[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?

[IBZ]

Сообщение от 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.?

Нет, не означает. Приложение 7* СНиП II-23-81* приводит методики расчета для двутавров (равнополочных и неравнополочных), тавров и швеллеров. Почему так сформулирован пункт 5.15 судить не берусь. Что же касается замкнутых прямоугольных сечений, то они обладают очень хорошей сопротивляемости кручению, а потеря устойчивости при изгибе в значительной степени зависит от этого фактора (см формулы приложения 7*). Поэтому в нормы данный тип расчета не включен, как малозначительный по сравнению с другими факторами. Хотя г-н Горев не согласен и приводит упрошенный расчет такого типа сечений.

Сообщение от Нитонисе 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?

Для прокатных изгибаемых сечений считается, что стенки подобраны таким образом, что их устойчивость обеспечена. Про замкнутые сечения так с ходу без литературы не скажу, но у себя в программе мы написали соответствующий блок - в понедельник посмотрю. Сейчас могу только отослать к Пособию к СНиП II-23-81*. Прочитайте раздел 7 - в любом случае будет полезно.

Сообщение от Нитонисе Отдельно идут круглые трубы, тут и вовсе нельзя определить ни hef ни bef, у них тоже нет такого понятия как проверка местной устойчивости?

Совершенно верно - идут отдельно. И раздел в СНиПе им соответственно посвящен отдельнй - 8.2.

P.S. Вы уже ощущаете, что запрошенных данных по профилям в Вашей базе "маловато будет"

[Нитонисе]

Сообщение от IBZ Нет, не означает. Приложение 7* СНиП II-23-81* приводит методики расчета для двутавров (равнополочных и неравнополочных), тавров и швеллеров.

Да, действительно. Ну а что же касается всех остальных профилей? Круглые, квадратные, прямоугольные трубы рассчитывать не нужно? "Хорошая сопротивляемость кручению" - это личное мнение или оно подкреплено соответствующими указаниями СНиПа? Но даже если так, то есть еще те же уголки. Их устойчивость определять не нужно?

Сообщение от IBZ Для прокатных изгибаемых сечений считается, что стенки подобраны таким образом, что их устойчивость обеспечена.

Кем считается?

Сообщение от IBZ Совершенно верно - идут отдельно. И раздел в СНиПе им соответственно посвящен отдельнй - 8.2.

Вы уверены? Трубы толщиной 1 см являются тонкостенными? И что такое "безмоментные"?

Сообщение от IBZ P.S. Вы уже ощущаете, что запрошенных данных по профилям в Вашей базе "маловато будет"

См. ЛС.

Добавлено.

А разве в этой формуле в знаменателе не должно быть произведение I*t, где t - толщина стенки?

[IBZ]

Сообщение от Нитонисе Да, действительно. Ну а что же касается всех остальных профилей? Круглые, квадратные, прямоугольные трубы рассчитывать не нужно? "Хорошая сопротивляемость кручению" - это личное мнение или оно подкреплено соответствующими указаниями СНиПа? Но даже если так, то есть еще те же уголки. Их устойчивость определять не нужно? ......................................... Кем считается?

Любые нормы, СНиП в частности, приводят только те расчеты, которые должны быть выполнены для данного типа сечения при конкретном НДС. Ну не могут они, нормы, дать полный перечень того, чего делать не требуется Поэтому чаще всего (но не без исключений) верен принцип: нет в СНиП - считать не надо. Советую подробно проштудировать эту дискуссию со внутренними ссылками: http://forum.dwg.ru/showthread.php?t...E8%E2%E0%F2%FC.

Сообщение от Нитонисе Вы уверены? Трубы толщиной 1 см являются тонкостенными? И что такое "безмоментные"?

При реальных сортаментных трубах - все они тонкостенные с расчетной точки зрения. Откуда взят термин "безмоментные" - не вполне ясно, но, по-видимому, речь идет о безмоментной теории расчета тонкостенных оболочек, не учитывающей влияния на их напряжённое состояние оболочечных изгибающих и крутящих моментов ввиду малости влияния.

Сообщение от Нитонисе А разве в этой формуле в знаменателе не должно быть произведение I*t, где t - толщина стенки?

Именно так и должно быть. Это обычная сопроматовская формула без хитростей. В старых изданиях так четко и написано. В новых - чисто техническая ошибка при компьютерном наборе, сбивающая с толку.

[Нитонисе]

Сообщение от IBZ Поэтому чаще всего (но не без исключений) верен принцип: нет в СНиП - считать не надо.

Ну, это неверный подход, с моей точки зрения. Точнее сказать он неприменим в данном случае. Вот в нормах например сказано - нужно определять общую устойчивость балок. И тут же идет пункт, который описывают случаи, кога общую устойчивость проверять не нужно. Точно такой же подход логичен и при определении местной устойчивости. Есть раздел, где описывается как определять местную устойивость и уж коль для прокатных профилей этого делать не нужно - вполне логично это упомянуть. Впрочем, нет никаких проблем посчитать местную устойчивость прокатных профилей по этим самым нормам.

Сообщение от IBZ При реальных сортаментных трубах - все они тонкостенные с расчетной точки зрения.

Что это за точка зрения такая? То есть формулы раздела 5 в части изгибаемых элементов не применимы к круглым труба?

[IBZ]

Сообщение от Нитонисе Ну, это неверный подход, с моей точки зрения. Точнее сказать он неприменим в данном случае. Вот в нормах например сказано - нужно определять общую устойчивость балок. И тут же идет пункт, который описывают случаи, кога общую устойчивость проверять не нужно. Точно такой же подход логичен и при определении местной устойчивости. Есть раздел, где описывается как определять местную устойивость и уж коль для прокатных профилей этого делать не нужно - вполне логично это упомянуть. Впрочем, нет никаких проблем посчитать местную устойчивость прокатных профилей по этим самым нормам.

СНиП говорит о ненадобности чего-либо, если только она наличиствует не всегда, а только при определенных условиях. Если ни при каких условиях ничего считать не надо - он молчит как партизан. Впрочем, при написании программы, действительно, проще делать указанную проверку и для прокатных сечений. Во всяком случае, мы именно так и поступили.

Сообщение от Нитонисе Что это за точка зрения такая? То есть формулы раздела 5 в части изгибаемых элементов не применимы к круглым труба?

Теория определяет тонкостенные элементы как такие, у которых толщины на порядок отличаются от высоты/ширины. Где-то есть и более конкретные цифирки (не вспомню), тоже, впрочем, весьма условные. Согласно этому все сечения строительных сортаментов за малым исключением (например, сплошной кругляк или квадрат) являются тонкостенными. Что каcается раздела 5 СНиП, то он большой , но положения по общей устойчивости к круглым трубам не применимы - ну не теряют они общую устойчивость и все тут . Точно также неприменим к круглым трубам и раздел 7, толкующий о местной устойчивости стенок.

[Vavan Metallist]

Есть еще один аспект: СНиП он же написан для какой то конкретной страны, для принятых в ней каких-то конкретных традиций строительства и проектирования. Не было принято массово применять прямоугольные трубы в качестве балок - вот и не написано о них в СНиПе. Но это не значит, что не написано нигде. Начали применять фермы из гнуто-сварных профилей - там есть сжато-изгибаемый пояс. Нитонисе, смотрите раздел 15 пособия по проектированию (о конструкциях из гнутосварных замкнутых профилей). Там описана и методика расчета на устойчивость стенок гнутосварных профилей при работе их как балок (вернее это сжато-изгибаемые элементы) в местах приложения нагрузки. А теперь смотрим дальше. Рис.26 того же Пособия. Коэфициент k зависящий от тонкостенности пояса. Возьмем сталь с Ry=260МПа. Для такой стали k равен единице при отношении D/t=47. Это значит, что если у вас профильная труба 200х200 то при толщине стенки 200/47=4.5мм устойчивость стенки былки проверять не нужно. Если же применяете профиль с стенкой меньше 4,5мм, ну так посчитайте этот k по формуле на графике рис.26, или считайте устойчивость стенки по формулам СНиПа ка для открытого профиля, какая там разница. Но часто ли приходится применять профиля с такой тонкой стенкой?

[IBZ]

Сообщение от Нитонисе А из гнутых нету прямоугольных и квадратных труб. В этих типах сечений проверять устойчивость стенок не нужно?

Вот посмотрел, как такие расчеты реализованы у нас в программе. Выяснилось: по пункту 7.5 Пособия (стр. 40 бумажного варианта) через деформации кромок. Еще раз рекомендую прочесть весь раздел 7 Пособия.

P.S. А раздел 15 - это немного не то, точнее - не все. Здесь устойивость стенки определяется, как отметил Vavan Metallist, только в местах проиложения сосредоточенных нагрузок (в узлах). Нет,это, конечно, тоже устойчивость, но не вся. Стенка/полка может выпучится при определенных условиях в любом сечении по длине элемента.

[Разработчик]

Нитонисе

Ну а что же касается всех остальных профилей? Круглые, квадратные, прямоугольные трубы рассчитывать не нужно?

Круглые и квадратные - не нужно, однозначно. Потеря устойчивости из плоскости изгиба может произойти только если изгиб происходит в плоскости большей жесткости. Прямоугольные профили (сплошные или полые) могут терять устойчивость из плоскости при изгибе в плоскости большей жесткости, но соотношения Приложения 7 для их расчета не годятся, т.к. выведены с учетом "двутаврового" выражения для секториального момента инерции: Iw=Iy*h^2/4, ну или аналогичного для неравнополочного двутавра. Почему не приводится методика расчета потери устойчивости по изгибно-крутильной форме для прямоугольников и коробов - не знаю, может они не применяются в качестве изгибаемых элементов, вам - конструкторам - виднее.

Сообщение от IBZ Для прокатных изгибаемых сечений считается, что стенки подобраны таким образом, что их устойчивость обеспечена. Кем считается

Производители проката так задумывали профили, чтобы ни при каких условиях локальная потеря устойчивости не наступила раньше, чем наступление текучести по нормальным или касательным напряжениям. Можете проверить любые профили при нулевой гибкости (длине) и убедится в этом. Правда, вот IBZ проверил все сортаменты и нашел таки два выпадающих профиля, но это наше отечественное исключение, лишь подтверждающее правило.

А из гнутых нету прямоугольных и квадратных труб. В этих типах сечений проверять устойчивость стенок не нужно?

Нужно, и из приведенных в СНиПе картинок совершенно ясно, чему для них будет равно hef.

Что касается круглых труб, то они либо теряют устойчивость по обычной изгибной форме и для них СП дает самый "хороший" тип кривой устойчивости (Таб. 6), либо по оболочечным. Расчет устойчивости оболочек достаточно проблематичен для инженерно-строительной практики и потому, я предполагаю, что сортаменты труб ограничиваются отношениями R/t, для которых наступление текучести происходит при нагрузках ниже критических, соответствующих оболочечным формам потери устойчивости. Это означает, что проверять "устойчивость стенок и полок" у труб не требуется. Тем более, что приведенные в СНиПе/СП и Еврокоде 3 формулы выведены для пластинок, и не годятся для цилиндрической оболочки.

[Нитонисе]

Сообщение от Разработчик Нужно, и из приведенных в СНиПе картинок совершенно ясно, чему для них будет равно hef.

Но труб-то там нет.

[Разработчик]

Но труб-то там нет.

Кака разница, суть расчета локальной устойчивости стенки-полки - расчет пластинки. Из приведенных в СНиПе картинок ясно, что нужно брать в качестве эффективной ширины пластинки для гнутых профилей. Впрочем, похоже разработчики СНиПа устали объяснять это и в СП нарисовали короб тоже.

[Vavan Metallist]

Сообщение от Разработчик Почему не приводится методика расчета потери устойчивости по изгибно-крутильной форме для прямоугольников и коробов - не знаю, может они не применяются в качестве изгибаемых элементов, вам - конструкторам - виднее.

СНиП он же написан для какой то конкретной страны, для принятых в ней каких-то конкретных традиций строительства и проектирования. Не было принято массово применять прямоугольные трубы в качестве балок - вот и не написано о них в СНиПе.

Это я уже ответил

[yarrus77]

Сообщение от Нитонисе А разве в этой формуле в знаменателе не должно быть произведение I*t, где t - толщина стенки?

Вы правильно заметили в СНиП очепятка.
Проверить можно по единицам измерения кг/см2 (кН/см2, МПа и др).

Сообщение от IBZ Для прокатных изгибаемых сечений считается, что стенки подобраны таким образом, что их устойчивость обеспечена.

Для всех прокатных профилей? В частности двутавр 30Ш2? Он ведь прокатный вроде...

[IBZ]

Сообщение от acid Для всех прокатных профилей? В частности двутавр 30Ш2? Он ведь прокатный вроде...

А что с ним не то при работе на изгиб ?? Думаю, что здесь как раз все в порядке. Не согласны - приведите полные расчетные исходные.

Исходные данные
1. Двутавр 30Ш2 длиной 5,5 м
2. на нижнюю полку опираются плиты жб. Скорее всего по слою ц-п р-ра
(про кручение понятно что будет, вопрос не про это, хотя может позже)
3. Весьма неглупый человек говорит, что надо ставить ребра жесткости из-за местной потери устойчивости. Мне непонятно - ведь прокатный профиль не теряет местную устойчивость при сплошном приложении нагрузки до момента разрушения....

