать расчетный случай, когда бетон плиты по периметру колонны выкрошился.
2. Поперечное армирование по СП не включается в работу по причине его осутствия в рассматриваемом сечении.
3. Передача усилий с окружающей плиты на колонну в таком случае возможна только с помощью специальных металлических элементов, образующих т.н. "скрытую капитель".
4. Продольное армирование не участвует в работе на продавливание и срез. Подтверждения:
а) В СП учет продольного армирования при расчете на продавливание отсутствует
б) в ЕС в разделе расчета на продавливание производится учет продольного армирования, но его вклад ничтожен с инженерной точки зрения
в) на кадрах вышеуказанного фильма можно наблюдать колонны с торчащими из них плетями продольной рабочей арматуры. Разрушению она не помешала.
5. Ситуация еще более усугбляется при расчетах на прогрессирующее разрушение.

Резюме: делать скрытые капители.

[kms]

Lamer Inc..

Резюме: делать скрытые капители.

тут противоречие у вас - обращаю внимание на вашу же фразу:

Продольное армирование не участвует в работе на продавливание и срез.

Вопрос: чем отличается продольная арматура (стержни которой вполне могут работать на срез - сам рассчитывал, что там кое-что есть по прочности на срез) от, по сути, той же скрытой капители, состоящей из металлических продольных элементов, работающих на срез? Если на срез закладывать металл, то там не останется места для бетона и арматуры, работающих там (у капители) ....Получается нескладно: арматура на срез не работает, а металлическая балка-капитель на срез работает...Наш СП похоже просто берёт в запас.
Второй момент: на прогрессирующее обрушение считают исходя из предположения, что разрушение бетона произошло, но арматура воспринимает повышенные растягивающие усилия (всю нагрузку+неработающий бетон), и получающаяся конструкция работает как висячая, арматура здесь работает на растяжение и частично на срез.... Мы же (обычно) закладываем арматуру строго исходя из того, что бетон тоже воспринимает усилия.
Мне думается, что скрытые капители, конечно хорошо, но геометрические параметры (в основном толщины и размер сторон) узла колонна-перекрытие важны по-более, иначе при пролёте в 8 м будут делать перекрытия толщиной 200-220 мм со скрытыми капителями......
Я тут на стороне сопромата - кажется там изучают геометрические параметры сечений.
По старому Пособие по ж.б. расчет ведут на продавливание по единственной формуле (без учёта моментов) - и вроде бы не было случаев продавливания! А сегодня получаем разнообразие форм расчёта...
А в вышеупомянутом фильме торчащие плети говорят о том, что
либо анкеровка не была выполнена как надо, либо растягивающие напряжения (в висячей уже конструкции на момент обрушения) были велики, чтобы восприниматься той же анкеровкой адекватно. Иначе бы кусочки бетона мотались на них, а арматура в ниточку вытянулась бы. (Качество самого рифления арматуры!? Покрытие арматуры перед бетонированием различными составами от ржавчины - [аквапарк]!?).
Вообще, не всегда "виноват" расчёт на продавливание, не всё зависит от проектировщика! Не менее важно, опять же, хочу обратить внимание на то, что часто! нарушается эксплуатация здания по допустимым нагрузкам - я имею ввиду изменение функционального назначения помещений - неудивительно, что перегруз явился причиной обрушения. На том же объекте, по мимо прочего, есть данные что велось штрабление в колоннах (!) и вероятно в зоне продавливания (!) - якобы под кабели....
Так что не всегда мы, проектировщики, виноваты, а скорее не столько мы (сколько коэффициентов мы закладываем и нам закладывают?!?). Тут важны также эксплутационщики и строители.

[kms]

Lamer Inc..

