[sibedir]

Рассчитываю фундаменты под металлокаркас. Сам каркас, проект и расчеты к нему не нашенские (ЛИНДАБ). Проектировщиками Линдаб предоставлены нагрузки под пятой каркаса. Среди прочих загружений имеются так называемые "Стабилизационные силы".
Из разговора с инженерами ЛИНДАБ и собственной практики знаю, что стабилизационные силы - это силы, возникающие в опорах от неточностей изготовления деталей каркаса. Таких загружений 4:
Стабилизационные силы (X+)
Стабилизационные силы (X-)
Стабилизационные силы (Y+)
Стабилизационные силы (Y-)
Величина этих сил по модулю ничуть не меньше чем от ветровых нагрузок, пропустить эти силы никак нельзя.
Теперь немного о самих фундаментах. Столбчатые фундаменты на свайном основании. Кусты по 2, 3 или 4 сваи (здание двухэтажное).

СУТЬ ВОПРОСА
В силу самой природы стабилизационных сил, как результата чисто внутренних напряжений, сумма реакций опор по каждому из независимых блоков ОБЯЗАНА равняться нулю:

Но, как для меня это оказалось ни печально, на этот раз я этого увидел вот такую картину:
Суммарные внешние нагрузки на основную схему

Код:

[Выделить все]

           X      Y     Z    UX   UY   UZ
ST (X+)  -69.8    0     0    0    0    0
ST (X-)   69.8    0     0    0    0    0
ST (Y+)    0    -69.8   0    0    0    0
ST (Y-)    0     69.8   0    0    0    0

ремарка: все базы шарнирные

Да, как и предполагалось максимальные стабилизационные силы возникают в опорах колонн связевого блока. Да они (максимальные силы) направлены вдоль связевых плоскостей. Но только компенсируются силы от (X+) силами от (X-), а силы от (Y+) силами от (Y-), а не самими собой. Такое ощущение, что если каркас перетянуть (перекосить) и поставить на колеса, то он от этого поедет сам по себе.

СУТЬ ПРОБЛЕМЫ
Для восприятия стабилизационных нагрузок ростверки соседних фундаментов каждого связевого блока объединяются монолитным поясом:

Идея была в том, чтобы погасить эти "темные" силы самими собой и не пустить их на свая, так как грунты весьма слабенькие для восприятия горизонтальных нагрузок, да к тому же еще и насыпные (до 1,2 м).
Городить упоры? Бред.
Передавать на сваи? Увеличу количество и армирование свай местами в 3 раза.
Воспринимать всё полом? И на колонны проектом заложить неснимаемую табличку: "ТУТ НЕ ДОЛБИТЬ!!!"

[ETCartman]

Никогда не встречал раньше никаких стабилизационных сил нигде. внутренние усилия от неточности сборки (той же природы что и температурные) случаются в статически неопределимых системах, но нормальный проект и нормальный порядок монтажа обычно их исключает, то есть по нормальному рабочие не должны ничего "догибать", "притягивать" и так далее, а все контрукции имеются соответствующую точность и конструктивные элементы типа овалов, увеличенных отверстий с шайбами и т.д.
На практике конечно догибание и притягивание встречается еще как, поэтому например избегают резать какие либо связи до усиления, или вообще удалять что то. Были случае когда конструкции выстреливали в результате этого. Но чтобы неточности сборки брали в расчет - не знаю примеров. Может быть это какая то особая фича данной компании, раз они решили это учитывать.

[realdoc]

Сообщение от ETCartman Никогда не встречал раньше никаких стабилизационных сил нигде.

Думаю дело в неточности перевода - имеется ввиду stability, т.е устойчивость. Силы возникающие при потере устойчивости, или по "нашенскому" - фиктивная поперечная сила.

Сообщение от sibedir В силу самой природы стабилизационных сил, как результата чисто внутренних напряжений, сумма реакций опор по каждому из независимых блоков ОБЯЗАНА равняться нулю:

Есть методика расчета, при которой данные силы можно вводить как внешние - на результат расчета это никак не влияет, но сильно упрощает ввод данных.

[sibedir]

realdoc, спасибо за вложение. Уточните, пожалуйста, источник.

Со слов инженера ЛИНДАБ речь идет именно о несовершенствах.

Сообщение от realdoc Есть методика расчета, при которой данные силы можно вводить как внешние - на результат расчета это никак не влияет, но сильно упрощает ввод данных.

Но в таком случае рассматривать реакции опор от этих сил при расчете фундаментов нецелесообразно.
Ведь

Сообщение от sibedir В силу самой природы стабилизационных сил, как результата чисто внутренних напряжений, сумма реакций опор по каждому из независимых блоков ОБЯЗАНА равняться нулю:

Или нет?

