[YuraSergio]

Доброго времени суток! Есть очень важный и не очень раскрытый вопрос по опиранию треугольной стальной фермы из парных уголков на составную колонну. Прикладываю данный узел. Смотрю на него и что то не очень в нем уверен. Сложность в том, что нужно свести в точку на опоре два уголка. По этому опорной частью является опорная пластина и фасонка. Просмотрите, пожалуйста, такую конструкцию и буду очень признателен за критику, замечания и пожелания.
Спасибо!

[YuraSergio]

Сообщение от Tvorec Спасибо. YuraSergio, на графике показано изменение нагрузки от ветра по высоте - т.е если у тебя высота здания 10 м, то соответственно тебе принадлежит весь интервал ветровой нагрузки до высоты 10м. Это значит, что эпюра нагрузки от ветра ступенчатая, и по графику можно увидеть, что до высоты 8м для III-его района коэффициент к ветровой нагрузке Сh=1.625 (эпюра прямолинейна), а далее ввысь нагрузка от ветра идет по трапеции от (около) значения 1.625 до почти двух (я так понимаю ты берешь до высоты конька 12.5м). То же самое и в российском СНиП и СП, только дано в виде таблицы (во вложении, для наглядности). Можешь скачать старую редакцию СНиП СССР версию с Украиной (или посмотреть украинский СНиП 2.01.07-85 - там наверное тоже есть эта таблица). А еще вариант - зайти в СКАД, подпрограмма ВЕСТ. Только выбери украинский ДБН как норматив. Offtop: Как же все сложно в Украине с коэффициентами для ветровой нагрузки в ДБН - аж 5 сразу, не считая других.

Да, действительно. Спасибо. Вот только особо картину это не изменит наверное....Момент не изменится значительно и колонну усиливать все же придется.

[Tvorec]

Сообщение от YuraSergio Момент не изменится значительно и колонну усиливать все же придется.

Offtop: Кстати, для упрощения расчета и задания нагрузки в СКАД, вычисли какой момент относительно земли вызовет нагрузка на ширине здания 1м (т.е. найди равнодействующую ступенчатой эпюры, приложенной на колонне - это сделать просто, можешь в Автокаде начертить эпюру в масштабе , т.е если q=180кг/м2 до высоты 8м, то так и черти высоту эпюры 180мм, длину колонны 8мм , - принцип понял, можно еще играть масштабами - далее найди центр тяжести эпюры - здесь хорошо помогает SPDS Grafics - в этом центре будет приложена равнодейстующая, равная площади эпюры с соответствующими размерностями - как в приведенном примере про 8мм и 180мм будет площадь 1440мм2 - т.е. Р=1440кг, умножь на расстояние до земли Н, - М=Н*Р.
После вычисления момента вычисли эквивалентную по моменту распределенную нагрузку, т.е нагрузку, которую надо приложить, чтобы вызвать тот же самый момент M=q*L^2/2, L- высота колонны, отсюда q=2М/L^2 - эквивалентное равномерно распределенное давление по высоте на полосе шириной 1м . Так как мы все равно жестко заделанную колонну с шарниром вверху считаем по моменту в заделке - но это только к ней относится.Забей короче. Не надо
Не забудь что есть еще горизонтальная сила Т от ветра на давления ветра на крышу Т=W*sin@, приложенная к оголовку колонны, естественно что делится поровну между двумя колоннами, подразумевалось @ - угол уклона крыши, W - равнодействующая всей нагрузки на крышу, перпендикулярная скату крыши.)

[YuraSergio]

Хорошо
Ветровые нагрузки я включил, которые действуют отрицательно на ферму и передаются на колонну. (Угол наклона такой, что ветровая нагрузка становится отрицательной).
Сейчас думаю об усилении этой колонны. пока ничего...

[Tvorec]

Ну формально по прочности и устойчивости под момент N=10т и М=17т*м на колонну при длине 10м и мю,х=2 и мю,у=1 проходит двутавр 35Ш1 по ГОСТ 26020-83 (правда по гибкости не дотягивает)
Вот что-то вроде этого по характеристикам нам и надо.
Вообще уже мелькала идей ставить такие колонны по две - да вот только, во-первых, все-равно не хватает по характеристикам, и второе - на опорной пластине они не уместятся

У меня есть идея... Проверю и скажу что получилось.