[IBZ]

Сообщение от acid Исходные данные 1. Двутавр 30Ш2 длиной 5,5 м 2. на нижнюю полку опираются плиты жб. Скорее всего по слою ц-п р-ра (про кручение понятно что будет, вопрос не про это, хотя может позже) 3. Весьма неглупый человек говорит, что надо ставить ребра жесткости из-за местной потери устойчивости. Мне непонятно - ведь прокатный профиль не теряет местную устойчивость при сплошном приложении нагрузки до момента разрушения....

СНиП толкует про проверку местной устойчивости изгибаемых сварных двутавров, предполагая, что у проката и так она обеспечена (не путать с другими видами НДС!). При этом это не означает, что расчет для проката невозможен. Не нужен - да, но при необходимости все приведенные формулы вполне применимы. Давайте посмотрим на устойчивость стенки Вашего сечения (данные приняты для 30Ш2 по СТО АСЧМ).
hef=300-2*(15+18)=234 (мм) t=9 мм. Заглядываем в СНиП:

7.3. Устойчивость стенок балок не требуется проверять, если при выполнении условий (33) условная гибкость стенки не превышает значений:
3,5 — при отсутствии местного напряжения в балках с двусторонними поясными швами;
3,2 — то же, в балках с односторонними поясными швами;
2,5 — при наличии местного напряжения в балках с двусторонними поясными швами.
При этом следует устанавливать поперечные основные ребра жесткости согласно требованиям пп. 7.10, 7.12 и 7.13 настоящих норм.

Обращаю Ваше внимание, что пункт никак не связан с местом приложения и характером нагрузки.

Имеем hef/t*sqrt (Ry/E)=234/9*sqrt (2450/2.1*E6)=0.89 < 3.5
Как видим расчет не требуется, но может быть надо ставить ребра конструктивно? Смотрим пункт 7.10

7.10. Стенки балок следует укреплять поперечными ребрами жесткости, если значения условной гибкости стенки балки превышают 3,2 при отсутствии подвижной нагрузки и 2,2 — при наличии подвижной нагрузки на поясе балки.

Нет, и конструктивно никакой необходимости в ребрах нет. Используем 30Ш2 для изгибаемых элементов без опаски за местную устойчивость стенки без всяких ребер.

Местная устойчивость полки определяется еще проще по таблице 30 СНиП. Убедитесь сами.

Спасибо, разобрался, посчитал и стенку(сам) и полку(на всякий случай).
Вопрос то был больше в том, действительно ли двутавр 30Ш2 является прокатным - меня долго убеждали в обратном... Но расчетом все проверил. Спасибо за разъяснение

[vv_77]

Сообщение от acid 1. Двутавр 30Ш2 длиной 5,5 м 2. на нижнюю полку опираются плиты жб. Скорее всего по слою ц-п р-ра

Offtop: А как Вы туда плиты будете заводить, если не секрет? Или с другого конца балки нет?

чёт хз ))) надо будет подумать.
Может есть у кого какие идеи?

[vegas]

СНиП конечно молодец. Но больно он уж краток и лаконичен.

[Валик]

Сообщение от IBZ СНиП толкует про проверку местной устойчивости изгибаемых сварных двутавров, предполагая, что у проката и так она обеспечена (не путать с другими видами НДС!). При этом это не означает, что расчет для проката невозможен. Не нужен - да, но при необходимости все приведенные формулы вполне применимы. Давайте посмотрим на устойчивость стенки Вашего сечения (данные приняты для 30Ш2 по СТО АСЧМ). hef=300-2*(15+18)=234 (мм) t=9 мм. Заглядываем в СНиП: 7.3. Устойчивость стенок балок не требуется проверять, если при выполнении условий (33) условная гибкость стенки не превышает значений: 3,5 — при отсутствии местного напряжения в балках с двусторонними поясными швами; 3,2 — то же, в балках с односторонними поясными швами; 2,5 — при наличии местного напряжения в балках с двусторонними поясными швами. При этом следует устанавливать поперечные основные ребра жесткости согласно требованиям пп. 7.10, 7.12 и 7.13 настоящих норм. Обращаю Ваше внимание, что пункт никак не связан с местом приложения и характером нагрузки. Имеем hef/t*sqrt (Ry/E)=234/9*sqrt (2450/2.1*E6)=0.89 < 3.5 Как видим расчет не требуется, но может быть надо ставить ребра конструктивно? Смотрим пункт 7.10 7.10. Стенки балок следует укреплять поперечными ребрами жесткости, если значения условной гибкости стенки балки превышают 3,2 при отсутствии подвижной нагрузки и 2,2 — при наличии подвижной нагрузки на поясе балки. Нет, и конструктивно никакой необходимости в ребрах нет. Используем 30Ш2 для изгибаемых элементов без опаски за местную устойчивость стенки без всяких ребер. Местная устойчивость полки определяется еще проще по таблице 30 СНиП. Убедитесь сами.

Уважаемый IBZ!
А если имеем прокатный швеллер №18 и проверяя условия по формулам (33) одно из них не выполняется?

[IBZ]

Сообщение от Валик А если имеем прокатный швеллер №18 и проверяя условия по формулам (33) одно из них не выполняется?

Смотря какое условие не выполняется. Если приведенное напряжение G > 1.15Ry, можно попытаться проверить сечение с учетом развития пластических деформаций по пункту 5.18*. А если касательное напряжение превышает предельное, то сечение надо заменять/усилять.

Что же касается стенки... Если не выполняются условия прочности, то тут уже не до стенки. А вот если сечение балки соответствует требованиям пункта 5.18* и касательное напряжение в норме, то проверку стенки надо выполнять по пункту 7.5 СНиП. Если условия применения формулы 78 не выполняются, сечение, опять же, "в топку".

[Валик]

Сообщение от IBZ Смотря какое условие не выполняется. Если приведенное напряжение G > 1.15Ry, можно попытаться проверить сечение с учетом развития пластических деформаций по пункту 5.18*. А если касательное напряжение превышает предельное, то сечение надо заменять/усилять. Что же касается стенки... Если не выполняются условия прочности, то тут уже не до стенки. А вот если сечение балки соответствует требованиям пункта 5.18* и касательное напряжение в норме, то проверку стенки надо выполнять по пункту 7.5 СНиП. Если условия применения формулы 78 не выполняются, сечение, опять же, "в топку".

Не выполнялось условие преведенного напряжения. С Вашей помощью, разобрался. СПАСИБО!!!

[SHURF]

Сообщение от acid Может есть у кого какие идеи?

Есть!
Где-то в балке вырезаете верхнюю полку двутавра на длину равную ширине плиты, при монтаже плиты опускаете её в образовавшийся "паз", а потом в горизонтальном направлении потея и матерясь растаскиваете плиты в проектное положение. После монтажа последней плиты уже со слезами радости завариваете отрезанную раннее часть полки многострадального двутавра. Видел в натуре подобное решение. Помоему вполне...

[Skiv]

Как я понял трубы на местную устойчивость считать не надо. Но вот Лира выдает обратное.
Рассчитываю металлическую сваю по материалу в Лире. И свая как раз не проходит по местной устойчивости.
Труба 219х219х8мм
И может кто знает для трубы при расчете на местную устойчивость, какие hef и bef брать?

[Нитонисе]

Сообщение от Skiv Как я понял трубы на местную устойчивость считать не надо.

Это почему ж не надо? В Пособии к СНиП по металлу см. п.п.15.7,15.8.

[Skiv]

Нитонисе спасибо, посмотрел.
Но вопросы остались
Так как у меня труба круглая, то мне нужно считать по пункту 15.8, но как быть с r (внутренний радиус закругления, не превышающий 4t) непонятно? Он у меня явно будет больше чем 4t.
Да и вообще, здесь учитывается местная устойчивость от местной нагрузки. А ЛИРА проверяет местную устойчивость от РСУ. Получается она как то берет hef и bef, но как?

[Leonid555]

Сообщение от Skiv Так как у меня труба круглая, то мне нужно считать по пункту 15.8

Если у вас труба круглая то вам надо смотреть главу 18 Пособия к СНиП II-23-81*. Глава 15 того же Пособия относится к гнутосварным профилям по ТУ 36-2287-80, т.е. это прямоугольные трубы.

[IBZ]

Сообщение от Skiv Как я понял трубы на местную устойчивость считать не надо. Но вот Лира выдает обратное. Рассчитываю металлическую сваю по материалу в Лире. И свая как раз не проходит по местной устойчивости. Труба 219х219х8мм И может кто знает для трубы при расчете на местную устойчивость, какие hef и bef брать?

Такую трубу считать на местную устойчивость действительно не надо. Об этом не двусмысленно говорит СНиП:

8.6. В трубах, рассчитываемых как сжатые или сжато-изгибаемые стержни, при условной гибко-сти 0,65 должно быть выполнено условие
r/t <= 3.14*sqrt E/Ry (101)
Такие трубы следует рассчитывать устойчивость в соответствии с требованиями разд. 5 на-стоящих норм независимо от расчета на устойчивость стенок. Расчет на устойчивость стенок бес-шовных или электросварных труб не требуется, если значение не превышает половины значений, определяемых по формуле (101).

В рассматриваемом случае для стали с Ry=2300 кг/см2 это предельное значение "нерасчета" будет равным 0.5*3.14*sqrt 2.1*E6/2300=47.44, что больше отношения r/t= 0.5*219/8=13.69.

А что там считает Лира, мне неведомо - не пользую

[Skiv]

Нитонисе, Leonid555, IBZ большое спасибо.

Действительно СНиП для сжатых и сжато-изгибаемых, а СП для сжатых и
внецентренно сжатых труб разрешает не считать их местную устойчивость (по п.8.6 и п.12.2.2). Думаю как раз мой случай

[dimoxa]

прошу прощения, не с начала начал читать

[Eugene84]

Разрешите вернуть тему. У меня 3 вопроса, между собой не связанных.
1. Конкретно, хочу уточнить про формулу 34 в п. 5.15. Если взять симметричный двутавр (тот же прокатный). Если не выполняется ни одно из условий п. 5.16. То, поскольку фи-бэ не больше единицы (как оговорено в приложении 7), получается, что он автоматически не проходит проверку на устойчивость?
2. Как посчитать устойчивость коробчатого сечения? Я прекрасно понимал и раньше (а уважаемый Разработчик это подтвердил в одном из своих постов), что если мы коробочку сконструируем так, что она будет изгибаться в плоскости с меньшей жёсткостью, то устойчивость однозначно обеспечена. Но если мы "коробочку" сконструируем так, что она будет изгибаться в плоскости с большей жёсткостью - как тогда?
3. Если балка многопролётная неразрезная с равными пролётами - какой следует принимать расчётную длину при расчёте на общую устойчивость? (ну например в случае, ели она запроектирована без образования пластических шарниров в опорных сечениях - 0,7*l?).

[Lenia]

Добрый день!
Передо мной стоит задача - проверить внецентренно-сжатую колонну из электросварной прямошовной трубы. В том числе и на устойчивость.
Почитав форум, заглянула в раздел 8 СНиПа. Вот что там говорится:

8.6. В трубах, рассчитываемых как сжатые или сжато-изгибаемые стержни, при условной гибкости >= 0.65 должно быть выполнено условие r/t <= 3.14*(E/Ry)^0.5 (101)

Такие трубы следует рассчитывать на устойчивость в соответствии с требованиями разд. 5 настоящих норм независимо от расчета на устойчивость стенок. Расчет на устойчивость стенок бесшовных или электросварных труб не требуется, если значение r/t не превышает половины значений, определяемых по формуле (101).

Вопрос! Если у меня не соблюдается это условие, а) колонна не проходит по условиям потери устойчивости
б) следует обращаться к пункту 8.5?

Спасибо заранее за ответ!

[BIzzzzzzON]

Сообщение от IBZ Для прокатных изгибаемых сечений считается, что стенки подобраны таким образом, что их устойчивость обеспечена.

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

[Yu Mo]

Сообщение от BIzzzzzzON Если посмотреть ГОСТ Р 57837-2017 ...

Где вы его скачали? У меня что-то не находится.

[Бахил]

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.

Пример в студию, PLizzzzzzzzzzzz/

[yarrus77]

Сообщение от BIzzzzzzON ГОСТ Р 57837-2017

из нормы (текста нет)
C 24.10.2017 по 01.05.2018 не действует, принят - сведения о регистрации 1515-ст от 24.10.2017 (официальный сайт Росстандарта).
C 01.05.2018 будет действовать, введен впервые.

[BIzzzzzzON]

Сообщение от Yu Mo Где вы его скачали? У меня что-то не находится.

Здесь, например: http://steelprokat.ru/documents/norm...nye-dokumenty/
Текст неофициальный, но это окончательная редакция вроде как.

Сообщение от Бахил Пример в студию, PLizzzzzzzzzzzz/

Например, 50Б1 по ГОСТ Р 57837-2017?

Сообщение от yarrus77 C 01.05.2018 будет действовать, введен впервые.

Да, действует только с мая.

[Ильнур]

Сообщение от Бахил Пример в студию..

А так непонятно, что для двутавров типа Б легко придумать такое нагружение, что приведет к потере устойчивости стенки?
Например просто давануть на 60Б1 локально Хтс на длине 100 мм.