[realdoc]

Сообщение от sibedir realdoc, спасибо за вложение. Уточните, пожалуйста, источник.

EuroCode2, в переводе попавшемся на вскидку, но суть передана верно. К металлу конечно прямого нормативного отношения не имеет, но строительная механика-то общая. Единственное в металле элементы более гибкие, поэтому помимо несовершенств еще влияет гибкость конструкции - условные силы могут быть гораздо больше.

Сообщение от sibedir Но в таком случае рассматривать реакции опор от этих сил при расчете фундаментов нецелесообразно.

Сумма реакций действительно равна нулю, но реакции не равны нулю. Поэтому если у Вас единое основание под всю рассматриваемую систему (фундаментная плита), то нет. Если под какой-то элемент отдельный фундамент, то надо рассчитывать на эту фиктивную (условную) поперечную силу).
В наших нормах это не учитывают, что на мой взгляд неправильно, поэтому я в необходимых случаях учитываю. Естественно в обычных случаях - расчет обычного столбчатого фундамента под колонну на это можно забить, но если надо посчитать элементы раскрепления колонны или ростверка для уменьшения расчетной длины, то я считаю по такой методике.

[sibedir]

Сообщение от realdoc Сумма реакций действительно равна нулю, но реакции не равны нулю. Поэтому если у Вас единое основание под всю рассматриваемую систему (фундаментная плита), то нет.

Я учту их в любом случае. Только если X+ и X- будут действовать по отдельности, то мне придется дополнительно усиливать фундаменты на восприятие горизонтальных нагрузок. А если усилия от стабилизацилнных нагрузок вцелом самокомпенсируются, то мне будет достаточно лишь ввести монолитные связи в связевых блоках (по примеру с рисунка) и на сваи уйдут минимальные (почти нулевые) дополнительные горизонтальные нагрузки.

[realdoc]

Сообщение от sibedir если усилия от стабилизацилнных нагрузок вцелом самокомпенсируются, то мне будет достаточно лишь ввести монолитные связи в связевых блоках (по примеру с рисунка) и на сваи уйдут минимальные (почти нулевые) дополнительные горизонтальные нагрузки.

Данные силы относятся к блоку здания в целом, поэтому затяжкой только по связевому блоку не обойтись. Иными словами - связевый блок поддерживает остальные колонны. Поэтому "самокомпенсироваться" будут реакции включающими весь блок здания, а не только связевый.
Допустим в ряду 11 колонн. Связи стоят между 5 и 6 колонной. Реакции в одну сторону будут давать все 11 колонн, удерживать их будет связевый блок из двух колонн. Соответственно сумма реакций по связевому блоку не будет равна нулю.
Условная сила будет в каждом элементе, в котором есть вертикальная нагрузка. Соответственно общая затяжка по всему блоку здания Вас спасет, только по связевому блоку - нет.

[sibedir]

Прикрепляю схему ростверков и расчетную схемы, используемую мною для анализа.
111.dwg
111.SPR
Может так будет понятнее.

Если есть скад, рассмотрите комбинацию из X+ и X-. Она четко сопоставляется со схемой из 111.dwg. Но только при совместном действии + и -.

Сообщение от realdoc Реакции в одну сторону будут давать все 11 колонн, удерживать их будет связевый блок из двух колонн.

во-о-от. А в предоставленных данных по нагрузкам такого не наблюдается. Сила на связевый блок направлена в ту же сторону, что и у остальных колонн. Т.е. связь не удерживает здание от падения, а двигает дальше с еще большей силой.

Сообщение от realdoc общая затяжка по всему блоку здания Вас спасет, только по связевому блоку - нет.

Защемление колонн в горизонтальной плоскости конструкцией монолитного пола? Но он опять же дробится на карты.

[realdoc]

Сообщение от sibedir Если есть скад

нет к сожалению.

Сообщение от sibedir А в предоставленных данных по нагрузкам такого не наблюдается

значит люди не учитывали связевый блок, а просто приложили усилие ко всем колоннам. На мой взгляд это неправильно, но для простоты в некотором случае я мог бы так же сделать.

Сообщение от sibedir Защемление колонн в горизонтальной плоскости конструкцией монолитного пола? Но он опять же дробится на карты.

Пол ведь не в воздухе висит? неужели силы настолько большие, что сдвинет карту по основанию?

[sibedir]

Сообщение от realdoc Пол ведь не в воздухе висит? неужели силы настолько большие, что сдвинет карту по основанию?

