[Нитонисе]

Фрагмент из СНиП II-23-81 "Стальные конструкции"

5.15. Расчет на устойчивость балок двутаврового сечения, изгибаемых в плоскости стенки и удовлетворяющих требованиям пп. 5.12 и 5.14*, следует выполнять по формуле

Означает ли это, что общую устойчивость необходимо проверять только для двутавровых балок.

Далее раздел 7 того же СНиПа определяет порядок расчета стенки балки на устойчивость. Приведены некоторые типы сечений, где показано как определять hef и bef.



Онако среди данных типов сечений нет вообще прокатных. А из гнутых нету прямоугольных и квадратных труб. В этих типах сечений проверять устойчивость стенок не нужно?
Отдельно идут круглые трубы, тут и вовсе нельзя определить ни hef ни bef, у них тоже нет такого понятия как проверка местной устойчивости?

[Ильнур]

Сообщение от Бахил Чтобы с дуру не

Я как хотею и так потребляю двутавр. И получаю самые причудливые НДС. Ни один сортамент не обезбечит мне равностойкости во всем.
Ты что хотел сказать-то? Ты хоть на М и Q хоть посчитал бы...

[Бахил]

Сообщение от Ильнур Ни один сортамент не обезбечит мне равностойкости во всем.

Априори (по русски: "К бабке не ходи")
Так тема не о том.

[румата]

Сообщение от Ильнур Я как хотею и так потребляю двутавр. И получаю самые причудливые НДС. Ни один сортамент не обезбечит мне равностойкости во всем.

Граничные условия не "нормативные". Самые причудливые НДС начинаются с самых причудливых ГУ.

[Ильнур]

Сообщение от румата Граничные условия не "нормативные".

Что значит ненормативные? Конкретно: мне вот тута нада поставить 60Б1. А нагрузка на нее вот такая. В котором нормативе в каком месте написано, что так нельзя?
Да, в нормативе написано, что ребрить надо, если что. Но это только подтверждает, что устойчивости сортамент не гарантирует.

Так тема не о том.

Так о чем тема?
Автор вопрошал:

...среди данных типов сечений нет вообще прокатных. ....проверять устойчивость стенок не нужно?

Ему сказали: сортамент тебе в гарантию.
Вот это неверно.

[Cfytrr]

Сообщение от Ильнур Так о чем тема?

ИМХО тема о том зачем в этой балке вварены промежуточные ребра

[BIzzzzzzON]

Сообщение от Бахил Сниповская методика применима для сварных балок от 2,2 до 5,5.

А хде это написано, в каких нормах? Это ограничение должно быть обозначено.

Сообщение от Cfytrr ИМХО тема о том зачем в этой балке вварены промежуточные ребра

Строго говоря, это не балка) Оно сжимается вдоль продольной оси, а не изгибается.

Тема в последние пару дней о том, что местная устойчивость стенок прокатных балок при распределённой нагрузке и с учётом упруго-пластической работы не всегда обеспечена (или обеспечена, но это не обосновать СП 16.13330.2017).

[Бахил]

Сообщение от Ильнур Так о чем тема?

О том:

Сообщение от BIzzzzzzON Если посмотреть ГОСТ Р 57837-2017, то там немало двутавров, для которых не будет соблюдаться местная устойчивость по СП 16.13330.2017.

Ещё раз для особо "даванутых"
Если гибкость стенки меньше 2,5 для балок 1, или 2,2 для балок 2 и 3, то местная устойчивость стенки обеспечена "априори" для любого НДС.
Точка.
Offtop: Для непонятливых "априори" - к бабке не ходи.
Это касается любых двутавров.

----- добавлено через ~2 мин. -----
Что касается твоих скадовсих "изысканий" - это всего лишь фантазии.

[IBZ]

Сообщение от Ильнур Не понял - почему на длине 100? А не хотя бы например 165:

Пардон, посмотрел на схему и взял "от балды", давайте со 165 мм С Вашего разрешения не буду "ловить блох" и возьму изгибающий момент и поперечную силу как для сосредоточенной нагрузки. М=120*1,2/4=36 тм; Q=120*0.5=60 т Сечение 60 Б1 по СТО АСЧМ, сталь С345. Считаем на нашей программе (по СНиП II-23-81*) и рассматриваем 2 варианта.