[eilukha]

Сообщение от Ильнур просто давануть на 60Б1 локально Хтс на длине 100 мм

- можно и не давить, местная устойчивость от усилий не всегда зависит (только от гибкости).

[yarrus77]

Сообщение от BIzzzzzzON Текст неофициальный, но это окончательная редакция вроде как.

интересно, будут катать по этому документу прокат или как с ГОСТ 26020 - документ есть, а прокат берем по СТО АСЧМ?

[IBZ]

Сообщение от BIzzzzzzON Например, 50Б1 по ГОСТ Р 57837-2017

А что с ним не так? Расчетная высота стенки hef=492 - 2*12 - 2*20 = 428 мм, толщина стеки tw=8.8 мм. Даже для низколегированной стали hef/tw*sqrt (Ry/E) = 428/8.8*sqrt 3400/2.1E6=1.96 < 2.5. Устойчивость стенки заведомо обеспечена даже при наличии местного напряжения (пункт 8.5.1 СП 16.13330.2017).

[Ильнур]

Сообщение от IBZ ...Устойчивость стенки заведомо обеспечена даже при наличии местного напряжения (пункт 8.5.1 СП 16.13330.2017).

Это гарантия для ИЗГИБАЕМЫХ балок, причем 1-го класса. Здесь вроде говорят "при любом НДС".
Я вот даванул на 60Б1 диной 1,2 м силой 120 тонн контактом 66х165 мм (площадка вытянута вдоль балки) поперек балке на верхний пояс, и получил сигма экв.IV максимум около 3,2 т/кв.см. А упругая устойчивость 0,9, в виде выпуклости стенки. Притом сенку на концах балки, и саму верхнюю полку раскрепил из плоскости балки. Не обеспечена однако, да...

можно и не давить, местная устойчивость от усилий не всегда зависит (только от гибкости).

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?

[Бахил]

Сообщение от Ильнур Это гарантия для ИЗГИБАЕМЫХ балок

Не, ну если "Б" использовать не для балок.... Offtop: Для кого "закон не писан"?

Сообщение от Ильнур Я вот даванул на 60Б1

Ну так те же товарищи и лоб себе разбить умудряются....

[IBZ]

Сообщение от Ильнур Это гарантия для ИЗГИБАЕМЫХ балок

Исключительно для изгибаемых. Для прочих видов НДС, при которых в стенке появляется сжатие, заведомой устойчивости нет и никогда не было. Писал об этом неоднократно и с числами.

[Ильнур]

Сообщение от Бахил Не, ну если "Б" использовать не для балок...

Балок, балок. Только коротких и нагрузка сосредоточенная.

Сообщение от Бахил Ну так те же товарищи и лоб себе разбить умудряются....

Сам дурак.
Я говорю: стенка балки устойчива, пока усилия в ей (стенке) ниже критических. Что, сортамент усилия регламентирует? Это так просто понять и принять...не знаю уже....

[Бахил]

Сообщение от Ильнур Что, сортамент усилия регламентирует?

Ага: M/W.

[Ильнур]

Сообщение от Бахил Ага: M/W.

Вот посчитай через свой "сортамент усилий" вот эту балку:

[Николай Г.]

Сообщение от Ильнур от посчитай через свой "сортамент усилий" вот эту балку:

Ну касательные решать будут. А устойчивость причем?

[IBZ]

Сообщение от Ильнур Балок, балок. Только коротких и нагрузка сосредоточенная.

В любом случае проверять устойчивость стенки при выполнении условий п.8.5.1 смысла нет - либо все ОК, либо прочность будет исчерпана раньше и до местной устойчивости дело не дойдет

[BIzzzzzzON]

Сообщение от Ильнур А так непонятно, что для двутавров типа Б легко придумать такое нагружение, что приведет к потере устойчивости стенки?

Так-то оно легко, но в книгах пишут о безусловной обеспеченности местной устойчивости стенок и свесов пояса прокатных балок в контексте расчёта на распределённую нагрузку (балки настила в балочных клетках).
Соответственно, имел в виду тоже такой случай загружения с полным использованием несущей способности сечения по нормальным напряжениям от изгиба.

Сообщение от yarrus77 интересно, будут катать по этому документу прокат или как с ГОСТ 26020 - документ есть, а прокат берем по СТО АСЧМ?

Судя по "РАЗРАБОТАН Центральным научно-исследовательским институтом строительных конструкций им. В.А. Кучеренко (институтом АО «Научно-исследовательский центр «Строительство»), ФГУП «ЦНИИчермет им. И.П. Бардина» при участии ОАО «ЕВРАЗ Нижнетагильский металлургический комбинат», Ассоциации «Объединение участников бизнеса по развитию стального строительства», ОАО «Мечел».", рискну предположить, что будут.
ОАО «ЕВРАЗ Нижнетагильский металлургический комбинат» ещё и расширение сортамента добавил в ТУ для себя.

Сообщение от IBZ Устойчивость стенки заведомо обеспечена даже при наличии местного напряжения (пункт 8.5.1 СП 16.13330.2017)

Ильнур прав, это только для балок 1-го класса.
Уточню, что имел в виду случай, когда это балка 2-го класса, то есть работающая с учётом упругопластической работы: тут нужен пункт 8.5.8, а не 8.5.1. В этом случае нет нижнего ограничения условной гибкости стенки, а по формуле (86) получается, что местная устойчивость стенки не обеспечена (хотя условная гибкость стенки даже ниже 2,2 - что с этим делать, непонятно).

[Ильнур]

Сообщение от Николай Г. Ну касательные решать будут. А устойчивость причем?

Еще раз, раз невнимательно читаем: прочность не исчерпана, а устойчивость стенки потеряна. Вот при этом.

Сообщение от IBZ В любом случае ...до местной устойчивости дело не дойдет

В этом случае - доходит. Еще раз, раз невнимательно читаем: прочность не исчерпана, а устойчивость стенки потеряна.
Что за голословно-декларативные заявы?

в книгах пишут о безусловной обеспеченности местной устойчивости стенок и свесов пояса прокатных балок в контексте расчёта на распределённую нагрузку (балки настила в балочных клетках)

В книгах пишут конкретику - конкретное НДС, конкретный сортамент, конкретная сталь и т.д. Никто не отрицает, что геометрия сечений не вырабатывалась в определенной концепции. Однако так же очевидно, что невозможно геометрией обеспечить одинаковую исчерпаемость по всем критериям для любых НДС. То же и при определенных НДС. Например, сечение одно и то же а сталь С235 или С590. Понятно, что по разным критериям пределы будут исчерпаны неодинаково. Например прочная сталь скорее потеряет устойчивость, и наоборот.
А причем тут отдельно взятый изгиб (кстати, который именно - плоский, двухплоскостной, косой?) при отдельно взятой схеме? Других вариантов не бывает?
Так что об гарантированной устойчивости стенок прокатных балок нужно говорить осторожно, в контексте.

[BIzzzzzzON]

Сообщение от Ильнур В книгах пишут конкретику - конкретное НДС, конкретный сортамент, конкретная сталь и т.д.

Не совсем. См. картинки. Напрямую не говорят, но всегда рассматривается в контексте самой простой равномерно-распределённой нагрузки, о чём я и сказал.
Изгиб плоский в плоскости наибольшей жёсткости, однопролётная шарнирно-опёртая балка, загруженная равномерно-распределённой нагрузкой.

Сообщение от Ильнур Так что об гарантированной устойчивости стенок прокатных балок нужно говорить осторожно, в контексте.

Нужно. Точнее, нужно проверять эту местную устойчивость всегда.
А то ведь 90 % проектировщиков не считают эту местную устойчивость для прокатных балок, даже Кристалл, кажется, не считает. Да и тут в теме говорили примерно следующее "для прокатных она всегда обеспечена, а пара исключений (по старым сортаментам) лишь подтверждают правило". Так вот сейчас исключений будет больше.

[Бахил]

Сниповская методика применима для сварных балок от 2,2 до 5,5.
Для прокатных методики нет. Смотрите еврокод.

[IBZ]

Сообщение от Ильнур В этом случае - доходит. Еще раз, раз невнимательно читаем: прочность не исчерпана, а устойчивость стенки потеряна. Что за голословно-декларативные заявы?

Последнюю фразу переправляю Вам У меня балка (по АСЧМ) из поста 49 вполне себе проходит при отсутствии локальных напряжений и не проходит в 2 с лишним раза при местном давлении на длине 100 мм. При этом устойчивость стенки при расчете в упругой стадии обеспечена в обоих случаях. Что вполне вписывается в ограничения пункта 8.5.1 СП 16.13330.2017.

Теперь по поводу пункта, проверяющего стенку в условиях пластики. Честно говоря ни разу пока не считал, а раньше такой методы не было - стенка считалась одинаково хоть с учетом пластики, хоть без.

Сообщение от BIzzzzzzON Да и тут в теме говорили примерно следующее "для прокатных она всегда обеспечена, а пара исключений (по старым сортаментам) лишь подтверждают правило". Так вот сейчас исключений будет больше.

Для прокатных изгибаемых (не путать с другими видами НДС) элементов при любом типе нагрузки никаких исключений по нашим сортаментам не было. При учете работы в упругой стадии сомневаюсь, что они появятся и с введением нового ГОСТа. Про балки 2-3 классов ничего не скажу.

[Ильнур]

Сообщение от IBZ Последнюю фразу переправляю Вам У меня балка (по АСЧМ) из поста 49 вполне себе проходит при отсутствии локальных напряжений и не проходит в 2 с лишним раза при местном давлении на длине 100 мм. При этом устойчивость стенки при расчете в упругой стадии обеспечена в обоих случаях. Что вполне вписывается в ограничения пункта 8.5.1 СП 16.13330.2017..

Я моделировал оболочками МКЭ. Не голословно. Получил сигма экв.IV максимум около 3,2 т/кв.см. Не понял - почему на длине 100? А не хотя бы например 165:

Я вот даванул на 60Б1 диной 1,2 м силой 120 тонн контактом 66х165 мм (площадка вытянута вдоль балки) поперек балке на верхний пояс, и получил сигма экв.IV максимум около 3,2 т/кв.см. А упругая устойчивость 0,9, в виде выпуклости стенки. Притом стенку на концах балки, и саму верхнюю полку раскрепил из плоскости балки.

По моменту (M/W) проходит с большим запасом, по поперечке (QS/tJ) - тоже. Что там Вы насчитали, я не знаю. Может и я не так помножил/поделил. А то, что не проходит по локальной устойчивости - уже совсем неясно, ибо КЭ-расчет четко дает картину - см. крин SCAD. А так же даю примерную картину нагружения для намеревающихся перепроверить.

[Cfytrr]

Ильнур,
Это насколько надо быть уверенным в непогрешимости сортаментных двутавров чтоб нарушить пункт: "...в местах приложения к поясу балки сосредоточенных нагрузок, включая нагрузки от ребристых железобетонных плит, должны быть установлены поперечные ребра жесткости."
Для поиска рационального зерна, предлагаю, рассматривать местную потерю устойчивость без учета сигма у.

[Ильнур]

Сообщение от Cfytrr Ильнур, Это насколько надо быть уверенным в непогрешимости сортаментных двутавров чтоб нарушить пункт: "...в местах приложения к поясу балки сосредоточенных нагрузок, включая нагрузки от ребристых железобетонных плит, должны быть установлены поперечные ребра жесткости." Для поиска рационального зерна, предлагаю, рассматривать местную потерю устойчивость без учета сигма у.

Да, ребры ставить велено не с балды. Скажем, всегда есть подозрение.
Насчет "без учета сигма Y" - недопонял сути...прошу разъяснить.

[Бахил]

Сообщение от Ильнур недопонял сути...прошу разъяснить.

Чтобы с дуру не

Сообщение от Ильнур давануть на 60Б1 локально

[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.

[Бахил]

Сообщение от Ильнур Это надо локально очень мощно давануть ,чтобы выпучилось.

Offtop: Неугомонный "давильщик"

Распечатай и повесь на видном месте.

[Ильнур]

Сообщение от Бахил Offtop: Неугомонный "давильщик" Распечатай и повесь на видном месте.

Зачем вешать? Эта фишка известная.
И оно никак не спасает прокат от потери устойчивости стенки.
Как выглядит лямда=3,14 на деле: это просто стенка, не очень толстая и не очень тонкая. И не ведает из какой цилиндрической жесткости Пи - сигма cr для пластины вычислена для определенных краевых и нагрузочных условий. Естественно, в реальной стенке картина усилий может в корне отличаться от "академического" случая.
В СП даны условия гарантированной проходимости для разных случаев и указания проверять на устойчивость прямо в иных.
Сортамент же, даже если сечения подчинены некоей рациональной концепции, никак не гарантирует устойчивости стенки всегда.
Да, можно констатировать, прокатный профиль по такому-то сортаменту при простом изгибе имеет хорошую устойчивость стенки, и все.
Собственно, стенки двутавров и швеллеров стремятся катать как можно тоньше, однако есть технологические пределы по утонению на станах.
Как известно, есть в природе сортаменты с весьма тонкими стенками. Так же как и с весьма толстыми. Термины "тонкий" и "толстый", если не устраивают, можешь привязать к "Пи".