Короче, пока проверю, время пройдет - идея в том, чтобы поставить две колонны рядом друг к другу, - т.е. размер колонны 260мм направлен из плоскости рамы, сбоку к этой колонне ставится такая же, в итоге получается в плоскости рамы колонна высотой 372мм (180*2+6*2=372мм, где 180 - высота швеллера 18, 6мм - толщина планки, т.к. вплотную колонны не поставишь - планки помешают).
Соединять эти колонны с шагом 40i через прокладки листов s=12мм ("сухари"), как в поясах и раскосах ферм сдваивают уголки. Согласно СНиП при таком соединении в плоскости рамы мы будем иметь полноценное сечение из двух швеллеров 18 высотой h=372мм.
В итоге мысль в том, чтобы сдвоить уже составные колонны. Должно держать.
Осталось проверить.

[YuraSergio]

Сообщение от Tvorec Ну формально по прочности и устойчивости под момент N=10т и М=17т*м на колонну при длине 10м и мю,х=2 и мю,у=1 проходит двутавр 35Ш1 по ГОСТ 26020-83 (правда по гибкости не дотягивает) Вот что-то вроде этого по характеристикам нам и надо. Вообще уже мелькала идей ставить такие колонны по две - да вот только, во-первых, все-равно не хватает по характеристикам, и второе - на опорной пластине они не уместятся У меня есть идея... Проверю и скажу что получилось. Короче, пока проверю, время пройдет - идея в том, чтобы поставить две колонны рядом друг к другу, - т.е. размер колонны 260мм направлен из плоскости рамы, сбоку к этой колонне ставится такая же, в итоге получается в плоскости рамы колонна высотой 372мм (180*2+6*2=372мм, где 180 - высота швеллера 18, 6мм - толщина планки, т.к. вплотную колонны не поставишь - планки помешают). Соединять эти колонны с шагом 40i через прокладки листов s=12мм ("сухари"), как в поясах и раскосах ферм сдваивают уголки. Согласно СНиП при таком соединении в плоскости рамы мы будем иметь полноценное сечение из двух швеллеров 18 высотой h=372мм. В итоге мысль в том, чтобы сдвоить уже составные колонны. Должно держать. Осталось проверить.

можете набросать эскиз? я тоже параллельно просчитаю такую колонну. пока не до конца все понял. Очень интересно что получится!

[Tvorec]

Сообщение от YuraSergio можете набросать эскиз?

Да без проблем.
На рисунке ось Х проходит горизонтально (параллельно планкам - это чтоб было понятно относительно чего найден Wx и ix).
Но вот думаю, может кроме "сухарей" еще и по стенкам швеллеров накладки сделать - может и не так часто, но все же. Или делать планки-решеки, и даже может шире раздвинуть, смотреть в общем надо.
Да уж, с такой нагрузкой, допустим даже пусть будет М=14тм, Nmin=2т, тогда для того чтобы все дело стояло, пластина 450x450 должна быть заанкерена в бетон числом растянутых болтов n (т.е с одной стороны пластины, предположим от края пластины до болта 40мм, сталь минимальная по СНиП ВСткп2) навскидку только по бетону без учета сжатой "арматуры" (которая все же есть и расчет будет не в запас), не округляя до целых нужно:
при n=1, D=52мм
при n=2, D=37мм
при n=3, D=30мм
при n=4, D=26мм
Плюс не забыть анкеровку болтов в глубину в бетоне ...
Приложу примерный расчетик в Excel для пластин по СНиП 2.09.03-85 приложение 2, где расчет сжатой зоны бетона накидал по Байкову, стр.140

[YuraSergio]

Сообщение от Tvorec Да без проблем. На рисунке ось Х проходит горизонтально (параллельно планкам - это чтоб было понятно относительно чего найден Wx и ix). Но вот думаю, может кроме "сухарей" еще и по стенкам швеллеров накладки сделать - может и не так часто, но все же. Или делать планки-решеки, и даже может шире раздвинуть, смотреть в общем надо. Да уж, с такой нагрузкой, допустим даже пусть будет М=14тм, Nmin=2т, тогда для того чтобы все дело стояло, пластина 450x450 должна быть заанкерена в бетон числом растянутых болтов n (т.е с одной стороны пластины, предположим от края пластины до болта 40мм, сталь минимальная по СНиП ВСткп2) навскидку только по бетону без учета сжатой "арматуры" (которая все же есть и расчет будет не в запас), не округляя до целых нужно: при n=1, D=52мм при n=2, D=37мм при n=3, D=30мм при n=4, D=26мм Плюс не забыть анкеровку болтов в глубину в бетоне ... Приложу примерный расчетик в Excel для пластин по СНиП 2.09.03-85 приложение 2, где расчет сжатой зоны бетона накидал по Байкову, стр.140

