[Tyhig]

Добрый день.

Проектирую КЖ бассейна. Пролёт ферм 19,5 м.
2 этажа, на втором этаже бассейн.
Высота 1 этажа около 4 м (от 0,000 до верха плиты перекрытия).
Перекрытие второго этажа - монолитная ж.б. плита 200 мм.
После второго этажа есть ещё бассейн и его перекрытие. Но перекрытия там по сути просто опираются на стены и бассейн шарнирно. Сам же бассейн само собой обратно-П-образный на разрезе. И в расчёте устойчивости такое перекрытие не участвует.
Высота второго этажа 14,3 м до точки опирания стальных ферм покрытия.
Общая высота колонн 18,3 м.
Нагрузка от покрытия составит около 70 т, я брал в расчёте 80 т в запас.
Между колоннами пока кирпичное заполнение, видимо в 3 кирпича. В расчёте устойчивости колонн такие не участвуют ?

В СКАДе при расчёте стальных ферм получил боковое перемещение колонн КЖ 8 мм в середине высоты второго этажа. Задумался над устойчивостью колонн КЖ.
В АРБАТе получил интересный расчёт по "Экспертиза колонн".
Принимал грубо консоль высотой 14 м на 80 т.
По предельной гибкости получил минимальное сечение 650х650 мм. Это ещё без учёта моментов от ветра, участия в жёсткости здания... Просто одна продольная сила.
Расчёт велся по средней колонне в середине наружных стен зала бассейна.

Коэффициенты расчётной длины 1,5 и 1,5 из-за шарнирного прикрепления ферм.

1) Наверное глупо оставлять колонны 650х650 мм ? Надо искать решения уменьшить толщину ?
2) Но что можно сделать ?
2а) Кирпичные стены толщиной 380 мм не удержат колонну от потери устойчивости. Да или нет ?
2б) Можно было бы добавить балку-ригель посередине и тем уменьшить высоту консоли в 2 раза. Уже 9метровые колонны проходят и 400х400 мм... Но это добавит устойчивости только в плоскости стен. Из плоскости ригель не поставишь ибо бассейн.
3) Или оставить толстые колонны за неимением альтернативы ?

Прикладываю рисунок пнг.
Также прикладываю файл расчёта арбата САВ. На форум не выложить САВ, поэтому просто добавил к расширению ещё одно расширение .rar. Это не архив, надо просто поменять расширение, удалить .rar.


Пока решил вопрос применением колонн 650х500 мм.

[swell{d}]

защемить колонну в плите на 8,250 можно? тогда остаётся ещё 9,25м. консольным стержнем здесь и не пахнет - это рама, причём правая сторона плавно переходит в каркас. я бы принял коэф-т расчётной длины 0,7. ну даже если взять 1,0, то
h_min = l0 / (0,289 * 120) = 9,25 / (0,289 * 120) = 0,27м.
Так что норм. Только распорки из плоскости рамы и связевый блок.

[-Наф-Наф-]

Tyhig, Не рассматривали вариант с фермой, рамно защемленной в колоннах? Почему бы нижний пояс фермы не довести до колонн?

----- добавлено через ~2 мин. -----
И еще. Зачем нижний пояс делаете ломанным?

[Tyhig]

Сообщение от swell{d} защемить колонну в плите на 8,250 можно?

Нельзя. Между чашей бассейна и каркасом осадочный шов.
Только толщину колонны увеличивать.

swell{d}, это не рама, так как стальные фермы псевдотипа Молодечно шарнирно лежат на колонне.
И не защемляют её сверху.
У бассейна не закрепиться никак.
То есть 14 м и консоль.
И 650х500 мм.

Ферма молодечно-подобная. Там так.
По факту здесь предварительный рисунок АР, у меня там нет перелома. Ну то есть есть около 80 мм разницы, для деформаций фермы и всё.

Ещё вопрос.
В АРБАТе вылезает всё время предельная гибкость.
Новое СП

10.2.2 Размеры сечений внецентренно сжатых элементов для обеспечения их жесткости рекомендуется принимать такими, чтобы их гибкость l0/i в любом направлении не превышала: 200 - для железобетонных элементов; 120 - для колонн, являющихся элементами зданий; 90 - для бетонных элементов.

Эти 120 сейчас делают уже ненагруженные фермами колонны на торцовом фасаде "на себя" не проходящими по предельной гибкости.
И их тоже придётся делать не 400х400. Как можно нарушить предельную гибкость 120 для таких ненагруженных кровлей колонн ?
Можно ли их считать как 200 ?

[swell{d}]

Сообщение от Tyhig это не рама, так как стальные фермы псевдотипа Молодечно шарнирно лежат на колонне.