[IBZ]

Сообщение от Ильнур Да, можно констатировать, прокатный профиль по такому-то сортаменту при простом изгибе имеет хорошую устойчивость стенки, и все.

Несколько лет назад я проводил сканирование всех действовавших тогда сортаментов двутавров по ГОСТ, ТУ и СТО АСЧМ на предмет заведомой устойчивости стенок. Если правильно помню, результат следующий: при работе элементов прокатных сечений на изгиб местная устойчивость стенок и полок заведомо обеспечены. Не помню, правда, это с учетом местного напряжения или нет - желающие могут найти и уточнить. А вот для сжатых и сжато-изогнутых элементов такого сказать нельзя. С появлением нового ГОСТА данный вывод, конечно, может быть и не верным. Поживем - увидим.

[Romegv]

Сообщение от IBZ 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!!!

А как вы посчитали местную устойчивость для прокатного профиля?

[Бахил]

Сообщение от Romegv А как вы посчитали местную устойчивость для прокатного профиля?

[IBZ]

Сообщение от Romegv А как вы посчитали местную устойчивость для прокатного профиля?

При сканировании я не считал непосредственно устойчивость, а проверял условия, когда ее считать не требуется. Тогда это был пункт 7.3 СНиП II-23-81* и распространялся он, вроде, на случаи как упругой работы, так и на случаи развития пластики.

Бахил, откуда формулы? На вскидку они дают значения как минимум раза в 2-3 выше, чем по нормам.

[Ильнур]

Сообщение от Бахил

А где панимаш учет нелинейности? Вот Yu Mo волнуется насчет этого...

[Бахил]

Сообщение от IBZ откуда формулы?

Из леса СП 16, вестимо...

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от Ильнур А где панимаш учет нелинейности?

Это и есть "нелинейность". Или ты о физической?
Так ты сначала выбери "пластичность" или "устойчивость". Одно из двух.
Offtop: Заранее прошу прощения, если кого обидел ненароком

[stas_org]

Сообщение от Ильнур Еще раз, раз невнимательно читаем: прочность не исчерпана

РАСЧЕТ НА ПОПЕРЕЧНУЮ СИЛУ
Двутавp нормальный (Б) по СТО АСЧМ 20-93
№ 60Б1 J=68720.0см4; S=1325.5см3; tw=10.0мм
Коэфф.условия работы=1; Сталь С345
Расчетное сопротивление сдвигу Rs=0.58Ry=0.58*320=185.6Н/мм2
Перерезывающая сила Q=120т
Касательные напряжения Tao=Q*S/(J*tw)=232.00Н/мм2
Условие СП16....(42) QS/(J*tw*Rs*Gama_c)=1.25 Не выполняется

[IBZ]

Сообщение от Бахил Из леса СП 16, вестимо...

А почему Cr по максимуму (35), а не по минимуму (30) ?

Сообщение от stas_org РАСЧЕТ НА ПОПЕРЕЧНУЮ СИЛУ

Учимся находить поперечную силу и считаем по новой...

[Бахил]

Сообщение от IBZ А почему Cr по максимуму (35), а не по минимуму (30) ?

Потомучто прокат.

[Ильнур]

Сообщение от Бахил Это и есть "нелинейность". Или ты о физической?

Я о пределах применимости твоих упругих формул. Еще раз: для стержней Ncr определяется с учетом R (через фи). Где в твоих R? Это для алюминиевых пластин, да?

Сообщение от Бахил Заранее прошу прощения, если кого обидел ненароком

Да кого ты можешь обидеть...

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от stas_org РАСЧЕТ...Касательные напряжения Tao=Q*S/(J*tw)=232.00Н/мм2 Условие СП16....(42) QS/(J*tw*Rs*Gama_c)=1.25 Не выполняется

И все? А перенапряг двухкратный где? Как у остальных? Кстати, по тау - проверьте S полусечения, у всех тау меньше намного.

[Бахил]

Сообщение от Ильнур Где в твоих R?

Offtop: Суслика видишь?...(с)
Это не "в твоих", а конкретно из СП 16.

[stas_org]

Сообщение от Ильнур И все? А перенапряг двухкратный где? Как у остальных? Кстати, по тау - проверьте S полусечения, у всех тау меньше намного.

С S все в порядке, как было замечено - не научился поперечку определять еще Тысячу извинений.
А вот стенка и не должна выдержать, и "автоматическая" устойчивость прокатных профилей тут не причем - это про изгиб.

РАСЧЕТ НА ПРОЧНОСТЬ СТЕНКИ БАЛКИ НЕ УКРЕПЛЕННОЙ РЕБРАМИ ЖЕСТКОСТИ
Двутавp нормальный (Б) по СТО АСЧМ 20-93 №60Б1
Сталь С345; Ry=320мПа; GamaC=0.95; tw=10.0мм; tf=15.0мм; r1=22.0мм;
Ширина приложения нагрузки b=165мм; Нагрузка F=120т; Размер h=37.0мм;
Условная длина распределения нагрузкиl lef=b+2h=239.0мм.
Местное напряжение Gloc=F/(lef*tw)=502.09мПа
Условие (46) СП16.. Gloc/(Ry*GamaC)=1.65>1 НЕ ВЫПОЛНЯЕТСЯ.
Необходимо укреплять стенку балки ребрами жескости.
Расчет стенки согласно п.8.5.17 и п.8.5.10

----- добавлено через ~14 мин. -----

Сообщение от IBZ Тогда это был пункт 7.3 СНиП II-23-81* и распространялся он, вроде, на случаи как упругой работы, так и на случаи развития пластики.

Но он не применим к прокатным профилям, потому что там необходимо учитывать шов приварки к стенки к поясу (односторонний/двусторонний)

[IBZ]

Сообщение от stas_org РАСЧЕТ НА ПРОЧНОСТЬ СТЕНКИ БАЛКИ НЕ УКРЕПЛЕННОЙ РЕБРАМИ ЖЕСТКОСТИ

Результаты полного программного расчета данной балки приведены в посте 68. Самое интересное, что при "непрохождении" по прочности, местная устойчивость стенки обеспечена! Что полностью соответствует "разрешению" норм не считать вообще

Сообщение от stas_org Но он не применим к прокатным профилям, потому что там необходимо учитывать шов приварки к стенки к поясу (односторонний/двусторонний)

Тогда такой вопрос: а сварной шов улучшает работу стенки на устойчивость? Наверное, только ухудшает, но уж не улучшает точно. А раз так, то и соотношения, позволяющие игнорировать проверку стенки для сварных балок, для проката тоже вполне корректны и даже дают небольшой запас. И, кстати, в новом СП на картинках приведен прокатный двутавр.

[Romegv]

Сообщение от IBZ Результаты полного программного расчета данной балки приведены в посте 68. Самое интересное, что при "непрохождении" по прочности, местная устойчивость стенки обеспечена! Что полностью соответствует "разрешению" норм не считать вообще

Так а местная устойчивость обеспечена почему? То, что не нарушены критериий по гибкости стенки?

[Ильнур]

Сообщение от IBZ ... Самое интересное, что при "непрохождении" по прочности, местная устойчивость стенки обеспечена! Что полностью соответствует "разрешению" норм не считать вообще ...

1. Нормы не разрешают не считать "вообще". 2. Откуда следует, что устойчивость обеспечена? Ранее постом выставили (не я кстати) картину из МКЭ с непрохождением. Причем это еще упругий анализ.

[Бахил]

Сообщение от Ильнур Откуда следует, что устойчивость обеспечена?

Во упёртый. Ты всё-таки повесь картинку из поста № 81 на видном месте, а то через пост забываешь почему

Сообщение от Ильнур Нормы не разрешают не считать "вообще".

не "вообще", а при соблюдении некоторых условий.

[Ильнур]

Сообщение от Бахил Во упёртый. Ты всё-таки повесь картинку из поста № 81 на видном месте, а то через пост забываешь почему

Ты эту картину поменяй на вот эти: http://forum.dwg.ru/showpost.php? Никто из адептов "вседозволенности" устойчивость тут не считал.

[Бахил]

Offtop: Ещё одна попытка

Сообщение от Ильнур Откуда следует, что устойчивость обеспечена?

Из

[Ильнур]

Сообщение от Бахил ...Из

Здесь одно условие не соблюдено. Прочти полностью эфтот пункт внимательно.
И насчет "22% не хватает по устойчивости" - чего молчим? Упираемся?

[Бахил]

Сообщение от Ильнур И насчет "22% не хватает по устойчивости"

Где? Если не несёт по прочности, зачем считать устойчивость?

[Romegv]

Сообщение от Бахил Где? Если не несёт по прочности, зачем считать устойчивость?

Ну тут изначально тема была, что можно подобрать такой изгиб, что стенки по прочности хватать будет, а по устойчивости нет.

[Ильнур]

Сообщение от Бахил Где?

Повторно: http://forum.dwg.ru/showpost.php?

Сообщение от Бахил Если не несёт по прочности, зачем считать устойчивость?

Чтобы продемонстрировать, что идея о том, что прокат "априори устойчив", несостоятельна. То, что там не проходит по локальной прочности - это не помеха - это мизерное пятно (под силой) можно и усилить. Спетсиально, чтоб адептов достать своей неустойчивостью.

[IBZ]

Сообщение от Ильнур Еще раз: для стержней Ncr определяется с учетом R (через фи). Где в твоих R? Это для алюминиевых пластин, да?

В формулах определения критических напряжений для стенки R элементарно сокращается - см. формулы 81-83 СП 16.13330.2017.

Сообщение от Romegv Так а местная устойчивость обеспечена почему? То, что не нарушены критериий по гибкости стенки?

Местная устойчивость определяется через отношения реальных напряжений к критическим. Последние зависят от геометрических размеров сечения с учетом модуля упругости и являются в некотором роде стабильной характеристикой сечения. Учитывая данный факт сами по себе реальные напряжения не могут однозначно "говорить" о неустойчивости либо устойчивости стенки. Другое дело, что такая проверка теряет смысл, если какое-либо из напряжений превышает соответствующее расчетное сопротивление. В последнем случае сечение однозначно подлежит замене.

Сообщение от Ильнур И насчет "22% не хватает по устойчивости" - чего молчим? Упираемся?

Я уже об этом говорил выше. А вообще вопрос стоит ребром: при разнице в 60% один из расчетов заведомо не верен, осталось выяснить какой . Лично я намного больше верю нормативной методике, основанной на аналитических решениях и многочисленных опытах.

Сообщение от Ильнур Чтобы продемонстрировать, что идея о том, что прокат "априори устойчив", несостоятельна

Так найдите хоть один случай для изгибаемых прокатных элементов - это будет вполне весомым опровержением данной "теоремы".

[Бахил]

Сообщение от Ильнур http://forum.dwg.ru/showpost.php?

Сообщение не существует.

Хоть повторно, хоть не повторно.
Для 60Б1 СТО АСЧМ тау критическое 454 МПа. Что там не проходит?

----- добавлено через ~4 мин. -----
Критическое нормальное напряжение вообще 2300 МПа

[Ильнур]

Сообщение от Бахил Хоть повторно, хоть не повторно

Какой-то ты невезучий. Вот: http://forum.dwg.ru/showpost.php?p=1688605&postcount=69

Сообщение от Бахил Для 60Б1 СТО АСЧМ тау критическое 454 МПа. Что там не проходит? Критическое нормальное напряжение вообще 2300 МПа

Вот. Критические заоблачные, да, фиг сдвинешь стенку. Но МКЭ анализ (и это еще только упругий панимаш расчет) показывает, что стенка выпучивается при данном заружении.
Вы-пу-чи-ва-ет-ся. Это не связано с "неосторожностью и неполном понимании "процесса" и с необязательностью оценкой полученного результата при моделировании пластинами/оболочками" барана Ильнура или другого тупого пользователя МКЭ-средств. Это скорее связано:
1. Некорректностью МКЭ-прибора.
2. Неподпадания данной схемы в СП-концепцию об устойчивости стенки.
3. У тебя сломан калькулятор.

[румата]

Сообщение от Ильнур Это скорее связано: 1. Некорректностью МКЭ-прибора. 2. Неподпадания данной схемы в СП-концепцию об устойчивости стенки. 3. У тебя сломан калькулятор.

Однозначно п.2.
Во вложениях мои результаты на схеме с ГУ попадающей "в СП-концепцию об устойчивости стенки". По устойчивости - КЗУ 1,17. По прочности - перегруз порядка 2-х раз.

[Ильнур]

Сообщение от румата Однозначно п.2...

Да, вот этих связей (см. красным) у меня нет.
КЗУ=1,17 - это упругий анализ?
У Бахила тау критическое 454 МПа. Сейчас там что-то около 120 МПа, КЗУ~4...

[IBZ]

Сообщение от румата По устойчивости - КЗУ 1,17. По прочности - перегруз порядка 2-х раз.

А вот это уже другое дело - разница с результатом расчета устойчивости стеки, приведенном в п. 68 не превышает 7 %.
Так что все-таки

Сообщение от IBZ ...к моделированию пластинами/оболочками нужно подходить весьма осторожно, только при полном понимании "процесса" и с обязательной оценкой полученного результата.

а не

Сообщение от Ильнур Здесь неуместно вот это: "только при полном понимании" - тут особо нечего понимать.

