[nevada]

Здравствуйте! Понимаю, что эту тему уже замусолили, но покопавшись на форуме, я так и не нашла ответа - слишком противоречивые отклики. Итак, есть двухэтажный каркас без кранов с самонесущими стенами по периметру. В поперечнике 2 пролета по 6.6 м., в продольнике - 5 пролетов по 5.4 метра. Крепление и главных и второстепенных балок - шарнирное по сериям. По балкам - монолит по профлисту толщиной 150. В продольном направлении связи ставятся только в крайних осях, в поперечном направлении тоже будут связи по одной в торцах. Покрытие можно не считать - деревянная крыша - колонны обрываются после 2-го перекрытия.
Вопрос: Каким считается мю для определения расчетной длины колонны среднего ряда (где нет связи). Неужели, действительно 2 и шарниры закрепления балок не идут в учет? И можно ли учитывать жесткость перекрытий для уменьшения расчетной длины? А также играет ли роль, что монолит рассчитан как отдельная плита, а не как сталежелезобетонная конструкция? Буду благодарна за ответы.

[BoT]

проблемы не вижу, но конструктив тяжело воспринимается "на слух", поэтому что-то тяжело посоветовать, чтобы не ввести в заблуждение

[Leonid555]

Сообщение от nevada Вопрос: Каким считается мю для определения расчетной длины колонны среднего ряда (где нет связи). Неужели, действительно 2 и шарниры закрепления балок не идут в учет? И можно ли учитывать жесткость перекрытий для уменьшения расчетной длины? А также играет ли роль, что монолит рассчитан как отдельная плита, а не как сталежелезобетонная конструкция? Буду благодарна за ответы.

Вы прочитайте внимательно СНиП II-23-81* пункты 6.8-6.13. Особенно п. 6.11 и 6.13.
Вы ведь много чего не пишете, например, как у вас колонны крепятся на фундаменте - шарнирно или жестко? Кто вам мешает закрепить монолитную плиту перекрытия на балках? Ну и что, если вы не считали конструкцию как сталежелезобетонную. Никто не заставляет. Не хотите металл экономить - ваше дело. У вас что сжатые пояса балок не закреплены? Вы проверяли балки на возможную потерю устойчивости? А на требования п. 5.15 и 5.16 СНиП II-23-81* вы смачно плюнули? И после этого спрашиваете можно ли считать ваше перекрытие жестким диском?

[Vavan Metallist]

Так что ли? Тогда свободные длинны колонн считать как для несвободных рам. В каждую гофру ставте анкер, варите его к балкам - и перекытие будет жестко соединено с каркасом.

[nevada]

Vavan Metallist, примерно так. В продольнике только не 4, а 5 пролетов и связь в продольном направлении во втором пролете, а не с краю. Спасибо большое за иллюстрацию. Интересует колонна среднего ряда, которая не развязана связями или это не имеет значения?
Leonid555, я читала СНиП, как ни странно. Колонны крепятся жестко к фундаменту. В СНиП написано - если верхние или нижние ригели сопрягаются с колоннами шарнирно, то принимаем p или n равным нулю. А если и верхние и нижние сопрягаются шарниром, как бывает в большинстве случаев? Настил к балкам крепим как положено - саморезами в каждой гофре. Можно, конечно, и анкера воткнуть. По СНиП для моего случая не требуется расчет на общую устойчивость. Но это для Балок. Т. е. само по себе перекрытие жесткое, это я понимаю. Но влияет ли эта жесткость при определении мю для колонн? Вот что меня интересует.

[Leonid555]