рамы бывают с шарнирами

ну ок, тогда берём колонну 13,7м, коэф-т расчётной длины 1,0 (в запас!) и получаем: 13,7 / (0,289 * 120) = 0,4м - как раз предельная гибкость обеспечена.
120 в моей формуле - это и есть гибкость.
и это не консоль. жёсткий диск покрытия никто не отменял.

[Tyhig]

swell{d}, я не понимаю принципа откуда мю 1.
В скаде в арбате мю назначается по некой таблице. Истоки таблицы пока не искал, но очевидно, это какие-то нормы.
Для моих колонн - без крана, с шарнирной рамой какой-то эстакады мю=1.5
Это вообще с учетом того, что обычно по физике для колонн рамы мю=2 при защемлении снизу и шарнирах сверху.
По той же мистической таблице из арбата мю=0.7 для между этажных колонн зданий (только к 0.7 была ссылка на нормы, а к 1.5 не было).
Вот мне и боязно назначать мю меньше 2 вообще. Уже не говоря о 1.
Так откуда 1 то ?
У меня защемление снизу и шарнир сверху...

При этом
верхний пояс ломанный с уклоном 15%;
нижний пояс всё-таки тоже слегка ломанный с разницей отметок 80 мм.

[Shaman111]

см вложение (на украинском)
Tyhig, таблица вроде бы в рпособии к снип по жбк без пред напряжения, могу ошибаться

[tutanhamon]

Сообщение от Tyhig swell{d}, я не понимаю принципа откуда мю 1. В скаде в арбате мю назначается по некой таблице. Истоки таблицы пока не искал, но очевидно, это какие-то нормы. Для моих колонн - без крана, с шарнирной рамой какой-то эстакады мю=1.5 Это вообще с учетом того, что обычно по физике для колонн рамы мю=2 при защемлении снизу и шарнирах сверху. По той же мистической таблице из арбата мю=0.7 для между этажных колонн зданий (только к 0.7 была ссылка на нормы, а к 1.5 не было). Вот мне и боязно назначать мю меньше 2 вообще. Уже не говоря о 1. Так откуда 1 то ? У меня защемление снизу и шарнир сверху... При этом верхний пояс ломанный с уклоном 15%; нижний пояс всё-таки тоже слегка ломанный с разницей отметок 80 мм.

В вашем случае поперечная рама "прикреплена" к каркасу здания (то, что справа) - и в верхней отметки правой колонны она зафиксирована от горизонтальных перемещений (ладно, пусть не зафиксирована, а там у нас упругая связь, порядка 2000 тс/м).
Тогда рама теряет устойчивость по форме, показанной первом рисунке, и коэффициент в этом случае принимаем m~1.0 (вообще 0.7, но лучше в запас взять 1.0, на мой взгляд).

В случае, когда "отвязываем" раму от каркаса, даем ей деформироваться самостоятельно, то коэффициент - m = 2.0 (см. второй рисунок)

[Tyhig]

tutanhamon, а как анализировать устойчивость колонн ? Это скад ? Как вы получили мю ?

В своё время я так понял, что надо получать самый неустойчивый элемент из обычного линейного расчёта скада и потом по формуле Эйлера можно получить мю. Но тут ведь столько элементов...
У вас не так ?

[tutanhamon]

Сообщение от Tyhig tutanhamon, а как анализировать устойчивость колонн ? Это скад ? Как вы получили мю ? В своё время я так понял, что надо получать самый неустойчивый элемент из обычного линейного расчёта скада и потом по формуле Эйлера можно получить мю. Но тут ведь столько элементов... У вас не так ?

Да, это расчет Эйлеровой устойчивости, но не в Скаде, а в Лире. Сам по себе он имеет мало общего с устойчивостью элементов конструкций по СНиП (почему так - смотрите книгу по Scad), но вполне годится для определения расчетных длин элементов. И да, вы правы, корректное значение коэффициента расчетной длины получается только для того элемента, который при конкретной форме теряет устойчивость (в Лире это называется чувствительностью, элемент с максимальной чувствительностью и теряет устойчивость в конкретной форме)

В отличие от Скада (а может и не в отличие, на самом деле я его последний раз открывал году в 2012-м), в Лире есть удобная опция - можно указывать элементы, которые игнорируются при определении форм устойчивости, то есть вы можете получить форму для нужных элементов расчетной схемы.

[Бахил]

Tyhig, принимай 600 и не мучайся. Для твоих размеров самое то.
А все эти Лиры и Скады расчётные длины не определяют.

[DEM]

Offtop: Tyhig
Надеюсь это дипломный проект.....
По бойся бога, отдай профессионалам.
Если упадет потом не простишь себе.