Да, хорошо было бы узнать как там с анкеровкой закладной в фундаменте...
Такой вариант усиления в принципе возможен. Теперь нужно правильно опереть на нее ферму и организовать жесткий узел колонна-фундамент. Попробую выяснить у заказчика о конструкции закладной и количестве уже готовых колонн. Если этих колонн (уже в виде усиленных) достаточно на половину каркаса, может стоит закупить остальные колонны сечением 35Ш? Или лучше закупать такой же профиль (швеллер №18) для однотипности узлов...?

[Tvorec]

Сообщение от YuraSergio Такой вариант усиления в принципе возможен.

Кстати, не проверял - выдержит ли? А то жуть как интересно, но я не считал.

Сообщение от YuraSergio Если этих колонн (уже в виде усиленных) достаточно на половину каркаса, может стоит закупить остальные колонны сечением 35Ш?

Ты все же сам в Excel'ке поприкидывай для колонны при уточненных сочетаниях N, M и "мю" разных загружений , и еще проверь в самом СКАДе с двутавром 35Ш1 - просто может все таки оказаться что нужен например 35Ш2 и т.д., я же только на один вариант прикинул.

Сообщение от YuraSergio Теперь нужно правильно опереть на нее ферму и организовать жесткий узел колонна-фундамент.

Сообщение от YuraSergio Или лучше закупать такой же профиль (швеллер №18) для однотипности узлов...? вставить имя Обратить внимание модератора на это сообщение

Ну колонны еще изготовить надо, выверить, сварить, и т.п. А двутавры уже готовые - тем более что высота не так уж и отличается в обоих случаях - 372мм (предположительно) и 338мм -разница всего 34мм. А красить двутавры намного удобнее, для устройства узлов все места доступны, да и как то надежнее.(правда по металлу чуть тяжелее).
А вообще все зависит от желания заказчика - захочет составные колонны - пусть делает, ты главное прикинь какой профиль будет заменяющим для колонн и держи как возможное решение.

Но по-мойму тогда уже не из 4-х швеллеров делать составную сдвоенную колонну, а из 2-х разнесенных двутавров или швеллеров - проще будет, а ширину принять просто такой же как у других колонн 372х260.

Сообщение от YuraSergio Теперь нужно правильно опереть на нее ферму и организовать жесткий узел колонна-фундамент.

В узле "ферма-колонна" смотри просто,чтобы швы и все пластины держали по прочности (а может и устойчивости) на возникающий момент и силы, плюс чтобы равномерно передавался на всю колонну.
Про фундамент я уже сказал - непонятно что залито там, надёги на пластину нет - вот если делать анкера (закладывание анкеров в готовый фундамент по СНиП, хилти или еще что) то да, тогда нормально.

Кстати, обрати внимание, что тебе придется делать "двойную" связь для колонн из швеллеров - для каждой ветви свою, т.к. каждая составная колонна в составе удвоенной колонны будет терять устойчивость из плоскости по одиночке.
Можно, например, сделать два параллельных креста из одиночных уголков идущих к каждой ветви, а для соединения крестов наварить уголки в виде планок - будет что-то вроде составного сечения из двух уголков на планках, такие делают в промзданиях с кранами для двухветвевых колонн.
Но с другой стороны из труб легче (по металлу) связи получаются, можно не кресты ставить, а одну диагональ, чтобы она работала и на растяжение и на сжатие -трубы в этом деле гораздо эффективнее (центр тяжести не смещен).