по расчёту.
1. я понимаю что бетон испытывает дикое сжатие, но если размеры сжатого сечения увеличить, например, за счёт толщины плиты - напряжение сжатия уменьшается. В случае же скрытой капители из металла толщина перекрытия остается той же, а количество металла (сечение) надо увеличивать, что приводит к ещё большему уменьшению бетона и места для укладки арматуры. Может перейти полностью на металлические "ошейники" в узлах колонна-перекрытие, да и дело с концом!?
2. Армирование на поперечную силу балки. Там поперечка ставится на расстоянии 50 мм от опоры. Никто не ставит ведь "скрытую капитель".... Может разработчикам СП внести изменения насчёт первого хомута, работающего на продавливание!? кстати, наверное это будет правильно на мой взгляд, т.к. продавливание=срез, т.е. разницы я не вижу: та же поперечная сила работает ведь!
3. Считаю обратить внимание на правила армирования/конструирования узла плита-колонна? а также правила расчета: я выше говорил, что нарушений много из-за превышения восприятия бетоном поперечной силы - всё перекладывают на арматуру.....естественно, что бетон трещит не по-детски.....

[Baires]

Ребята, работаю сейчас в совершенно другой отрасли и подзабыл обсуждаемую вами тему, времени глядеть в книгу нет но кое что в голове всплыло.
1.Американский - Канадский код. Есть по моему три методики для безбалочных перекрытий, самая простая когда пролёты и моменты более-меннее регулярны.
2. При расчёте на продавливание момент учитывается, конечно-элементные модели для этих узлов не очень применимы - это не сплошная среда, а уже с трещинами и сжатими или растянутыми зонами. В ходу модели из страт-енд-тай метод (аналитические)
3.Уже как-то писал что поперечое армирование согласно их коду даёт ограниченный эффект и всех проблем не решает, применимо только когда верхняя арматура попадает в сжатую зону, что возможно только при больших тощинах плит.
4.Для предотвращения "продырявливания" колоннами перекрытия и вследствии его обрушения, по-моему регулируется минимум арматуры проходящей из перекрытия через саму колонну.
Да, а что, к вам ещё книги ACI не дошли? Очень рекомендую книги Мак-Грегора, можете взять канадкое издание, оно в метрике - вам будет привычнее.
http://www.amazon.ca/Reinforced-Conc...5921132&sr=8-3

[Lamer Inc..]

Хех... Не только у меня сомнения...

Punching Shear Strength of Reinforced Concrete Slabs
without Transverse Reinforcement
by Aurelio Muttoni

[kms]

Хех... Не только у меня сомнения...

я к тому постил #29 п.3, что вышеприведённые миниатюрки красочные конечно, но там, как я вижу, -такая нагрузка показана, что бетон там не несёт, т.е. заведомо нагрузка превышает несущую способность только бетона...... - тогда заложенные в модель сечения плиты-колонны неадекватные=неверные, поскольку по методике в СП сказано, что бетон и арматура поровну должны нести!
.....Два года назад у меня был первый негативный опыт на продавливание с одним гл. конструктором, у которого арматура возле колонны на цветных распечатках переходила с элементарного Ф16-20 до Ф40-50(!) за пару мм! С красного цвет менялся до белого через 4-5 промежуточных цветов - буквально по волоскам! Это означало только одно - бетон нах*р ничего не нёс, а следовательно нужно было менять либо толщину плиты, либо размер колонны, либо сетку колонн.....Но тот гл. конструктор был так упорен, что нам пришлось армировать там Ф25-32 стержнями чуть ли не через 50 мм...... я вот там и проверил на срез гущу из арматуры Ф25 - офигенно на срез несёт!!
....Для практических целей - методика в СП и старом снипе (без поперечки!) - самое то. И чего вам не нравятся существующие методики? вроде бы других нету, а делать проекты надо! Конечно, может науке и виднее, но я не привык 2-3 миллиметра и пару ньютонов учитывать .......

[Lamer Inc..]

.....Два года назад у меня был первый негативный опыт на продавливание с одним гл. конструктором, у которого арматура возле колонны на цветных распечатках переходила с элементарного Ф16-20 до Ф40-50(!) за пару мм! С красного цвет менялся до белого через 4-5 промежуточных цветов - буквально по волоскам! Это означало только одно - бетон нах*р ничего не нёс, а следовательно нужно было менять либо толщину плиты, либо размер колонны, либо сетку колонн.....