[B0RGiR]

Надо бы, по условию задачи, верхний пояс раскрепить от поворота и горизонтального смещения.

[Ильнур]

Сообщение от IBZ ...Так что все-таки...а не...

У меня устойчивость посчитана верно. Для моих ГУ. Не нужно изобразить тут из себя "сверхпонимающего" - чтобы ввести пару исходных в готовую программу и выложить результаты много ума не надо. А уж что-то "понимать" - тут нечего понимать. Стенка проката никак не подоборана так, чтобы. И никаких гарантий нормы насчет этого не дают.
А пример с неустойчивой стенкой неудачный, на скорую руку родившийся. Тем не менее даже на этом примере видно, что устойчивость стенки близка к пределу, а при определенных ГУ - неустойчивая.
Если бы задались целью найти безупречный пример, то нашли бы такой. Но энергия направлена на осмеяние и освистывание, как всегда.

Надо бы, по условию задачи, верхний пояс раскрепить от поворота и горизонтального смещения.

По какому условию? И как это - раскрепить пояс от поворота? Это где такое делается?

[B0RGiR]

Сообщение от Ильнур По какому условию?

Сообщение от Ильнур 2. Неподпадания данной схемы в СП-концепцию об устойчивости стенки.

Сообщение от Ильнур И как это - раскрепить пояс от поворота?

Связью

[Ильнур]

Сообщение от B0RGiR Связью

Зачем? Где в норме написано, что пояс балки под распределенной нагрузкой надо от поворота раскреплять? Который пункт СП?
Что за тенденция к обчугунению балки? Давайте обетонируем и все - абсолютная устойчивость. Да.

[Romegv]

Сообщение от румата Однозначно п.2. Во вложениях мои результаты на схеме с ГУ попадающей "в СП-концепцию об устойчивости стенки". По устойчивости - КЗУ 1,17. По прочности - перегруз порядка 2-х раз.

А она не защемлена?

РАзница в результатах из-за закреплений.
У меня закрепления сделаны так: нижняя полка (грань) не имеет никаких смещений), верхняя грань запрещено перемещение из плоскости

[румата]

Сообщение от Ильнур КЗУ=1,17 - это упругий анализ?

Упругий.

Сообщение от Romegv А она не защемлена?

Нет, не защемлена. Посредством такого учета ГУ, как в моей схеме, по сути, моделируются опорные ребра балки с бесконечно большой мембранной жесткостью и нулевыми изгибной и крутильной. Для оболочечной модели балки это обстоятельство крайне важно. Иначе такую оболочечную модель, в сравнении со стержневой, в общем-то нельзя считать балкой. Особенно когда дело доходит до устойчивости.

Сообщение от Romegv РАзница в результатах из-за закреплений.

Конечно. А моделирование работы пластинок объемными элементами лишь внесет дополнительную погрешность при сопоставлении результатов расчетов по нормам и МКЭ, т.к. в части расчетов на местную устойчивость нормы базируются на теории расчета тонких пластинок, а не объемных тел.

[IBZ]

Сообщение от Ильнур У меня устойчивость посчитана верно. Для моих ГУ.

Вполне допускаю. Но факт остается фактом: стенка шарнирно-опертой балки длиной 1,2 метра, нагруженной по середине силой 120 тонн (а именно это и являлось задачей расчета) посчитана на местную устойчивость не верно. Да еще на этом основании сделан абсолютно не состоятельный вывод:

Сообщение от Ильнур Стенка проката никак не подобрана так, чтобы. И никаких гарантий нормы насчет этого не дают

При этом, то что записано в нормах в разделе "изгибаемые элементы" (и только для них!). полностью игнорируется, как "неудобное" и не вписывающееся в личные представления.

Сообщение от Ильнур Не нужно изобразить тут из себя "сверхпонимающего" - чтобы ввести пару исходных в готовую программу и выложить результаты много ума не надо.

Согласен. Указанная "субстанция" гораздо больше потребна при написании программы .

Сообщение от Ильнур А уж что-то "понимать" - тут нечего понимать.

Какой подход, такой и результат ...

Сообщение от Ильнур Тем не менее даже на этом примере видно, что устойчивость стенки близка к пределу, а при определенных ГУ - неустойчивая.

Кому видно? Мне лично - нет. Я уже тут предлагал: найдите в наших сортаментах пример, когда стенка, попадая под нормативные ограничения, является по полному расчету тем не менее не устойчивой. Все вопросы при этом снимутся сами собой. А так это пустая бездоказательная болтовня.

[Ильнур]

Сообщение от IBZ Вполне допускаю.

Что значит "допускаю"? Это - факт. С такими ГУ здесь выложено два результата. Совпадающих.

Но факт остается фактом: стенка шарнирно-опертой балки длиной 1,2 метра, нагруженной по середине силой 120 тонн (а именно это и являлось задачей расчета) посчитана на местную устойчивость не верно.

Это ложь. Не неверно посчитано, а ГУ заданы без ребер на опорах. И всего-то. Говорить "неверно посчитано" можно, если расчет противоречит законам механики и математики.

то что записано в нормах в разделе "изгибаемые элементы" (и только для них!). полностью игнорируется, как "неудобное" и не вписывающееся в личные представления.

Что за личные представления? В нормах не написано, что прокатные стенки гарантированно устойчивы.

при написании программы

Не думаю, что для вбивания формул из норм в пошаговый алгоритм нужны особые субстанции и таланты.

Кому видно? Мне лично - нет.

Плохо. Отсутствие интуиции тормозит процесс анализа. Если мы для первого встречного 60Б1 имеем КЗУ=0.8 при отсутствии ребер на опорах с нагрузкой на длине 165 мм (взятой мной для начала с потолка), и имеем КЗу=1,17 пс ребрами на опорах, то должно быть понятно, что все на "острие", и в принципе нехорошо на данном неудачном примере основывать свой "абсолютно не состоятельный вывод".

Сообщение от IBZ Я уже тут предлагал: найдите ... пример, когда стенка, попадая под нормативные ограничения, является по полному расчету тем не менее не устойчивой...

Я именно это и задал. Первый пример неудачный. Сейчас он обсчитан, и есть полное представление, какое там НДС. Далее нужна кропотливая творческая работа. Что я и предлагаю сообществу. Просто нет желающих покопать, но полно желающих подтвердить неудачность первого же примера и бросить в автора примера камень. Вообще нет попыток что-то другое поискать.

[Бахил]

Сообщение от Ильнур Далее нужна кропотливая творческая работа.

Да не нужна никакая "кропотливая", а тем более "творческая" работа. Просто тупо выполняешь требования СНиП.

[Romegv]

Сообщение от румата Упругий. Нет, не защемлена. Посредством такого учета ГУ, как в моей схеме, по сути, моделируются опорные ребра балки с бесконечно большой мембранной жесткостью и нулевыми изгибной и крутильной. Для оболочечной модели балки это обстоятельство крайне важно. Иначе такую оболочечную модель, в сравнении со стержневой, в общем-то нельзя считать балкой. Особенно когда дело доходит до устойчивости. Конечно. А моделирование работы пластинок объемными элементами лишь внесет дополнительную погрешность при сопоставлении результатов расчетов по нормам и МКЭ, т.к. в части расчетов на местную устойчивость нормы базируются на теории расчета тонких пластинок, а не объемных тел.

При наличии опорных ребер, коэффициент устойчивости становится 1,44. Т.е. устойчивость обеспечена. Но в исходном варианте ребер не было.
Даже картинка такая же

[IBZ]

Сообщение от Ильнур Вообще нет попыток что-то другое поискать.

Черных кошек? В темной комнате? При их отсутствии? One mich...

[Ильнур]

Сообщение от IBZ Черных кошек? В темной комнате? При их отсутствии? One mich...

Зачем так много букофф? Не кошек, не в темной комнате, не при отсутствии. И это - One mich пишется не так.
Пример во вложениях. Сталь С345 или С390, если учитывать мелкие концентрации.
КЗУ по стенке 0,86; тау=1,9 т/кв.см; сигма мизес=3,5 т/кв.см; прогиб по нейтрали 1,37 мм.

[B0RGiR]

Сообщение от Ильнур Зачем? Где в норме написано, что пояс балки под распределенной нагрузкой надо от поворота раскреплять? Который пункт СП?

Прошу поправить если ошибаюсь, но, честно говоря, всегда полагал что критерии местной устойчивости в норме получены разбиением элемента на отдельные пластины. В форму потери устойчивости, полученной методом конченных элементов, вовлекается всё сечение, с поясами. При комплексном решении задачи оно конечно эффективнее и правильнее. Но вот в качестве сравнения с методами СП, наверное, не очень корректно.
А в целом, хрен с ним, речь ведь по сути не о сопоставлении подходов.

[IBZ]

Сообщение от Ильнур И это - One mich пишется не так.

Позор мне на мою седую голову: Ohne mich
Все прочее, вроде, свидетельствует, что стенка опять не устойчива?

Сообщение от Ильнур Зачем так много букофф?

Ильнур, для Вас 40 БУКОW много??

[Ильнур]

Сообщение от IBZ ... стенка опять не устойчива?...

Да, снова неустойчива. Но теперь локального "двукратного" перенапряга под полкой не имеется, и намекать на жижость субстанции и неполное понимание () повода вроде нет. Получается, случай таки нашелся.
Но щас найдется масса способов не признать свободу каталонии факт - вот B0RGiR верхнюю полку бетонирует уже...

[IBZ]

Сообщение от Ильнур Да, снова неустойчива. Получается, случай таки нашелся.

Только по МКЭ в Вашем исполнении. Нормы по-прежнему разрешают стенку на устойчивость не считать:

Устойчивость стенок балок не требуется проверять, если при выполнении условий (33) условная гибкость стенки не превышает значений:

3,5 — при отсутствии местного напряжения в балках с двусторонними поясными швами;
3,2 — то же, в балках с односторонними поясными швами;
2,5 — при наличии местного напряжения в балках с двусторонними поясными швами.

Цитата взята из СНиП II-23-81*, но аналогичный пункт имеется и в СП 16.13330.2017.

Повторюсь, несмотря на то, что речь идет здесь явно о сварных балках, эти положения вполне применимы, причем с запасом, и к прокату, так как сварной шов (на предмет защемления стенки) явно хуже прокатного скругления. Для сечения 40ДБ1 hef=399-2*9-2*15=351; hef=351/6.2*sqrt (3400/2.1*E6)=2.28 < 3.5. Если бы даже присутствовало местное давление, проверку все равно выполнять бы не требовалось. Можно, конечно, просчитать и по формулам, но результат от этого не поменяется.

P.S. Я уже говорил, но повторюсь, что на своей программе просканировал все нашинские сортаменты, и во всех случаях получил, что расчет стенки на устойчивость без надобности. Что вполне явным образом является свидетельством "заведомой обеспеченности".

И еще, Ильнур, не стоит принимать на свой счет то, что я толкую о квалификации. Например, говорю честно, моей квалификации как расчетчика не хватает для моделирования стержневых элементов (а главное для оценки результата) пластинами/оболочками/объемниками . Сознавая это, я никогда этого и не делаю. При этом мне странно слышать мнения об элементарной простоте такого расчета. Я вообще лично знаю только одного человека, который может напрямую оценить результаты, но у него мехматовское образование.

[Ильнур]

Сообщение от IBZ Только по МКЭ в Вашем исполнении..

Это не проблема - можно эту же задачу прогнать любому в любой программе.

Нормы по-прежнему разрешают стенку на устойчивость не считать

Устойчивость стенок балок не требуется проверять

проверку все равно выполнять бы не требовалось.

А оказывается, зря - КЭ-анализ показывает конкретную потерю устойчивости.

Можно, конечно, просчитать и по формулам, но результат от этого не поменяется.

Вы хотите сказать, что МКЭ -метод - не расчет?

своей программе ... получил, что расчет стенки на устойчивость без надобности

Как я понимаю, это была лишь "сверка" по условию типа "лямда < [лямда]"? Т.е. полноценного всеобъемлющего анализа (как МКЭ) анализа не было?

Что вполне явным образом является свидетельством "заведомой обеспеченности".

Да нет же - НИКАК не является. А лишь является свидетельством соответствия "лямда < [лямда]".

Сообщение от IBZ При этом мне странно слышать мнения об элементарной простоте такого расчета. Я вообще лично знаю только одного человека, который может напрямую оценить результаты, но у него мехматовское образование.

Расчет действительно прост. Непрост анализ результатов, причем не перемещений и не форм. А усилий - у оболочек есть срединные и наружные поверхности, касательные распределяются знакосимметрично, есть локальные вырождения, и т.д. и т.п. Но это сказывается лишь на оценке прочности - а в данном случае сомнений в прочности нет же. Остается устойчивость. Так вот, упругую устойчивость МКЭ просчитывает однозначно верно, и если точности решателю заданы корректно, то форма потери будет реальной, а КЗУ - верной. Это легко доказывается на Эйлеровом стержне.
Разработчик (как я понял, Вы о нем) конечно сказал бы нечто интересное, как всегда, и может быть и неожиданное (скорее он отнесет этой случай к потере устойчивости не стенки, а фрагмента балки, по аналогии с версией B0RGiR). Но пока МКЭ говорит - стенка выпучивается. Несмотря на "лямда < [лямда]". Даже при С390 (лямда=2,4) очень далеко до 3,5, и все равно меньше 2,5. А КЗУ=0,86 (без галтелей кстати).