1. Ребро под силой отсутствует (не важно почему, считайте нагрузку подвижной)
Нормальное напряжение: Gx= 1561 (кг/см2)
Максимальное касательное напряжение: Tau=1157 (кг/см2)
Локальное напряжение: Gy=5021 ( кг/см2)
Приведенное напряжение в стенке: Gпр=4657 (кг/см2)
Коэффициент использования стенки по местной устойчивости: kw=0,8

2. Под силой стоит ребро, локальные напряжения отсутствуют
Нормальное напряжение: Gx= 1561 (кг/см2)
Максимальное касательное напряжение: Tau=1157 (кг/см2)
Локальное напряжение: Gy=0 ( кг/см2)
Приведенное напряжение в стенке: Gпр=1973 (кг/см2)
Коэффициент использования стенки по местной устойчивости: не вычислялся, так как не требуется.

Первый расчет явно свидетельствует о том, о чем говорилось ранее: до проверки устойчивости стенки дело не дойдет, прочность исчерпывается раньше.

P.S. Из приведенного КЭ расчета очередной раз делаю вывод, что к моделированию пластинами/оболочками нужно подходить весьма осторожно, только при полном понимании "процесса" и с обязательной оценкой полученного результата.

P.P.S. Разумеется, врать может и наша программа - сомневающимся рекомендую проверить.

[Romegv]

Закрепления как у Ильнура взял. По устойчивости 0,78 , т.е. не хватает 22 %.
Но и напряжения в стенке под силой получаются больше, то есть по прочности она не несет почти в два раза.
Сталь взял похожую на 255.

[румата]

Сообщение от Ильнур Что значит ненормативные? Конкретно: мне вот тута нада поставить 60Б1. А нагрузка на нее вот такая. В котором нормативе в каком месте написано, что так нельзя?

А кто говорил, что так нельзя? Просто в нормах "не нормированы" случаи разнозакрепления полок от поворота относительно продольной оси элемента. Согласно норм, продольная ось элемента на опорах должна быть закреплена от вращения. Это как-бы означает то, что "нормативная безопасность" прокатных сечений будет обеспечена при таком условии, что на опорах полки сечения не должны иметь разные вращательные степени свободы вокруг оси элемента. Ну и про принцип Сен-Венана не стоит забывать.

[B0RGiR]

Romegv, Ильнур
Просто уточнить, в представленных расчетах МКЭ проверялась сходимость при измельчении сетки?

[Romegv]

Сообщение от B0RGiR Romegv, Ильнур Просто уточнить, в представленных расчетах МКЭ проверялась сходимость при измельчении сетки?

Да.
Так а в солиде получается, что подверждается мнение IBZ, что до устойчивости не дойдет, она по прочности не несет.

[Yu Mo]

Сообщение от Ильнур Не понял СОВСЕМ. Как это так устойчивость пластины теперь, начиная с 15.11.2017, перестала зависеть от усилий? Это как так? Что, при нулевом усилии можно иметь неустойчивость?

Местная устойчивость - дело тёмное. Где там, в формулах (125), (126) СП сидят усилия? А в СНиПе, в таблице 27*, или 29* где учёт фактических напряжений ? То есть, лежит себе (сжатая) конструкция на земле, никого не трогает, и при этом не проходит по местной устойчивости стенки. Коэффициент "недогрузки" по п. 7.18* ((Ry*Фm/б)^0/5) снял бы эту проблему, если бы не верхнее ограничение 1.25. Да и коэффициент этот в СНиПе почему-то попал в пункт, относящийся к таврам, хотя я применял его всегда. С моей точки зрения это несовершенство норм. Иногда достаточно было для недогруженной конструкции искусственно занизить расчётное сопротивление Ry (типа, сталь плохую завезли, больше 1400 кг/кв. см не тянет), и нет той непроходимости. Здесь нужно сказать респект российскому СП 11 и 17 года. Его п. 9.4.3 с формулой (131) - это уже почти ответ на вопрос, а формулы (97), (98) без верхнего ограничения вообще радуют.

[B0RGiR]

Сообщение от Romegv Да.

Ок

Сообщение от Romegv Так а в солиде получается, что подверждается мнение IBZ, что до устойчивости не дойдет, она по прочности не несет.

Я потому и спрашивал, что бы понять, насколько верить можно результатам

[IBZ]

Сообщение от B0RGiR насколько верить можно результатам

Хороший вопрос, учитывая разницу расчета по СНиПу и МКЭ . У меня в расчете приведен коэффициент использования, переведем его в коэффициент запаса и сравним со значением 0,78 (дефицит устойчивости стенки в 22%) k=1/0,8=1,25. При этом разница в результате расчета на местную устойчивостью стенки будет 1,25/0,78=1,60 Абсолютно недопустимое расхождение!!!

[Ильнур]

Сообщение от Romegv ...по прочности она не несет почти в два раза. Сталь взял похожую на 255.