P.S. Интересный факт - по СНиП вплотную или через "сухари" соединять нужно с шагом 40i, тогда можно считать, что будто бы никакого соединения и нет, а есть только цельный несоставной профиль, где i - радиус инерции в направлении "наращивания"; для твоего случая соединения двух составных колонн ix=11см, тогда ставить надо с шагом 40х11=440см=4.4м, но не менее двух планок на колонну по СНиП. Два "сухаря" как-то даже не солидно (но нормы вроде не против)
Но мало этого, надо проверить их на восприятие поперечной силы, которая возникает сразу от двух вариантов - от сжатия - это фиктивная поперечная сила, и от изгиба, где если вспомнить, то эпюра касательных напряжений достигает максимума в середине сечения, а в данном случае "сухари" попадают как раз в середину и должны воспринять все касательные напряжения, собранных со всего участка длинною в шаг планок. Насчет поперечной силы и касательных напряжений была тема http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=101918

P.S. Решил глянуть, пройдет ли колонна, а потом просто посмотрел на сколько раньше не проходила колонна и понял - должно хватить на пределе. На центральное сжатие швеллера в плоскости наибольшой жесткости не проходили в 5-раз, после разворота колонны стало использование на 17.5% при центральном сжатии (так мало этого, в случае чего сможет и момент Му=5тм воспринять, если нет момента Мх); проверка устойчивости ветви колонны между планками - перегруз почти в 2 раза, но теперь площадь колонны удвоилась и все стало хорошо.
Самым слабым звеном оказалась проверка на внецентренное сжатие - не проходила в 2.7 раза - теперь площадь колонны уже удвоили в 2-а раза, но правда все же посмотреть надо точнее, т.к. уже по моменту использование на пределе М=14.5тм/Wx=644.7 = 2.25тм. Колонну надо рассчитывать как изгибаемый элемент, т.к. mef>20. Так вот если N=10т, М=14.5тм, то "сигма"=М/(Wx*фи_b)+N/(A*фи)=14.5/(644.7*1)+10/(82.8*0.188)=2.89тм (приблизительно фи=0.188 при "мю"=2.2, принял фи_b=1). Может колонны надо чуть шире раздвинуть (прокладки толще сделать, и т.п.) или еще что.

[YuraSergio]

Сообщение от Tvorec Кстати, не проверял - выдержит ли? А то жуть как интересно, но я не считал. Ты все же сам в Excel'ке поприкидывай для колонны при уточненных сочетаниях N, M и "мю" разных загружений , и еще проверь в самом СКАДе с двутавром 35Ш1 - просто может все таки оказаться что нужен например 35Ш2 и т.д., я же только на один вариант прикинул. Ну колонны еще изготовить надо, выверить, сварить, и т.п. А двутавры уже готовые - тем более что высота не так уж и отличается в обоих случаях - 372мм (предположительно) и 338мм -разница всего 34мм. А красить двутавры намного удобнее, для устройства узлов все места доступны, да и как то надежнее.(правда по металлу чуть тяжелее). А вообще все зависит от желания заказчика - захочет составные колонны - пусть делает, ты главное прикинь какой профиль будет заменяющим для колонн и держи как возможное решение. Но по-мойму тогда уже не из 4-х швеллеров делать составную сдвоенную колонну, а из 2-х разнесенных двутавров или швеллеров - проще будет, а ширину принять просто такой же как у других колонн 372х260. В узле "ферма-колонна" смотри просто,чтобы швы и все пластины держали по прочности (а может и устойчивости) на возникающий момент и силы, плюс чтобы равномерно передавался на всю колонну. Про фундамент я уже сказал - непонятно что залито там, надёги на пластину нет - вот если делать анкера (закладывание анкеров в готовый фундамент по СНиП, хилти или еще что) то да, тогда нормально. Кстати, обрати внимание, что тебе придется делать "двойную" связь для колонн из швеллеров - для каждой ветви свою, т.к. каждая составная колонна в составе удвоенной колонны будет терять устойчивость из плоскости по одиночке. Можно, например, сделать два параллельных креста из одиночных уголков идущих к каждой ветви, а для соединения крестов наварить уголки в виде планок - будет что-то вроде составного сечения из двух уголков на планках, такие делают в промзданиях с кранами для двухветвевых колонн. Но с другой стороны из труб легче (по металлу) связи получаются, можно не кресты ставить, а одну диагональ, чтобы она работала и на растяжение и на сжатие -трубы в этом деле гораздо эффективнее (центр тяжести не смещен). P.S. Интересный факт - по СНиП вплотную или через "сухари" соединять нужно с шагом 40i, тогда можно считать, что будто бы никакого соединения и нет, а есть только цельный несоставной профиль, где i - радиус инерции в направлении "наращивания"; для твоего случая соединения двух составных колонн ix=11см, тогда ставить надо с шагом 40х11=440см=4.4м, но не менее двух планок на колонну по СНиП. Два "сухаря" как-то даже не солидно (но нормы вроде не против) Но мало этого, надо проверить их на восприятие поперечной силы, которая возникает сразу от двух вариантов - от сжатия - это фиктивная поперечная сила, и от изгиба, где если вспомнить, то эпюра касательных напряжений достигает максимума в середине сечения, а в данном случае "сухари" попадают как раз в середину и должны воспринять все касательные напряжения, собранных со всего участка длинною в шаг планок. Насчет поперечной силы и касательных напряжений была тема http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=101918 P.S. Решил глянуть, пройдет ли колонна, а потом просто посмотрел на сколько раньше не проходила колонна и понял - должно хватить на пределе. На центральное сжатие швеллера в плоскости наибольшой жесткости не проходили в 5-раз, после разворота колонны стало использование на 17.5% при центральном сжатии (так мало этого, в случае чего сможет и момент Му=5тм воспринять, если нет момента Мх); проверка устойчивости ветви колонны между планками - перегруз почти в 2 раза, но теперь площадь колонны удвоилась и все стало хорошо. Самым слабым звеном оказалась проверка на внецентренное сжатие - не проходила в 2.7 раза - теперь площадь колонны уже удвоили в 2-а раза, но правда все же посмотреть надо точнее, т.к. уже по моменту использование на пределе М=14.5тм/Wx=644.7 = 2.25тм. Колонну надо рассчитывать как изгибаемый элемент, т.к. mef>20. Так вот если N=10т, М=14.5тм, то "сигма"=М/(Wx*фи_b)+N/(A*фи)=14.5/(644.7*1)+10/(82.8*0.188)=2.89тм (приблизительно фи=0.188 при "мю"=2.2, принял фи_b=1). Может колонны надо чуть шире раздвинуть (прокладки толще сделать, и т.п.) или еще что.