Штука в том, что при использовании пола:
1. Он станет воспринимать вообще все горисонтальные нагрухки (в том числе ветер). А в расчетном сочетании это не много не мало ~20тс
2. ЛИНДАБ это не одобряет (отступление от расчетной схемы со всеми вытекающими)
3. Необходимость накладывать запрет на любые работы с полами в зонах около некоторых колонн. А фактически это исключить или проконтролировать просто не возможно. К тому же эти участки будет затруднительно использовать при прокладке/перепрокладке сетей.

Может всётаки рассмотреть вариант с уширениями в ростверках (упоры)?

[Кореш]

Нагрузки в кН?

[sibedir]

всмысле? 20тс ~ 200кН

[Кореш]

...

[ETCartman]

Сообщение от realdoc Думаю дело в неточности перевода - имеется ввиду stability, т.е устойчивость. Силы возникающие при потере устойчивости, или по "нашенскому" - фиктивная поперечная сила. .

Но фиктивная поперечная сила по снипам обычно не суммируется ни с какими активными силами, ее возникновение предполагается при потере устойчивости (то есть формы деформирования по сравнению с нормальной, при которой производится обычный статический расчет). Это как бы минимальное значение а не дополнительное к чему то. Например стержень при центральном сжатии - поперечных сил нет, в предельном состоянии они появляются. это применяется для специфических проверок (узлов, шпор и так далее).
При проверке элементов на основные воздейтствия такие силы учитываются опосредованно - в стальных нормах например при проверке центрально сжатых стержней коэффициентом "фи"
в жб нормах - случайным эксцентриситетом при проверке на M-N
В целом например нельзя брать какие то положения американских или европейских норм и автоматически переносить их на СНиП, потому что хотя и там и тут и декларируется метод предельных состояний,
подходы к определению нагрузок и комбинаций, а также подходы к прочностным проверкам - разные в принципе. Одинакова только математика и строительная механика.

PS
немного погуглил на эту тему:

http://www.haiyangshiyou.com/esdep/m...wg14/l1400.htm
http://www.haiyangshiyou.com/esdep/m...wg14/l0900.htm

In Eurocode 3 [1], imperfection effects are quantified in terms of an initial sway rotation at the base of the column (see Figure 7), but may then be converted to an equivalent horizontal force (see Figure 8).

Упоминается также, что

It should be emphasised that the resulting equivalent horizontal forces should be applied in addition to any other horizontal forces which may be acting.

то есть по сути такого рода силы в еврокоде рассматриваются (в некоторых случаях) - как условное загружение.
Но такой прием очень зависит от принципов проверочного расчета тех или элементов в целом, включая фундаменты.
Если подходить формально с позиции перестраховки - то проще всего взять усилия от заказчика и посчитать худшую (+/-) комбинацию - а потом считать по СНиП. Пр грамотном подходе рама просто пересчитывается по СНиП целиком (нагрузки > усилия> проверки). Безо всяких стабилизационных сил, которые по сути не являются в данном случае какими то реальными силами и просто связаны с особенностями конкретных норм проектирования.

[realdoc]

Сообщение от ETCartman Но фиктивная поперечная сила по снипам обычно не суммируется ни с какими активными силами, ее возникновение предполагается при потере устойчивости (то есть формы деформирования по сравнению с нормальной, при которой производится обычный статический расчет). Это как бы минимальное значение а не дополнительное к чему то.

В "наших" нормах по жб для статически неопределимых конструкций это минимальное значение, а для статически определимых - дополнительное.
По EuroCode2 эти усилия тоже дополнительные при расчете общей схемы. Такой подход мне нравится тем, что геометрические несовершенства оговорены прямо в нормах и поэтому начать расчет по деформированной схеме понятно с чего - принимаешь либо наклон, либо горизонтальные силы и считаешь. Подход с горизонтальными силами очень удобен при расчете многоэтажных зданий.

Сообщение от ETCartman В целом например нельзя брать какие то положения американских или европейских норм и автоматически переносить их на СНиП, потому что хотя и там и тут и декларируется метод предельных состояний, подходы к определению нагрузок и комбинаций, а также подходы к прочностным проверкам - разные в принципе.

Да это понятно, конечно. Но если какие-то подходы в наших нормах не оговорены и скрыты или подразумеваются, то можно воспользоваться и зарубежным опытом.

[ETCartman]

Сообщение от realdoc Да это понятно, конечно. Но если какие-то подходы в наших нормах не оговорены и скрыты или подразумеваются, то можно воспользоваться и зарубежным опытом.