Возможно и так. SCAD много врет. Да я и не ставил целью точность расчетов ("очередной раз делаю вывод, что к моделированию пластинами/оболочками нужно подходить весьма осторожно, только при полном понимании "процесса" и с обязательной оценкой полученного результата"), а просто даванул быстренько и посмотрел - локальные напряжения (точечные концентрации исключил) не превышают 3,3 т/в.см. Мне интересно было было получить форму. Romegv и IBZ вычислили больше, наверно тоже по локальным концентрациям. Здесь неуместно вот это: "только при полном понимании" - тут особо нечего понимать. Просто тщательнее надо подбирать пример, так штоп никто не подточил носа. С учетом возможного разнобоя в расчетах. Например на п.69 можно растянуть площадку нагружения и добиться снижения напряжений ниже R. Что интересно, у Romegv устойчивость хорошо сходится с кривым СКАДом (с корреляцией на сталь).
По поводу первоначального вопроса - то, чего не было в СНиП, теперь есть в СП - см. скан.

----- добавлено через ~24 мин. -----

Сообщение от Yu Mo Местная устойчивость - дело тёмное.

Не темное, а сложное слишком, для ручных расчетов. В программе - это как два пальца об асфальт. Лишь бы программа была не кривой.

Где там, в формулах (125), (126) СП сидят усилия?

Там и нет расчета на устойчивость. А лишь проверка по пределу, заблаговременно вычисленному из условия определенного НДС - а в (125) и т.д. из СП - именно сжато-изгибаемых и внец.сжатых. Это проверка сверху. Подразумевает наличие максимально возможных напряжений (читай усилий), приводящих к потери устойчивости.

А в СНиПе, в таблице 27*, или 29* где учёт фактических напряжений ? То есть, лежит себе (сжатая) конструкция на земле, никого не трогает, и при этом не проходит по местной устойчивости стенки

Да не, не по устойчивости не проходит, а не проходит по предельному условию. Зачем Вы так? Есть же в СП ф. (80) например...

[Yu Mo]

Сообщение от Ильнур Есть же в СП ф. (80) например...

Так то для изгибаемых элементов. А если внецентренные, или, не дай бог, центрально сжатые?

Сообщение от Ильнур В программе - это как два пальца об асфальт. Лишь бы программа была не кривой.

Да, хлопотное это дело. Да и не это главное. Насколько можно доверять лировскому расчёту устойчивости МКЭ из оболочечных элементов, если он считается в пределах упругости, а ты мозжечком чувствуешь, что при потере устойчивости пластика прибежит достаточно быстро? Это, как если стержневые элементы считать по формуле Эйлера, eсли Р<Ркритич., то всё класс. Повторю, в СП сейчас, вроде как нормально этот вопрос решается, благодаря п. 9.4.3. А вот в ДБН - полное увы.

[Ильнур]

Сообщение от Yu Mo Так то для изгибаемых элементов. А если внецентренные, или, не дай бог, центрально сжатые?

Я привел пример, что в расчетах участвует усилие (напряжение) обязательно. Если это расчет. Устойчивость теряется от усилия, а не от расчетной гибкости. Такая фигура речи.

Насколько можно доверять лировскому расчёту устойчивости МКЭ из оболочечных элементов, если он считается в пределах упругости

В лире физнелин есть, геомнелин тоже. Правда, вроде устойчивость и нелин Лира одновременно не тянет. Лучше что-нить потяжелее типа Ансис.

Сообщение от Yu Mo ...Повторю, в СП сейчас, вроде как нормально этот вопрос решается, благодаря п. 9.4.3. ...

Ну да, решается. Для практических задач вполне.
В рамках ДБН придется толстые стенки обосновывать, или таки моделировать напрямую.
Да, я потерял нить - зачем говорите очень тонкие стенки понадобились?

[Yu Mo]

Сообщение от Ильнур зачем говорите очень тонкие стенки понадобились?

Чтоб толстыми не были .
Слово "очень" я не говорил. Но когда программа, ссылаясь на нормы, убеждает меня, что сжато-изогнутая коробка из двух швеллеров 30 не проходит по местной устойчивости, есть ощущение, что тебя хотят, мягко говоря, обмануть.

Сообщение от Ильнур Правда, вроде устойчивость и нелин Лира одновременно не тянет.

Ото ж.

[Ильнур]

Сообщение от Yu Mo ... программа, ссылаясь на нормы, убеждает меня, что сжато-изогнутая коробка из двух швеллеров 30 не проходит по местной устойчивости...

Возможно программа просто некорректная. У швеллера стенка толще чем у двутавров Б. Это надо локально очень мощно давануть ,чтобы выпучилось.