Я применил колонну из двутавра 35К1 в расчетной схеме скада - не прошла (мю в плоскости 2, из плоскости 1). Скад подбирает двутавр 40К. Вес такого двутавра от 138 кг/м.п. ! Я уже думал применить может круглую трубу - подбирает трубу 530х5, что по весу в два раза меньше (65 кг/м.п.),но это труба 530х5!!!
Я сейчас подумываю о том, что бы основательно переговорить с заказчиком о его планах в целом по этому объекту. Если он захочет оставить данное сечение колонны (два 18-х швеллера), то я не хочу в этом участвовать! Для него это будет легким шоком - была колонна весом около 33 кг/м.п. и тут в два, а то и в четыре раза больше по весу.
Изначально моей задачей была только ферма, но увидев такую колонну - я сразу засомневался... и сказал ему об этом. Взялся так же дать какие то соображения по усилению этой колонны... и вижу, что нужно кардинально менять данные колонны. Буду предлагать пустить эти существующие швеллера на фахверк или на другой объект, или в конце концов просто продать... а установить новые колонны (хотя опять уже сомневаюсь какого сечения....))) ). Сейчас буду доделывать схемы расположения ферм, прогоны, узлы крепления. А узел примыкания фермы с колонной оставлю до момента когда решится вопрос с сечением оной.
P.S.
Хочу выразить, большую благодарность, Вам, Tvorec, за активное участие в теме в целом, и конкретно в моей проблеме. Спасибо!
Всем участникам огромное спасибо! Очень полезный форум!
Надеюсь это еще не конец темы, так как окончательное решение еще не принято. Хотелось бы тему до конца довести!

[ябс]

проверяйте у меня под опорное давление фермы 45т, 35К1 проходит с коэффициентом ню=2, да еще и запас больше половины по устойяивости, высота 10м.

[YuraSergio]

Сообщение от ябс проверяйте у меня под опорное давление фермы 45т, 35К1 проходит с коэффициентом ню=2, да еще и запас больше половины по устойяивости, высота 10м.

а момент в 17 т*м?

[and.rey]

Мужики, Вы мой пост #64 смотрели? Может быть, проверите предложенное мной сечение?

[Tvorec]

Сообщение от and.rey Мужики, Вы мой пост #64 смотрели? Может быть, проверите предложенное мной сечение?

and.rey, действительно, как-то проглядел этот пост, спасибо. Но я прикинул (грубо), если и держит нагрузку в М=17тм и N=10т, то на самом пределе (хотя вроде же момент не 17тм?) - надо уточнить, конечно.