На самом деле, это всего лишь логарифмическая особенность МКЭ в месте соединения колоны-стержня и плиты-оболочки, мало имеющая отношение к реальности.
По учету продольного армирования. Не так все однозначно. Аргумент - BS 8110-1997, ACI318-05. В указанных нормах имеет место быть коэффициент "альфа", вычисляемый с учетом жесткости продольной арматуры. Но прошу обратить внимание, условие прочности на продавливание также отличается от СП. Причем, параметр альфа может быть и меньше 1.
При этом в настоящее время западные исследователи высказывают некоторые сомнения по поводу применимости действующих методик к расчетам на продавливание плит реальной толщины. В частности, вызывает сомнение пресловутый масштабный фактор, поскольку в экспериментах использовались плиты толщиной 90...150мм. С увеличением толщины растет и разброс значений Vc.
Сопоставление результатов испытаний на продавливание и расчетных данных можно найти практически в любой современной работе, посвященной продавливанию.

[Sober]

Дисскуссия уходит в сторону...
Позвольте повторить упрощенно суть затронутого в форуме вопроса:
1.На какое физическое явление считали (продолжают считать?) отечественные нормы "на продавливание"?
2.Если это расчет наклонного сечения, то по какой формуле для случаев расчета наклонных сечений?
3.Если это расчет нормального сечения, то почему формула так сильно отличается от традиционной?

[p_sh]

Сообщение от Дмитрий К ...нормы разрабатвает НИИЖБ на основании экспериментальных исследований и обзора зарубежной инф. у нас до 2000года вообще не проводили экпериментов на продавливание с моментом, все больше фундаменты продавливали, поверьте есть диссертации, это придумано не с потолка

Рекомендации по проектированию жб монолитных каркасов с плоскими перекрытиями http://dwg.ru/dnl/2033 п.3.5.3. -3.5.5 - рассматривают этот же расчетный случай

Sober.
на рис 4 распределение усилий показано равномерным...

[p_sh]

Сообщение от Sober Дисскуссия уходит в сторону... Позвольте повторить упрощенно суть затронутого в форуме вопроса: 1.На какое физическое явление считали (продолжают считать?) отечественные нормы "на продавливание"? 2.Если это расчет наклонного сечения, то по какой формуле для случаев расчета наклонных сечений? 3.Если это расчет нормального сечения, то почему формула так сильно отличается от традиционной?

то есть ваши вопросы можно свести к следующему: можем ли мы утверждать, что расчет выполненный по СП идет в запас, если не знаем сути происходящего (имеем сложное напряженное состояние)?

Часто забывают, что даже в балке на 2 опорах мы не знаем реально действующих напряжений в районе опор.

[Sober]

Сообщение от p_sh то есть ваши вопросы можно свести к следующему: можем ли мы утверждать, что расчет выполненный по СП идет в запас, если не знаем сути происходящего (имеем сложное напряженное состояние)? Часто забывают, что даже в балке на 2 опорах мы не знаем реально действующих напряжений в районе опор.

Да именно это я и хочу обсудить.
Несущая способность на опоре зависит от длины проекции наклонного сечения и длины проекции наклонной трещины (по отечественным нормам). Все это определяется путем перебора возможных сочетаний, но для плоского фрагмента. Поскольку продавливание представляется пространственным, то с этим-то как раз и проблема.
На западе учитывается нагельный эффект работы продольной арматуры, продавливающее усилие в случае несимметричности загружения корректируется простыми коэффициентами. Они сохранили при этом представление о срезе (скалывании, сдвиге...). В СП эти понятия не обсуждаются для этого расчета. Жаль. Если проследить траектории главных напряжений у опор становится понятным "старинное" предложение о "пирамидах", углах наклонов в 45 градусов.
Разрушение всегда будет происходить по наклонным трещинам, приуроченным к траекториям развития главных растягивающих напряжений.