Я имел в виду, не то что зарубежный опыт плох (на мой взгляд Еврокод самые детальные совершенные нормы на сегодня), а в том, что формулы и методики как правило нельзя вырывать из контекста, потому что нормы прочностного расчета действуют в комплексе с нормами по нагрузкам, материалам и даже технологии производства.
Например есть известная формула для определения напряжений при изгибе (упругом, без устойчивости плоской формы)

сигма = M/W <=R

такая же сопроматовская формула присутствует в любых нормах, с точностью до обозначений. Но M - это нагрузки, R - характеристика материала с коэффициентом запаса
И нагрузки и материалы - величины не детерминированные а случайные, устанавливаются для определенной ситуации с определенной доверительной вероятностью.
Допустим были польские (или финские) нормы и советские (в Беларусской ССР и Карелии) нормы. Снеговая нагрузка в приграничных районах отличалась значительно (где то я читал что едва ли не в разы), в нормах СССР - в меньшую сторону.
то есть это - практически в одном месте, в нескольких километрах. И там и тут проектировали прекрасные, сравнительно надежные и экономичные здания. Но если вырвать какую то формулу из одних норм и бездумно вставить в контекст других - получится очевидная глупость.
Или вот такой более мне близкий пример. На сегодняшний день в США действуют сразу два вида норм расчета строительных стальных конструкций. Одни называются ASD, другие - LFRD (метод допускаемых напряжений и метод предельных состояний). Вот тут правила определения комбинаций нагрузок.
http://www.bgstructuralengineering.c...ASCE700202.htm
скажем ветер с постоянной в одном случае 0.9D + 1.6W а в другом 0.6D + W. То есть разница более полутора раз грубо. Однако в одном случае расчитывается по упругой стадии с бо'льшим запасом, в другом - по предельной стадии с меньшим запасом по допускаемому напряжению. При этом если вы запроектируете так и эдак - где то будет больше, где то меньше, в среднем получите то же самое (и близко со СНиП и еврокод). Но естественно американские нормы запрещают категорически смешивать оба метода. Либо тот, либо этот.

Последние допустим десятилетия в РФ какая либо разумная техническая политика отсутствовала и все эти попытки создать новые СП по сути и сводились к заимстованию (частичному) каких то одельных положений евронорм, и попытке сопрячь их со СНиПами (по принципу каргокульта). Получилось, то что и должно получиться - несмотря на огромные административные затраты, в результате вернулись (или не вернулись?) к плохо актуализированным СНиПам (которые успели устареть за 30 лет в связи с изменениями как практики проектирования, так и строительства), а собственно проектировщикам старшего поколения с которыми я там работал и так всегда было ясно - что СНиПы - хорошо, Еврокоды - еще лучше, а микс из них - местами невыразимая глупость, на которую трудно возразить.

То есть, резюмируя сказанное, могу повторить мысль о том, что брать чего то оттуда и прменять сюда - можно только в случае если такое смешение пойдет в запас по обеим нормам. Тут можно использовать любую логику пока она в запас (там где я работал использовали даже логику вроде "а посмотрел я на его морду и решил взять КСС 1,3 вместо 1,2")
Фиктивные нагрузки в Еврокод - по сути часть методики по проверки устойчивости (если я не ошибаюсь - работает в основном для гибких каркасов) . В СНиП там возможно что в данном случае вы натолкнетесь на такую вещь, как предельная гибкость и вообще не сможете запроектировать строго говоря. Просто брать и смешивать эти вещи - хуже чем строго посчитать (с начала и до конца) просто по еврокод или просто по СНиП.

[Бахил]

Я бы ещё добавил, что и технология строительства должна быть соответствующая. Не случайно все еврокоды имеют национальную адаптацию.

[sibedir]

Получил коментарий ЛИНДАБ.

Сообщение от ЛИНДАБ Под стабилизационными силами мы понимаем эмуляцию несовершенств изготовления и монтажа конструкций в первую очередь, а так же все неучтенные силы, которые могут возникать во время эксплуатации здания. Это фиктивная нагрузка, прикладываемая в горизонтальном направлении (только в одном из направлений), принятая как 0.5% от полной ветикальной нагрузки.

Сообщение от ЛИНДАБ ...стабилизационные силы являются взаимоисключающими и не могут прикладываться одновременно либо попарно, но только одна из них

Принимая во внимание это, и расчеты свай принято решение уйти (точнее, попытаться уйти) на столбчатые фундаменты на естественном основании. Делаю расчет. Прикладываю всё и вся по полной программе безо всяких компенсаций и ненужных взаимосочетаний. Теперь главное получить как можно меньшее значение просадок и их разностей, чтобы ЛИНДАБ'овцы их одобрили.

[Бахил]

Интересный подход. Первый раз такое слышу. Хотя, при работе с финнами было требование о нулевых осадках фундаментов...Правда, как потом выяснилось, речь шла об относительных смещениях. При этом переводчик посчитал, что несколько сотых и "0" одно и то же.

[Jummybear]

А сваи под небольшим углом поставить не хотите для восприятия гор. нагрузок?