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур скорее он отнесет этой случай к потере устойчивости не стенки, а фрагмента балки, по аналогии с версией B0RGiR). Но пока МКЭ говорит - стенка выпучивается. Несмотря на "лямда < [лямда]". Даже при С390 (лямда=2,4) очень далеко до 3,5, и все равно меньше 2,5. А КЗУ=0,86 (без галтелей кстати).

с практической точки зрения балка что упадет в этом случае? если часть стенки выпучиваться будет. По моему в буржуйских нормах, могу ошибаться, допускается местная потеря устойчивости элементов, главное чтобы балка общую устойчивость не потеряла.

[IBZ]

Сообщение от Ильнур А оказывается, зря - КЭ-анализ показывает конкретную потерю устойчивости.

Располагая такой информацией молчать преступно, надо "бить во все колокола"! Вы, Ильнур, как честный человек обнаруживший данный факт, просто таки обязаны написать разработчикам норм, ткнув их носом в свой пример !!! Интересно, что же они ответят.

Сообщение от Ильнур Как я понимаю, это была лишь "сверка" по условию типа "лямда < [лямда]"? Т.е. полноценного всеобъемлющего анализа (как МКЭ) анализа не было?

Да, только такое условие и проверялось. Для изгибаемых элементов во всех случаях оно выполнилось, для прочих НДС в нескольких десятков случаев - нет.

Сообщение от Ильнур Да нет же - НИКАК не является. А лишь является свидетельством соответствия "лямда < [лямда]".

Во всех случаях проверка не нужна, а заведомой обеспеченности нет? Ну-ну ... А мне представляется отсутствие необходимости в проверке именно заведомой обеспеченностью.

Сообщение от Ильнур Разработчик (как я понял, Вы о нем

С Разработчиком я лично не знаком. Говорю о своем бывшем шефе - Журавлеве Евгении Дмитриевиче.

Сообщение от Ильнур А КЗУ=0,86 (без галтелей кстати).

Так может в этом-то и дело.

[stas_org]

Сообщение от Ильнур Цитата: Нормы по-прежнему разрешают стенку на устойчивость не считать Цитата: Устойчивость стенок балок не требуется проверять Цитата: проверку все равно выполнять бы не требовалось. А оказывается, зря - КЭ-анализ показывает конкретную потерю устойчивости.

Offtop: Я, как грамотный заказчик, выгнал бы любого с проекта с этим анализом, если при этом еще 60Б нужно исправить на 70Б или на 90Б.

[B0RGiR]

Сообщение от Ильнур Пример во вложениях. Сталь С345 или С390, если учитывать мелкие концентрации.

Может упростим задачу, со связями вместо опорных ребер результат сильно поменяется, не пробовали? Нелинейные задачи долго решаются, по примеру из постов №108,120,123 на моей сковороде около часа на одну неудачную итерацию уходит.

[румата]

Сообщение от Ильнур А КЗУ=0,86 (без галтелей кстати).

У меня без галтелей КЗУ=0,76 при прочих равных.

Сообщение от B0RGiR Может упростим задачу, со связями вместо опорных ребер результат сильно поменяется, не пробовали?

Можно упростить, но результат особенно не должен меняться. Попозже просчитаю и такой вариант. И очень сомнительно, что учет нелинейности может как-то предотвратить местную потери устойчивости стенки.

[B0RGiR]

Сообщение от румата предотвратить местную потери устойчивости стенки.

Предотвратит вряд ли. Линейная устойчивость, в данном случае, должна давать приемлемые результаты. Но попробовать стоит, хотя бы потому что будут Кисп с предельным уровнем нагрузки по всем критериям и в одном флаконе.

[румата]

Сообщение от румата Попозже просчитаю и такой вариант.

Пересчитал. Со связями вместо ребер получился КЗУ = 0,756.

[IBZ]

Сообщение от румата Со связями вместо ребер получился КЗУ = 0,756.

По формулам СНиПа коэффициент устойчивости (использования) стенки 0,42, разница с МКЭ расчетом в 3,15 раза. Кто-то сильно не прав: либо авторы норм, либо люди, представившие тут свои расчеты. Нет, могут еще быть неправыми IBZ или авторы программ .

[румата]

Сообщение от IBZ По формулам СНиПа коэффициент устойчивости (использования) стенки 0,42, разница с МКЭ расчетом в 3,15 раза.

Да, слишком большая разница. Что-то здесь не так. Попробую пересчитать "по-полной".

[Ильнур]

Сообщение от stas_org Offtop: Я, как грамотный заказчик, выгнал бы любого с проекта с этим анализом, если при этом еще 60Б нужно исправить на 70Б или на 90Б.

Очень грамотный, надо сказать, заказчик. Главное, сердитый такой. Хорошо, что не расстреливает сразу - видно аналитик

По формулам СНиПа коэффициент устойчивости (использования) стенки 0,42

По которым формулам?

разница с МКЭ расчетом в 3,15 раза. Кто-то сильно не прав: либо авторы норм, либо люди, представившие тут свои расчеты. Нет, могут еще быть неправыми IBZ или авторы программ

Да не, все правы. По-своему. Я например ничего тревожного в этом не вижу - вызвать потерю устойчивости стенки в прокатных балках весьма сложно - посмотрите на этот пример - разве на практике такое можно встретить - и этот пример скорее единственный по всем сортаментам.
Стенки прокатных двутавров весьма толсты - это на глаз видно. Особенно на фоне сварных.

(без галтелей кстати).-Так может в этом-то и дело.

Вряд ли - если имеется 0,76...0,86, то галтели не выведут на 1, и тем более на 1/0,42.

[румата]

Вобщем, расчет с учетом нелинейной работы материала и начальной эксцентриситетом приложения нагрузки в 2мм подтвердил правильность упругого расчета на устойчивость. У меня получился нелинейный КЗУ=0,625. Выгиб стенки вбок порядка 8мм. Зона критического развития пластических деформаций сосредоточена в верхней зоне стенки под линией нагрузки. Однозначная потеря устойчивости стенки. Кому нужны картинки, пишите - вывешу.

[B0RGiR]

Сообщение от румата Кому нужны картинки, пишите - вывешу.

Нужны конечно, а то как конфеты без фантиков

[Бахил]

Offtop: Ваши изыскания напоминают известный сюжет "Ералаша", где два перца делили столбиком 21 на 7 и получали 12...

[румата]

Сообщение от B0RGiR Нужны конечно, а то как конфеты без фантиков

Забирайте фантики

[Ильнур]

Сообщение от Бахил ...делили столбиком 21 на 7 и получали 12...

28 на 7 и 13

[Бахил]

Сообщение от румата Забирайте фантики

Offtop: Чтоб на гвоздик повесить?
И где там "устойчивость"?

----- добавлено через 52 сек. -----

Сообщение от Ильнур 28 на 7 и 13

Не суть важно.

[Ильнур]

Сообщение от Бахил ..Не суть важно...

Нам известны твои принципы - тебе всегда суть неважна.

[румата]

Сообщение от Бахил Offtop: Чтоб на гвоздик повесить?

Offtop: Кому для чего. У всех потребности разные.

Сообщение от Бахил И где там "устойчивость"?

Там устойчивости нет. Там практическое отсутствие устойчивой прочности.

[B0RGiR]

Сообщение от румата Забирайте фантики

Я пока конкретных вопросов задавать не буду. Но в целом нихрена не понятно.
Свои выкладки выложу (если терпения хватит и решатель за ночь досчитает), там и попробуем разобраться.
Сётаки с разницей в 3,15 надо что то делать, надо както с этим жить. =)

[румата]

Сообщение от B0RGiR Свои выкладки выложу (если терпения хватит и решатель за ночь досчитае

Так настройте решатель на ускоренную сходимость. На этой схеме затраты машинного времени даже на объемниках не должны быть больше 5 мин.

[Бахил]

Сообщение от румата Там практическое отсутствие устойчивой прочности.

Устойчивое отсутствие прочности. Это да.

[vedinzhener]

Сообщение от румата [offtop] Там практическое отсутствие устойчивой прочности.

это что такое? я так и не понял с практической точки зрения, если часть элементов стенки устойчивость теряют, балка все упала?

[Ильнур]

Сообщение от Бахил Устойчивое отсутствие прочности. Это да.

Нет, это отсутствие устойчивости. Конкретно. Чисто Эйлер.
Известны балки с гибкой стенкой, рассчитанные на потерю устойчивости - но это другая песня, да.

[румата]

Сообщение от vedinzhener это что такое?

Смотрите Завриева, Корноухова.

Сообщение от vedinzhener я так и не понял с практической точки зрения, если часть элементов стенки устойчивость теряют, балка все упала?

В данном случае именно "все - балка упала". А точнее упало все, что на эту балку опиралось. Балка при этом закрутилась в макаронную спиральку.

[B0RGiR]

Сообщение от vedinzhener если часть элементов стенки устойчивость теряют, балка все упала?

Во первых посмотрите форму потери устойчивости в расчетах. При заданных условиях устойчивость теряет не только стенка.
Во вторых потеря устойчивости формы элемента свидетельствует, в первую очередь о переходе его в новую форму равновесия, и не факт что в новой форме равновесия элемент рухнет. Опасно же само по себе неустойчивое состояние (точка бифуркации), когда при минимальных, а теоретически и нулевых приращениях нагрузки в элементе возникают большие деформации, характер и последствия от которых сложно проконтролировать.

[Ильнур]

Сообщение от B0RGiR Во первых посмотрите форму потери устойчивости в расчетах. При заданных условиях устойчивость теряет не только стенка..

Тогда еще хлеще - по СП не обеспечена общая устойчивость - балка же проверена по СП на общую устойчивость.

...переходе его в новую форму равновесия, и не факт что в новой форме равновесия элемент рухнет...

При любой новой форме имеется полное равновесие. На то она и форма. Вы думаете, имея запас в 3-5% по прочности как раз в стенке при ее исходной форме, с искривленной стенкой ничего не добавится?

... в элементе возникают большие деформации, характер и последствия от которых сложно предугадать...

несложно - считай, все шандарахнется. Если есть желание использовать вторичное состояние - переходи на методику расчета с редуцированными областями.
Например на балки с гибкой стенкой.
В любом случае СП не предусматривает локальные неустойчивости в стенке (кроме балок с гибкой стенкой).

[Бахил]

Offtop: Осталось провести натурный опыт и посмотреть что происходит на самом деле.

[vedinzhener]

Сообщение от румата Смотрите Завриева, Корноухова. Балка при этом закрутилась в макаронную спиральку.

не верю, в спиральку когда ВСЯ балка общую устойчивость потеряет, просто балка перейдет в иную форму и может дальше нести по прочности, а может и нет. Говорю же по моему в буржуйских нормах допускается потеря местной устойчивости, где-то я такое слышал, возможно при каких то условиях или дополнительно расчет надо делать уже с учетом потери формы по прочности

[румата]

Сообщение от vedinzhener ..., в спиральку когда ВСЯ балка общую устойчивость потеряет,...

Не понимаю я эту однозначность. Потеря устойчивости стенки в конце концов обязательно приведет к спиральке, ну или ракушке

Сообщение от vedinzhener Говорю же по моему в буржуйских нормах допускается потеря местной устойчивости, где-то я такое слышал, возможно при каких то условиях или дополнительно расчет надо делать уже с учетом потери формы по прочности

Правильно говорите. Есть такое. Локальные "хлопуны" стенок до определенного момента не уничтожают только балки с очень гибкими стенками. А это не наш случай.

[Romegv]

у меня 0,95 получилось по устойчивости это с галтелями и всем остальным прочим.
По Мизесу напряжения меньше критических в районе 3500 ( максимальные).
Получается не несет.

[румата]

Сообщение от Romegv у меня 0,95 получилось по устойчивости это с калтелями и всем остальным прочим.

Зачем закрепили от поворота вокруг вертикальной оси опору? Зачем дополнительное утолщение опорной зоны?

[Romegv]

Сообщение от румата Зачем закрепили от поворота вокруг вертикальной оси опору? Зачем дополнительное утолщение опорной зоны?

В солиде только от смещений закрепляется. Если линейное с одной опоры убрать, то результат не меняется

[vedinzhener]

Сообщение от румата Не понимаю я эту однозначность. Потеря устойчивости стенки в конце концов обязательно приведет к спиральке, ну или ракушке

я тоже не понимаю эту однозначность про спиральки и ракушки

при это тут же говорите

Сообщение от румата Локальные "хлопуны" стенок до определенного момента не уничтожают только балки с очень гибкими стенками. А это не наш случай.

и что значит "очень гибкими стенками" в цифрах мы же инженеры и откуда цифры взяты. И случай почему не наш или наш? я пока не увидел балку скрученную в спираль, вот к чему виду , даже посчитанную по МКЭ

[румата]

Сообщение от Romegv В солиде только от смещений закрепляется. Если линейное с одной опоры убрать, то результат не меняется

Насколько я понял из картинки, у Вас опорная грань закреплена от смещений в трех направлениях. Это равнозначно закреплению всей опорной грани от поворота вокруг вертикальной оси. (Не путать с запретом поворота узлов, лежащих на этой грани.) Влияние сего факта на результат обязательно будет иметь место.