[Разработчик]

Зачем все так усложнять? В приведенном посте Constantin Shashkin вполне разумно объясняет почему нет необходимости рассматривать детально НДС в зоне продавливания: "армируют не точку, а зону". Расчет на продавливание - это расчет поперечной арматуры (если она оказывается необходимой). Использовать балочные формулы расчета наклонных сечений в общем случае нельзя, т.к. из-за более сложного НДС придется рассматривать многообразие трещин экзотической геометрии что, сами понимаете, лишено смысла в практических расчетах (и в балках-то никто кроме нас этого не делает, не зря в СП разрешили расчет поперечной арматуры без рассмотрения наклонных сечений). Поэтому придумали относительно простую расчетную схему и подобрали кэффициенты так, чтобы обеспечить необходимый запас. Вот и все.

[Lamer Inc..]

Просмотрел отчет по частичному обрушению Pipers Row Car Park, Wolverhampton в 1997г. Стык колонна-плита решен с применением жесткого металла. Произошло частичное обрушение плиты покрытия. Условия эксплуатации были весьма негуманные.
Смею предположить, что именно конструкция стыка колонна-плита воспрепятствовала дальнейшему развитию зоны обрушения.
Еще один важный для меня момент - картина обрушения понятна с инженерной точки зрения - продавливание, пирамида , оставшийся кусок бетона на колонне. В случае с Сампуном такого не наблюдается.

[p_sh]

Сообщение от Sober Ведь безбалочную плиту (нормальное сечение) на момент мы уже успешно заармировали? Не так ли? Дак зачем еще в очередной раз вспоминать об изгибающем моменте?

в выше приведенных рекомендациях по проектированию от 1993 года п 3.5.2 изгибной момент воспринимаемый плитой меньше, чем сумма моментов в колоннах. (конечно методика "устарела", однако ход её развития интересен)... как бы "чуть нарушается" уравнение равновесия.. хотя эта "заначеная" часть потом в расчет на "продавливание" вкладывается, и в итоге, единица получается, в отличие от новой версии СП:
в СП "половина" момента туда(в изгиб) "половина" момента сюда(в продавливание), а в продавливании часть этой "половины" еще может "испариться" - в общем колдовство конечно с условием равновесия...

[Sober]

P_sh!
Есть такое дело…Согласен.
Оттуда же…п.6.2.46 «При действии сосредоточенной силы касательные усилия, воспринимаемые бетоном и арматурой, принимают равномерно распределенными по всей площади расчетного поперечного сечения. При действии изгибающего момента касательные усилия, воспринимаемые бетоном и поперечной арматурой, принимают с учетом неупругой работы бетона и арматуры.»
Что получается? Все-таки касательные усилия? А что обозначает неупругая работа? И куда делась равномерная распределенность по площади расчетного сечения в случае «момента»? И почему? Где следует «принимать»?Это что же получается? На сосредоточенную нагрузку (читай поперечные усилия) рекомендуется (слово «следует» не прописано) принимать упруго (в чем выражается?), а вот ежели «момент», то уже неупруго (видимо следует вспомнить изменение свойств бетона от нагрузки…но и этого мало нужно еще и арматуру «неупруго» считануть. Завершает композицию всеобщее суммирование результатов.
Сложение отношений даже и несоотносящихся по размерностям величин (6.103).
Нет, поймите, я не против, но «за державу обидно»

[Lamer Inc..]

Ув. Sober! Вы меня еще больше расстроили. Так что, по п.6.2.46 получается, что СП предписывает только расчет на продавливание без учета моментов? "Хвосты" M/Mult в условиях прочности на продавливание становятся лишь допускаемыми?