Сообщение от YuraSergio Я применил колонну из двутавра 35К1 в расчетной схеме скада - не прошла (мю в плоскости 2, из плоскости 1). Скад подбирает двутавр 40К. Вес такого двутавра от 138 кг/м.п. ! Я уже думал применить может круглую трубу - подбирает трубу 530х5, что по весу в два раза меньше (65 кг/м.п.),но это труба 530х5!!!

YuraSergio, не надо брать колонные двутавры 35К1 - бери широкополочные 35Ш1-35Ш3 (может 40Ш1) - они намного легче, а по характеристикам не уступают. Хотя странно, по моим прикидкам двутавр 26К3 ГОСТ 26020-83 уже по прочности и устойчивости держит - по гибкости правда не проходит, да и жесткость не проверял - вот именно из-за гибкости СКАД подбирает 40К1, если поставить широкополочные, то по гибкости он пдбирет 40Ш1 - даже не сомневаюсь (кстати, есть же два варианта балочных двутавров - по ГОСТ 26062-83 и СТО АСЧМ 20-93, они немного различаются и по доступности СТО на Украине кажется не очень - но главное их не перепутать)

[YuraSergio]

Сообщение от Tvorec and.rey, действительно, как-то проглядел этот пост, спасибо. Но я прикинул (грубо), если и держит нагрузку в М=17тм и N=10т, то на самом пределе (хотя вроде же момент не 17тм?) - надо уточнить, конечно. YuraSergio, не надо брать колонные двутавры 35К1 - бери широкополочные 35Ш1-35Ш3 (может 40Ш1) - они намного легче, а по характеристикам не уступают. Хотя странно, по моим прикидкам двутавр 26К3 ГОСТ 26020-83 уже по прочности и устойчивости держит - по гибкости правда не проходит, да и жесткость не проверял (кстати, есть же два варианта балочных двутавров - по ГОСТ 26062-83 и СТО АСЧМ 20-93, они немного различаются и по доступности СТО на Украине кажется не очень - но главное их не перепутать)

35Ш1 не проходит по гибкости в двух плоскостях. Усилия немного уменьшились (пересчитал нагрузки - момент - 10т*м, продольное усилие 7,3т, поперечное 3,0т). По прочности все в порядке... вот с гибкостью проблема. Теперь вопрос) Как влияет гибкость на элемент, и на сколько ее не выполнение критично для конструкции? Я так понимаю, что это важно, иначе может просто изогнутся и потерять устойчивость.
Тут еще одна проблема оказалась! Посмотрел во вкладку деформации в скаде, а там горизонтальное перемещение верхней точки (вся верхняя ферма, все узлы) от ветровой нагрузки составляет 293мм!!! Что скажите на этот факт? Что делать?

and.rey! Сегодня проверю предложенное Вами сечение в посте №64. Характеристики я его уже определил, вот только не смогу его применить в схеме скада, опять только путем эквивалентного сечения... По весу это сечение меньше чем составное из двух существующих колонн, вообщем сбрасываю эти характеристики (во вложении)

[Tvorec]

Сообщение от YuraSergio 35Ш1 не проходит по гибкости в двух плоскостях.

Да я вкурси.
В Excel'ке моментально все видно.

Сообщение от YuraSergio Усилия немного уменьшились (пересчитал нагрузки - момент - 10т*м, продольное усилие 7,3т, поперечное 3,0т)

Offtop: Ого, момент аж в два раза ниже.(все верно?) А вот про продольное усилие неясно - почему оно то снизилось?

Сообщение от YuraSergio По прочности все в порядке... вот с гибкостью проблема. Теперь вопрос) Как влияет гибкость на элемент, и на сколько ее не выполнение критично для конструкции? Я так понимаю, что это важно, иначе может просто изогнутся и потерять устойчивость.

Про гибкость на этом форуме столько копий сломали - не сосчитать. Можешь почитать темы, поищи поиском. А так ограничение гибкости сделано искусственно - да, на ее основе мы проверяем устойчивость и она на нее влияет, но ты уже все проверил - все хорошо. Есть куча мнений для чего это сделали, но в основном большей частью ограничение ненужное - вот где ограничение гибкости разумно, так это для очень гибких конструкций, которые можно погнуть на транспортировке и монтаже, - все это придает им изначальные несовершенства и ухудшает работу, есть и другие варианты.