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от vedinzhener и что значит "очень гибкими стенками" в цифрах мы же инженеры и откуда цифры взяты.

Это значит с условной гибкостью больше 6.

Сообщение от vedinzhener И случай почему не наш или наш?

Потому, что у нас условная гибкость стенки ок. 2,5.

Сообщение от vedinzhener я пока не увидел балку скрученную в спираль, вот к чему виду , даже посчитанную по МКЭ

Вон оно что. Ладно, будет время, повожусь с закритической работой на досуге, будет вам ракушка.

[vedinzhener]

Сообщение от румата Это значит с условной гибкостью больше 6. Потому, что у нас условная гибкость стенки ок. 2,5.

и что это значит при условной гибкости 6 будет хлопать, а при условной гибкости 2,5 в ракушку? очень интересно

[румата]

Сообщение от vedinzhener и что это значит при условной гибкости 6 будет хлопать, а при условной гибкости 2,5 в ракушку?

Именно так. Хоть смейтесь, хоть серьезно. Про 6<лямбда<13 см. пункт М.4.8 СП 16.13330.2011

[Ильнур]

Сообщение от vedinzhener ...очень интересно ..

А неинтересно, что делается с Эйлеровым стержнем после Ncr? Он гнется, гнется, загибается и в бублик сворачивается, и далее вытягивается вниз (верх ниже нижней опоры), образуя кольцо у корня.

[vedinzhener]

Сообщение от румата Именно так. Хоть смейтесь, хоть серьезно. Про 6<лямбда<13 см. пункт М.4.8 СП 16.13330.2011

и что там указано что стенка хлопает при потере местной устойчивости, но не скручивает в ракушку? тем более там балка с ребрами уже

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от Ильнур А yнеинтересно, что делается с Эйлеровым стержнем после Ncr? Он гнется, гнется, загибается и в бублик сворачивается, и далее вытягивается вниз (верх ниже нижней опоры), образуя кольцо у корня.

допустим, а стенка здесь причем, точнее даже часть стенки не по всей длине и высоте балки , здесь на мой взгляд несколько иной процесс чем для стержня, не согласен? я так разумею что оставшиеся часть стенки и полка, которая сопротивляется потере устойчивости не даст всей балки скрутиться в ракушку, все-таки это не стержень в классическом понимании. Просто верхний кусок стенки балки выпучит в бок и все, может и немного полка уйдет в бок за этой частью стенки. Не претендую на истину в последней инстанции но мысль у меня такая

[румата]

Сообщение от vedinzhener и что там указано что стенка хлопает при потере местной устойчивости, но не скручивает в ракушку? тем более там балка с ребрами уже

Нет, не там. Про то, что стенка "хлопает " и такая балка дальше несет нагрузку, по-моему, рассказано в пособии к старому стальному СНиПу. "Старость СНиПа" здесь не важна, формулы все равно те же. Offtop: Вы бы разобрались сначала с местной устойчивостью, а потом вместе посмеемся над моими картинками.

[vedinzhener]

Сообщение от румата Вы бы разобрались сначала с местной устойчивостью, а потом вместе посмеемся над моими картинками.[/offtop]

я не смеюсь над вашими картинками, где я такое писал? я просто не понимаю почему все должно свернуться и навернуться, только при потере местной устойчивости части стенки. Я уже писал выше балка просто стало иной формы и на эту форму надо ее дальше считать, при той же нагрузке и т.д., т.е. некий итерационный пошаговый расчет в итоге или балка останется в приемлемой форме и будет нести нагрузку или действительно скрутится в ракушку, улитку, змейкой и или еще чем. Сам такого не разу не делал и не умею сразу скажу.

[Ильнур]

Сообщение от vedinzhener ...допустим, а стенка здесь причем, точнее даже часть стенки не по всей длине и высоте балки , здесь на мой взгляд несколько иной процесс чем для стержня, не согласен?

Да я не об аналогии форм стержня и пластины (хотя корни одни) - я о том, что формы потери устойчивости бывают самыми причудливыми. Их не нужно даже пытаться представить - достаточно принять, что потеря устойчивости - это конец. Так принято в нормах. Т.е. сама форма не интересует - мы все равно не знаем (не рассчитываем) дальнейшее поведение элемента под той же нагрузкой. Другое дело, что для некоторых случаев в нормах имеется спецметодика, позволяющая использовать второе состояние в качестве рабочего. Практически это балки с гибкой стенкой и ЛСТК.

Сообщение от vedinzhener Просто верхний кусок стенки балки выпучит в бок и все, может и немного полка уйдет в бок за этой частью стенки. Не претендую на истину в последней инстанции но мысль у меня такая

Мысль верная, но ненужная. "Немного", "кусок" - неважно, ибо это уже второе состояние. Не предусмотренное в нормах. Если проверка на устойчивость не прошла, значит принимается кердык.
Наверно можно эти состояния проверить для "прогрессирующего разрушения". Но на практике такие расчеты вряд ли кто будет производить - хорошо если стержневую систему нормально удастся проанализировать на предмет устойчивости.
По форме в гибких стенках - в почти любом учебнике в теме "Балки с гибкой стенкой" есть рисунок, каким образом "гофрируются" стенка балки - это просто волны в у опор\ребер по наклонной.

[румата]

Сообщение от vedinzhener я не смеюсь над вашими картинками, где я такое писал?

Offtop: Так и я не говорил, что Вы смеетесь, я предлагал посмеяться вместе .

Сообщение от vedinzhener я просто не понимаю почему все должно свернуться и навернуться, только при потере местной устойчивости части стенки.

Хорошо. Стенка согнулась от местного выпучивания и потекла. расскажите, что по-Вашему будет поддерживать верхнюю полку балки, к которой приложена "драконовская" нагрузка?

[vedinzhener]

Сообщение от румата Offtop: Так и я не говорил, что Вы смеетесь, я предлагал посмеяться вместе . Хорошо. Стенка согнулась от местного выпучивания и потекла. расскажите, что по-Вашему будет поддерживать верхнюю полку балки, к которой приложена "драконовская" нагрузка?

А разве она потекла? вроде по прочности все нормально, речь о том и идет что в прокатных балках до исчерпывание прочности,теряется местная устойчивость или я чего не допонял?

Сообщение от Ильнур Не предусмотренное в нормах.

я не про нормы Ильнур вопрос задал, а что в реальности с балкой будет, нормы наши просто этого не допускают и все. В дереве к примеру есть балка с волнистой стенкой, т.е. там сразу условно стенка потеряла устойчивость, но продолжает работать, у меня такая аналогия, ну почти такая. О в Старке есть расчет"нелинейная устойчивость" попробую посчитать, только условия задачи скажите пожалуйста.

[B0RGiR]

Пошаманил тут немного.
Кратко о расчете:
Физ. и геом. криволинейный, с начальным несовершенством в виде деформированной схемы из первой линейной формы потери устойчивости (масштаб несовершенства = 0...1 мм).
Нагрузка приложена сразу, за 1-ну секунду. Растягивать было лень, итак 1,5 часа считалось.
На 0,9125 доле секунды (подшаге) происходит срыв (выпучивание), соответственно КЗУ = 0,9125.
Для желающих могу пару видосов залить.
Стенка неустойчива, определённо.

[Ильнур]

Сообщение от vedinzhener А разве она потекла? вроде по прочности все нормально

Да, может и потекла - с прочностью нормально было ТОЛЬКО ДО ВЫПУЧИВАНИЯ. Выпучивание - доп изгиб, при доп изгибе - доп напряжения. И теперь кердык. Понятно?

речь о том и идет что в прокатных балках до исчерпывание прочности,теряется местная устойчивость или я чего не допонял?

Именно так. Но случай конкретный. Я бы сказал даже так - балка - это когда длина намного больше высоты. У нас же высота 0,4 м, длина 1 м - это скорее обрубок какой-то. Но тем не менее по СП формально это изгибаемая балка, и не проходит.

я не про нормы Ильнур вопрос задал, а что в реальности с балкой будет

Ответ на ворпос не всегда предполагает краткий противоответ. Я именно по норму говорю - ты ведь удивляешься - типа о что это оно не походит? Т.е. не просто любопытствуешь (я проверил это на форме стержня Эйлера - у тебя не праздный интерес), а подсознательно ищешь оправдание норме - а может после выпучивания балка стоит таки? Так вот ответ: Может и стоит. Да. Но считай, что не стоит. Нет нужды знать, что на деле будет. Тем не менее, здесь конкретно видно (выше много информации о предельном состоянии), что балка не понесет и все. Понятно? Не, ну конечно можно наверно заполучить на тяжелых пакетах кинематический мультик, как балка расплющивается и рвется...

.. к примеру есть балка с волнистой стенкой, т.е. там сразу условно стенка потеряла устойчивость, но продолжает работать

Примеры дают надежду, но последняя выкладка B0RGiR надежду сводит на нет.

Сообщение от vedinzhener А... в Старке есть расчет"нелинейная устойчивость" попробую посчитать, только условия задачи скажите пожалуйста.

Условия постами выше (п.122). Все есть, подробно. Корректность связей тоже обсудили детально.

[румата]

Сообщение от vedinzhener А разве она потекла? вроде по прочности все нормально, речь о том и идет что в прокатных балках до исчерпывание прочности,теряется местная устойчивость или я чего не допонял?

Конечно потекла. Для кого я вывешивал 3-ю и 4-ю картинку в #142 ? Но оно и без этих картинок очевидно. Гибкость стенки ок. 2,5 - это мало, стенка жесткая, значит будет течь при выпучивании. Ильнур правильно говорит, прочность обеспечена только на недеформированной от выпучивания схеме. Но КЗУ меньший 1 (даже из упругого расчета) говорит о том, что есть пластическая работа стенки. Это точно так же, как для сжатого стержня с относительно малой гибкостью. Такой стержень теряет устойчивость, когда сечение потекло. А вот стержни большой гибкости (более 200) теряют устойчивость до достижения в каком-то из сечений предела пропорциональности. Та же самая закономерность работает и для стенок балок.

----- добавлено через ~5 мин. -----

Сообщение от B0RGiR На 0,9125 доле секунды (подшаге) происходит срыв (выпучивание), соответственно КЗУ = 0,9125.

У меня происходит то же самое, но на 0,63 от заявленной нагрузки. Наверно Ваша модель более правдоподобна. Я погибь стенки моделировал эксценриситеом линии нагрузки, равным 2 мм и не учитывал галтели. Отсюда разница в значении итогового КЗУ. Но картины распределения критической пластической зоны очень похожи.

[Ильнур]

Сообщение от румата ... Гибкость стенки ок. 2,5 - это мало, стенка жесткая...

Для наглядности - в Инструкции ЦНИИПСК по балкам с гибкой стенкой рассмотрены гибкости аж до 25 (до h/t=600). Например такую гибкость в нашем случае имела бы стенка 0,6 мм. А тут 6,2 мм.

[румата]

Сообщение от B0RGiR с начальным несовершенством в виде деформированной схемы из первой линейной формы потери устойчивости (масштаб несовершенства = 0...1 мм).

Надо было погибь величиной 2 мм принять, по ГОСТ.

[B0RGiR]

Сообщение от румата Надо было погибь величиной 2 мм принять, по ГОСТ.

Можно было. С несовершенствами вообще много вариантов и ни один из них толком не нормирован. Что ни метод - то самодурство. Эта ерунда нам ещё по стержневым элементам доподлинно известна=).
По опыту могу сказать, что масштаб начального несовершенства роли особой не играет (если он конечно более менее адекватен). Главное, так сказать, показать схеме направление, а там энергия сама разберется куда податься.

[vedinzhener]

Все ясно из поста 172 данной балке фактически кирдых при заданных условиях, для себя как-нибудь на досуге попробую тоже просчитать, ради любопытства, на практике вряд ли когда мне такой расчет понадобится

[румата]

Сообщение от B0RGiR С несовершенствами вообще много вариантов и ни один из них толком не нормирован.

Как это не нормирован? ГОСТ уже не норма?

Сообщение от B0RGiR По опыту могу сказать, что масштаб начального несовершенства роли особой не играет

Еще как играет, и не последнюю роль. Схема схеме рознь.

[B0RGiR]

Сообщение от румата Как это не нормирован? ГОСТ уже не норма?

Вы сейчас про допуски при изготовлении? Ну и где написано что их за несовершенства можно принимать? Любой желающий имеет полное право назвать такой подход не нормативным и надуманным=). Хотя лично меня и такой подход устраивает.

[Ильнур]

Сообщение от B0RGiR ... где написано что их за несовершенства можно принимать?.

ГОСТ 27751-2014. Надежность строительных конструкций и оснований. Основные положения. Раздел 8. Геометрические параметры.

[B0RGiR]

Сообщение от Ильнур ГОСТ 27751-2014. Надежность строительных конструкций и оснований. Основные положения. Раздел 8. Геометрические параметры.

п. 8.1, ладно, покатит, можно впринципе употреблять .

[Ильнур]

Сообщение от B0RGiR п. 8.1, ладно, покатит, можно впринципе употреблять ..

Да, указание не прямое, но вполне.