При действии сосредоточенной силы касательные усилия, воспринимаемые бетоном и арматурой, принимают равномерно распределенными по всей площади расчетного поперечного сечения. При действии изгибающего момента касательные усилия, воспринимаемые бетоном и поперечной арматурой, принимают с учетом неупругой работы бетона и арматуры. Допускается касательные усилия, воспринимаемые бетоном и арматурой, принимать линейно изменяющимися по длине расчетного поперечного сечения в направлении действия момента с максимальными касательными усилиями противоположного знака у краев расчетного поперечного сечения в этом направлении.

Собственно по теме. Учитывать момент надо. Для примера, результаты испытаний, приведенные в статье "Punching Tests On RC Flat Slabs With Eccentric Loading" Г. Крюгера:

[Sober]

Сообщение от Lamer Inc.. Так что, по п.6.2.46 получается, что СП предписывает только расчет на продавливание без учета моментов? "Хвосты" M/Mult в условиях прочности на продавливание становятся лишь допускаемыми? Собственно по теме. Учитывать момент надо. Для примера, результаты испытаний, приведенные в статье "Punching Tests On RC Flat Slabs With Eccentric Loading" Г. Крюгера:

Приведенная табличка показывает лишь уменьшение несущей способности стыка при несимметричном загружении узла. Если можно представьте схему загружения?

[Lamer Inc..]

Статью можно найти в инете. Схема нагрузки:

[Sober]

Сообщение от Lamer Inc.. Статью можно найти в инете. Схема нагрузки:

Спасибо за схему. Если можно ссылку на статью? Не нашел...
Думаю.

[Lamer Inc..]

http://www.vbt.bme.hu/phdsymp/2ndphd...gs/krueger.pdf

[kms]

Lamer Inc..

Думаю что приведённый эксперимент некорректен (слегка или много!?), поскольку я вижу здесь увеличение чистого изгиба, а не защемление колоннами плиты. Не буду выкладывать расчёт, Вы его и так сможете сделать сами. Проверьте по простой формуле М=PxL/4+добавочный момент от эксцентриситета (L=2,75 м). По схеме где с армированием в 1% - там получается момент 29 тм, 28,1 тм и 27,25 тм при нарастающих эксцентриситетах.
При бетоне кл. В25-В30 и A0=0,422....0,413 для арматуры предельная несущая способность плиты 3х3 м не более М=24,2....26 тм. Поэтому неудивительно что плита разрушилась.......
По старому СниПу несущая способность бетона плиты кл.В25-В30
на продавливание составит не более 18-21 тс, что соответствует НОВОМУ положению СП о том, что бетон воспринимает не более половины нагрузки, т.е. 43,2 тс/2=21,6 тс. А значит надо армировать! - но здесь уже и так на пределе: 21,6~21 ......- я Вам и пытался ранее говорить именно о неадекватности прилагаемых нагрузок к сечениям, которые заранее неспособны их нести (зачем насиловать/армировать конструкцию, если заранее ясно что не понесёт?!).
Далее, при дальнейшем увеличении эксцентриситетов - возникала бы необходимость учитывать
толщину плиты (фактически пролёт увеличивается!!).
Получается старая задача о напряжении: N/A+M/W.....
Сам стараюсь делать практически без армирования, поэтому -
старый СНиП живёт!

P.S. Думаю, что здесь всё-таки больше задачка на изгибную способность плиты, а не на продавливание.....сорри....
И ещё: было бы интересно взглянуть на результаты ПРОГИБОВ, которые были (?!) зафиксированы
P.S.S. А продольное армирование-то странно большое 1%-1,3% - прямо как в балке! Отсюда странная высота сечения балки=150 мм при пролёте 2750 мм - должно быть в среднем 1/10х2750 = 275 мм......

[Sober]

Ну надавили мы на плиту( попытались заодно ее изогнуть). Ну треснула она хоть с армированием, хоть без него. При чем здесь «продавливание»?
Может нет его ( а что кстати оно обозначает?) вовсе?
Я так думаю, что обеспечение прочности изгибаемого элемента (пусть даже с поперечными, а куда без них, нагрузками) можно обеспечить без «особых» формул, вторично учитывающих уже учтенные факторы.