Сообщение от YuraSergio Тут еще одна проблема оказалась! Посмотрел во вкладку деформации в скаде, а там горизонтальное перемещение верхней точки (вся верхняя ферма, все узлы) от ветровой нагрузки составляет 293мм!!! Что скажите на этот факт? Что делать?

Что-то многовато. Я приложил суммарную нагрузку на обе колонны 2штх(0.8+0.6)/2*(47кг/м2х1.625х5м)=540кг/м, и у меня перемещения получились всего 30мм (это как я понял снизу ты ставил заделку? ну я тоже поставил для сравнения). Уточни мне по нагрузкам. И допустимый прогиб для колонн около L/125=80мм.

Сообщение от YuraSergio and.rey! Сегодня проверю предложенное Вами сечение в посте №64.

Должно пройти, даже если просто прикинуть как N/A*фи+M/Wx, уже нормально держит.

[YuraSergio]

Сообщение от Tvorec Да я вкурси. В Excel'ке моментально все видно. Offtop: Ого, момент аж в два раза ниже.(все верно?) А вот про продольное усилие неясно - почему оно то снизилось? Про гибкость на этом форуме столько копий сломали - не сосчитать. Можешь почитать темы, поищи поиском. А так ограничение гибкости сделано искусственно - да, на ее основе мы проверяем устойчивость и она на нее влияет, но ты уже все проверил - все хорошо. Есть куча мнений для чего это сделали, но в основном большей частью ограничение ненужное - вот где ограничение гибкости разумно, так это для очень гибких конструкций, которые можно погнуть на транспортировке и монтаже, - все это придает им изначальные несовершенства и ухудшает работу, есть и другие варианты. Что-то многовато. Я приложил суммарную нагрузку на обе колонны 2штх(0.8+0.6)/2*(47кг/м2х1.625х5м)=540кг/м, и у меня перемещения получились всего 30мм (это как я понял снизу ты ставил заделку? ну я тоже поставил для сравнения). Уточни мне по нагрузкам. И допустимый прогиб для колонн около L/125=80мм. Должно пройти, даже если просто прикинуть как N/A*фи+M/Wx, уже нормально держит.

В посте №77 дан расчет ветровой нагрузки на раму. Единственное что там необходимо поменять коэффициент с 2 на 1,63. Эти нагрузки (подправленные) я ввел в скад и получил следующие перемещения!

[Tvorec]

Сообщение от YuraSergio В посте №77 дан расчет ветровой нагрузки на раму. Единственное что там необходимо поменять коэффициент с 2 на 1,63. Эти нагрузки (подправленные) я ввел в скад и получил следующие перемещения!

Так я по посту 77 и сделал.
Великоваты перемещения, даже просто возьми формулу для консоли, загруженной равномерно распределенной нагрузкой и проверь прогиб. Посчитал - не получается такой величины перемещений - еле вписался правда в допустимые значения, но все же нет таких больщих перемещений.
Проверь, правильно ли ориентирован профиль у тебя в расчетной схеме в плоскости рамы.
И еще, почитай эту тему - отличная: http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=65411

Проверьте в схеме материал у жесткостей. Я вот недавно умудрился сечению назначить характеристики бетона случайно и очень долго не понимал, откуда огромные перемещения ^_^ При том, что на постпроцессор эти характеристики не влияют и эпюры почти не меняются (а в статически определимых системах так и подавно), такие вещи можно отследить только по перемещениям ^_^

[YuraSergio]

[quote=Arikaikai;1133101]Проверьте в схеме материал у жесткостей. Я вот недавно умудрился сечению назначить характеристики бетона случайно и очень долго не понимал, откуда огромные перемещения ^_^ При том, что на постпроцессор эти характеристики не влияют и эпюры почти не меняются (а в статически определимых системах так и подавно), такие вещи можно отследить только по перемещениям ^_^[/QUOTE


!!! Наверняка! Спасибо! Я краем глаза видел это но когда назначил жесткость элемента, а когда назначил не стал на это обращать внимания!
Обязательно проверю!

Проверил. Все равно большие перемещения. 293 мм

[Tvorec]

Сообщение от YuraSergio Проверил. Все равно большие перемещения. 293 мм

Это таже схема расчета, что и в посте 68? Просто хочу у себя в СКАД проверить.