nevada, вы внимательно прочитайте пункт 6.10 СНиП. И очень внимательно просмотрите таблицу 17а. n и p вычисляются в зависимости от жесткости примыкающих ригелей, а точнее их моментов инерции Is - верхний ригель (для n), Ii- нижний ригель (для p). Если примыкание ригеля шарнирное, то принимают n=0 (если это верхний ригель) , p=0 (если это нижний ригель). Если у вас и верхний, и нижний ригели примыкают шарнирно, значит p=n=0. Тогда у вас по формуле 70,в получится ню=1. Но это в плоскости рамы. А что происходит в направлении из плоскости рамы - см. пункт 6.13 СНиП.
Наличие жестких дисков перекрытий, разумеется, влияет на расчетные длины колонн. Такие диски являются связевыми.
То что вы саморезами крепите профнастил к балкам и тем самым обеспечиваете устойчивость балок и жесткость диска перекрытия - прекрасно. Но тогда профнастил вам придется рассматривать уже как несущую металлическую конструкцию (а не просто как несъемную опалубку) и защищать его от коррозии и от пожара по полной программе.
А надо ли вам это?
Если же вы надеетесь только на железобетон, то придется ставить специальные элементы, приваренные к балке (а иногда и к арматуре плиты перекрытия). Один из вариантов - стат-болты. Можно ставить арматурные анкеры о которых говорил Vavan Metallist (столь любезно нарисовавший за вас схему здания ).
Вы посмотрите "Руководство по конструированию бетонных и ж.б. конструкций из тяжелого бетона". Там на рисунках 105, 106, 107 показаны арматурные "усы" , привариваемые к стальным балкам. Хотя мне этот вариант и не нравится. Во всяком случае арматуру диаметром менее 10 мм не варят ручной дуговой сваркой. Да и выполнять швы поперек пояса балки - не есть хорошо. Уж лучше такие "усы" размещать на стальных пластинках-подкладках, приваренных к поясу балки швами, направленными вдоль пояса.
На мой взгляд - не столь уж обязательно ставить анкеры или спецэлементы в каждую гофру, их количество определяется расчетом. Они должны воспринимать gfic , определяемую по формуле 37,б СНиП II-23-81*.
nevada, что же вам и посоветоваться, кроме как на форуме, не с кем?

[Vavan Metallist]

Сообщение от Leonid555 nevada, что же вам и посоветоваться, кроме как на форуме, не с кем?

Я ее понимаю

[nevada]

Leonid555, к большому сожалению, не с кем посоветоваться. Тем более на форуме есть возможность узнать разные мнения. Ведь эту тему поднимали уже не раз. Настил у меня проходит и по монтажной, и по эксплуатационной нагрузке. Несет в общем. Почему не считала сталежелезобетонную конструкцию - потому что в рекомендациях от 87 года черт ногу сломит, у них все формулы под их 80 профлист приспособлены, потом открыла Горева и все замечательно посчитала. Так что возможно и сделаю пересчет на совместную нагрухку, выходные длинные... Балки все посчитала, а вот с колоннами запуталась совсем. Спасибо вам за помощь, теперь разобралась.

[eilukha]

Сообщение от nevada тему уже замусолили

- от этого не полегчало, тема очень обширна

Сообщение от nevada Итак, есть двухэтажный каркас...

- картинку желательно

[nevada]

eilukha, чуть выше картинку за меня сделали. Я не сильна в пространственных построениях.Спасибо Vavan Metallistу!

[NoName123]

Здравствуйте!
Решил написать в этой теме, т.к. проблемы те же.
Считаю одноэтажный каркас в скаде, колонны жестко защелены в фундаменте, опирание балок на колонны - шарнирное, колонны - постоянного сечения из кв. трубы. Определил свободные длины стоек.
Беру из полученной в SCADe таблицы свободную длину некой колонны - 12,7м. Геометрическая длина колонны -3,5м. Значит, мю=12,7:3,5=3,6.
Хочу сравнить полученное значение со СНиП. Смотрю в СНиП, в табл. 71,а и вижу, что для жесткого защемления в фундаменте мю может быть максимум 2.
А у меня 3,6. Что принимать для расчета?
Дальше, как я понимаю, этот коэффициент расчетной длины нужно поставить в постпроцессоре при назначении конструктивных элементов. И в моем случае, мю и будет определяющим, при назначении сечений.
Буду благодарен за помощь.

[Ильнур]

Сообщение от NoName123 ..Смотрю в СНиП, в табл. 71,а и вижу, что для жесткого защемления в фундаменте мю может быть максимум 2. ....

Смотреть надо не туда. А в табл. 17,а. У Вас же не отдельносвободная стойка.
Кстати, там возможно Вы получите тоже 2, с учетом п. 6.10 насчет ф.(69). Но это при N1=N2. Поэтому Скад правее.
Вы случайно не в пространстве считаете?

[NoName123]

Ильнур
Но в таблице 17,а (формула 69) на картинке, я так понимаю, ригели с колоннами жестко соединяются, а у меня шарнирно. Или я что-то недопонимаю?
И даже при расчете по этой формуле у меня получается немногим больше 1.
А если принять то, что предлагает SCAD, то сечение стоек какое же тогда будет на такой небольшой домик?
Считаю в пространстве. Расчет прикладываю.

[Ильнур]

Сообщение от NoName123 ... а у меня шарнирно. Или я что-то недопонимаю?...

Вы просто чего-то недочитываете:

с учетом п. 6.10 насчет ф.(69).

Там ищите про шарнирный случай. Должно получиться примерно 2.
Если Мю 3...4 или 100, это не значит, что сечение обязательно большое - сечение зависит от усилий. А предельную гибкость по СКАДовскому мю некорректно назначать - это пределы установлены из соображений условий транспортирования, монтажа и зыбкости элемента, и их как раз при мю, отвлеченном от реальной нагруженности системы, и нужно проверять.
Создайте запасной spr-файл и сделайте плоскую схему - возможно, Ваш мю - из плоскости. Скад не информирует об этом.
А чтобы убедиться, что Скад не врет, в плоской схеме оставьте только вертикальные симметричные нагрузки, и посмотрите какое мю получится. Должно быть близко к 2.
Эти манипуляции нужны для четкого и ясного владения ситуацией при расчетах на Скад. Вы начнете улавливать тенденции...
Вашу схему сегодня не смогу открыть - у меня дома кр. 7.31.

[NoName123]

Сообщение от Ильнур Вы просто чего-то недочитываете: Там ищите про шарнирный случай. Должно получиться примерно 2.

Да, проворонил. Получается ровно 2.
Спасибо, Ильнур.

Сообщение от Ильнур Ваш мю - из плоскости. Скад не информирует об этом.

В таблице свободных длин я увидел Ly и Lz. Только вот они равны всегда. Это вызвало у меня сомнения. Это он что, максимальное значение даёт? Непонятно.

Сообщение от Ильнур А предельную гибкость по СКАДовскому мю некорректно назначать - это пределы установлены из соображений условий транспортирования, монтажа и зыбкости элемента, и их как раз при мю, отвлеченном от реальной нагруженности системы, и нужно проверять.

Получается, что есть два мю. Одно: для проверки гибкости из соображений описанных Вами. А второе, то, что находит SCAD - для проверки устойчивости колонн. То есть в постпроцессоре, однако, нужно всё равно задавать мю, полученные SCADом, для проверки устойчивости, а ограничение по гибкости снять и изъять из SCAD-отчета вообще или, (что более сложно и запутанно и надо ли вообще?) сделать его пропорциональным полученному и задаваемому мю, чтобы прямо в постпроцессоре получить реальный коэффициент использования по гибкости.
Тогда в моем случае выйдет, что сечение принимаем по гибкости с мю равным 2, если по устойчивости большой запас. Правильно ли я понял?

А плоскую схему посчитаю обязательно. Интересно, что получится.

[eilukha]

Расчет домика.rar (2.0 Кб, 5 просмотров)

1. Прямолинейные стержни теряющие устойчивость (у Вас это колонны) должны состоять не менее чем из двух КЭ (иначе будут погрешности в расчете на эйлерову устойчивость) (источник не помню).
2. Прежде принятия расчетных длин надо увидеть и убедиться в "правильности" формы потери устойчивости (у Вас она не отображется).

В таблице свободных длин я увидел Ly и Lz. Только вот они равны всегда. Это вызвало у меня сомнения.

- для одной формы потери устойчивости отношение Ly/Lz зависит только от Jy/Jz (у Вас Jy/Jz=1)

[ltnchik1405]

Оживлю тему. Во вложении схема. Посчитал устойчивость в Лире. Коэффициенты свободной длины не радуют. Может делаю что-то не так? Когда анализирую формы потери устойчивости коэффициенты запаса 6.5, 26.6, 89.9. Каков их смысл? Потеря устойчивости наступит при перегрузе на величину коэффициента? При расчёте ж/б колонны в Лир-АРМе принимать сумасшедшие коэффициенты свободной длины посчитанные программой?

[eilukha]

Сообщение от ltnchik1405 Каков их смысл?

- никакого. Смысл только в свободных длинах, да и то не во всех.

[ltnchik1405]

Сообщение от eilukha Смысл только в свободных длинах, да и то не во всех.

В каких есть? (Приминительно к схеме)

[eilukha]

У меня Лиры нет.