[IBZ]

Тема вышла далеко за первоначальные рамки. Если называть вещи своими именами, то теперь вопрос стоит: а верна ли методика СНиП/СП в принципе. Оно ведь, чтобы доказать теорему, нужно выполнить целый ряд выкладок, а чтобы её опровергнуть - достаточно нахождения одного не укладывающегося факта. Например, теорема Ферма - если бы кто-то нашел 3 заветных числа, она бы тут же "рассыпалась в прах" и была бы вскоре благополучно забыта.

В общем я считаю, что при отличиях результатов в 3 с лишним раза (причем полученных не одним человеком), пора задать соответствующий вопрос авторам норм. Ильнур соответствующего предложения "не заметил", может быть все-же из авторов расчетов МКЭ найдется такой "смельчак"...?

[Ильнур]

Сообщение от IBZ ..."не заметил"...

Заметил - я же сказал, что эта балка мало похожа на балку. Ну напишу - типа, господа, я вот умный такой, у вас косячог нашел, буду щас дворковать вас вандишным спсобом и прочая. А они: дык есть же определение балки, молодой человек - см. там-то и тут-то, и засунь свой двутавр обратно себе...
И все.
И потом - если это косяк, то он не мешает на практике - чего шуметь-то? Где кто видел такую балку? И двутавр такой на рынке не найдешь...

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур И потом - если это косяк, то он не мешает на практике - чего шуметь-то? Где кто видел такую балку? И двутавр такой на рынке не найдешь...

так то оно так, но осадочек остался

[Romegv]

Ну из всего этого статью можно написать

[B0RGiR]

Сообщение от Romegv Ну из всего этого статью можно написать

Offtop: Есть тут одна тема про расчетные длины, вот там текста, цифр и эмоций было до блевотины

----- добавлено через ~12 мин. -----
Offtop: Где то там у IBZ есть неразрезной прогон, который устойчивость теряет раньше чем разрезной . С ним бы лучше разобраться силами партии.

[Romegv]

Сообщение от B0RGiR Offtop: Есть тут одна тема про расчетные длины, вот там текста, цифр и эмоций было до блевотины ----- добавлено через ~12 мин. ----- Offtop: Где то там у IBZ есть неразрезной прогон, который устойчивость теряет раньше чем разрезной . С ним бы лучше разобраться силами партии.

Нужен один идейный вдохновитель)

[Ильнур]

Сообщение от Romegv ... идейный вдохновитель

___

[Romegv]

Сообщение от Ильнур ___

Это же предводитель

[Бахил]

Сообщение от Ильнур дык есть же определение балки, молодой человек - см. там-то и тут-то, и засунь свой двутавр обратно себе...

Offtop: Ну что же ты до конца недотроллил? Вон и ИБЗ повёлся
А если просто положить на землю и "давануть"...
А прочим "исследователям" могу посоветовать прежде, чем моделировать всякие нелинейности сначала посмотреть напряжения в линейной постановке. Является ли эта "балка" изгибаемым элементом.

[Ильнур]

Сообщение от Бахил Ну что же ты до конца недотроллил? ...

Щас дотроллю.

Сообщение от Бахил Является ли эта "балка" изгибаемым элементом.

Конечно: прогиб поперечный, момент в наличии, ось искривлена, и т.д. и т.п. По крайней мере в СП нет противопоказаний по отнесению к изгибу.
Есть еще другое: сила распределена на длине 500 при высоте балки 400. Как сказал бы Сен-Венан, эфто у вас господа сосредоточенная сила. А СП бы добавило: поставь ребро, да?
Да я и сам бы безо всяких расчетов пару ребер поставил в таком двутавре при 77 тоннах нагрузки - это же вес тяжелого танка.
Таким образом, опять же все можно свести к нечеткости формулировок и классификаций в СП.
Но это не избавляет тебя от твоего позора - по факту стенка неустойчива, невзирая на твои лямбды, критические напряжения и прочие помидоры, какими ты нас закидывал.

[IBZ]

Сообщение от Ильнур Есть еще другое: сила распределена на длине 500 при высоте балки 400. Как сказал бы Сен-Венан, эфто у вас господа сосредоточенная сила.

И что с того? Нагрузки, они самыми разными бывают.

Сообщение от Ильнур Щас дотроллю.

Слабовато как-то вышло. Вот если бы просчитали все серийные подкрановые балки, разные случаи центрально и внецентренно сжатых элементов, разные примеры оболочек .... Уверен, что отрицательных результатов по сравнению с СП получили бы море. Вот тогда бы это было, действительно, О-ГО-ГО!

А вообще, при нежелании общения с авторов норм, тема вполне себе бесполезная, если не вредная, вносящая сумятицу в неокрепшие представления . Такая уже была - там получили для швеллера некий график, "перпендикулярный" сниповскому и, помнится, даже был сделан вывод СНИП "в топку".

[румата]

Сообщение от IBZ там получили для швеллера некий график, "перпендикулярный" сниповскому и, помнится, даже был сделан вывод СНИП "в топку".

К слову сказать. Швеллеры в СНиПе отработаны отвратительно. Лишь бы было.

[Ильнур]

Сообщение от IBZ ...тема вполне себе бесполезная...

Это форум, и здесь нет бесполезных тем. Необязательно в теме получать какую-то "социальную" выгоду, проектирование - творчество, и однозначных рецептов никто и не ждет. Главное, что рассматриваются и анализируются всякие разные ситуации. А уж каждый проектировщик решит, каким образом использовать эту инфу.
Для нормотворчества есть уполномоченные и финансируемые спецорганы.

[IBZ]

Сообщение от Ильнур Это форум, и здесь нет бесполезных тем

Так я назвал её ещё и опасной. Из результатов МКЭ расчетов следует, что "в действительности" (сами же мы не выясним уместность кавычек) стенка посчитанная на местную устойчивость по нормам, может "не нести" по этому фактору в несколько раз, будучи рассчитанной по МКЭ. При этом речи уже не идет о какой либо заведомости, не до жиру, как говориться. Особенно такая ситуёвина будет "вылезать" при расчете сварных балок, у которых (при оптимальном подборе по нормам) отношение hef/tw существенно выше, чем у проката. Так и видятся армады расчетов МКЭ пространственных каркасов, рассчитанных по пластинчато-оболочечным моделям . Это же в свою очередь приведет ... впрочем, не будем о печальном.

Сообщение от Ильнур А уж каждый проектировщик решит, каким образом использовать эту инфу.

Особо радуют альтернативы: либо считать всё по МКЭ, либо нарваться на "вредного" эксперта или заказчика:

Сообщение от stas_org Offtop: Я, как грамотный заказчик, выгнал бы любого с проекта с этим анализом, если при этом еще 60Б нужно исправить на 70Б или на 90Б.

[Ильнур]

Сообщение от IBZ Так я назвал её ещё и опасной.

Она не опасная, если не интерпретировать вот таким образом:

Из результатов МКЭ расчетов следует, что .... может "не нести" по этому фактору в несколько раз

Фигура речи "в несколько раз" - это типа требуется усиление в несколько раз. Не надо пургу гнать - стенка по МКЭ теряет устойчивость при К=0,9 - какие НЕСКОЛЬКО? Никакой опасности нет - гаммы не дадут проявиться этому явлению, и все. Все на грани, еле-еле кое-как. Это просто показательная порка. Для профилактики.

Так и видятся армады расчетов МКЭ пространственных каркасов, рассчитанных по пластинчато-оболочечным моделям

Ну зачем так перегибать-то - еще раз: этот случай - редкое исключение. По методике СП проверки тем корректнее, чем больше соотношение высота/длина, тоньше стенка и распределеннее нагрузка. А если еще не забывать про ребра под сосредоточениями, то никаких "армад" не надо - СП гарантируэ.

не будем о печальном.

Именно. Все было весело.

альтернативы: либо считать всё по МКЭ, либо

Нет альтернатив. Есть действующий СП. Какой дурак практикующий проектировщик будет моск себе и людям выносить?

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур чем больше соотношение высота/длина, тоньше стенка и распределеннее нагрузка.

может быть чем меньше соотношение, т.е. короткая и высокая балка может не пройти, при этом по прочности все нормально, а при длинной и невысокой не пройдет вначале по прочности.

[Бахил]

Сообщение от Ильнур Какой дурак практикующий проектировщик будет моск себе и людям выносить?

Да есть тут один перец

Сообщение от Ильнур просто давануть на 60Б1 локально Хтс на длине 100 мм.

Уже 7 страниц мозг всем выносит.

[B0RGiR]

Сообщение от IBZ По формулам СНиПа коэффициент устойчивости (использования) стенки 0,42

Пересчитал, получилось 0,53.

[IBZ]

Сообщение от Ильнур Фигура речи "в несколько раз" - это типа требуется усиление в несколько раз. Не надо пургу гнать - стенка по МКЭ теряет устойчивость при К=0,9 - какие НЕСКОЛЬКО?

Смешно. Проверьте что-нить из ЛСТК. Посмеёмся вместе.

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от IBZ Смешно. Проверьте что-нить из ЛСТК. Посмеёмся вместе.

А давайте щас подберу сварное сечение, которое ну ни как ...

[B0RGiR]

Сообщение от IBZ А давайте щас подберу сварное сечение, которое ну ни как ...

Не, не надо ещё одно сечение, давайте лучше письмо напишем .

[румата]

Сообщение от IBZ Проверьте что-нить из ЛСТК.

При чем здесь ЛСТК?

Сообщение от IBZ А давайте щас подберу сварное сечение, которое ну ни как ...

Давайте. Только с одним условием, для балки должно соблюдаться "балочное" соотношение высоты сечения к пролету.

[IBZ]

Сообщение от румата При чем здесь ЛСТК?

Расчеты МКЭ в этом случае не действуют?

Сообщение от румата Давайте. Только с одним условием, для балки должно соблюдаться "балочное" соотношение высоты сечения к пролету.

Это где и как ?

[румата]

Сообщение от IBZ Расчеты МКЭ в этом случае не действуют?

Расчеты МКЭ действуют всегда и везде. Но зачем ЛСТК там, где разговор про фасонный прокат?

Сообщение от IBZ Это где и как ?

Это там, где стенка будет работать как стенка балки, а не как балка-стенка. h/l равного 20 для этого будет предостаточно.

[Бахил]

Сообщение от румата где стенка будет работать как стенка балки, а не как балка-стенка.

Не забудь ещё закрепить сжатый пояс, чтобы "поймать" именно местную устойчивость.

[IBZ]

Сообщение от румата Расчеты МКЭ действуют всегда и везде. Но зачем ЛСТК там, где разговор про фасонный прокат?

Ну так просчитайте ЛСТК, хоть из известной темы. Забракуете всё и вся

[румата]

Сообщение от IBZ Ну так просчитайте ЛСТК, хоть из известной темы.

Прошу прощения, я не в курсе известной темы. Не про гофробалки случаем?

[Ильнур]

Сообщение от IBZ Смешно...

Смешно в 2017 году подвергать сомнению правильность результата КЭ-расчета. Это всего лишь один из способов численного решения тех же уравнений. Если в середине прошлого века эффективность этого метода была ниже плинтуса в силу вычислительных возможностей, на сегодня этот уровень на уровне небес. В т.ч. точность результатов. МКЭ собственно есть математика, и не может быть противопоставлен самому себе.
Ансис, Настран... - обхохчешься.

[IBZ]

Сообщение от Ильнур Смешно в 2017 году подвергать сомнению правильность результата КЭ-расчета. Это всего лишь один из способов численного решения тех же уравнений.

И вправду смешно

[Ильнур]

Сообщение от IBZ ..И вправду смешно

Ничего смешного в том, что МКЭ - это лишь разбиение элемента на элементы. МКЭ проявляет то, что скрыто под тупо примененным M/W. В МКЭ нет ничего противоречащего теории, в нашем случае механике.
Изучай матчасть, чем глупо смеяться. Твой калькулятор МБП примитивен для таких дел. Кругозор-то расширять надо, молодой человек.

[stas_org]

Сообщение от Ильнур МКЭ проявляет то, что скрыто под тупо примененным M/W

Но, если при использовании МКЭ требуется больше материала - то грош ему цена.

[Ильнур]

Сообщение от stas_org Но, если при использовании МКЭ требуется больше материала - то грош ему цена.

Это что за мысль-то?
Приплыли, начинается принцип "закидать шапками".
Больше или меньше материала надо не из-за способов расчета в принципе, а по обеспеченности прочности, устойчивости и т.д. по перечню.
Здесь речь не о том, какой расход стали который метод показал, а о том, который метод БОЛЬШЕ соответствует истине, учитывая, что вселюбые методы расчетов по сути есть лишь теоретическая модель происходящего в физике.
Я могу выработать такую методику (хреновую очень в смысле теории), что расход материала будет в 2 и даже в 3 раза меньше. Да. Вот такому методу цена будет 100500, по твоей логике. Не смешно?
МКЭ - это не такой метод, который с запасом дает, это такой метод, который тоньше и глубже роет. Как бы это пояснить-то...? В СП устойчивость стенок для нашего случая (правда с большой натяжкой - в СП нет прямых указаний по прокатным сечениям, что тоже не в пользу точности методик СП) не просчитывается как таковая, а лишь проверяется на условие гибкости. Грубо: при соотношении высоты к толщине более 3,5 устойчивость обеспечена. Так вот, это "обеспечено" наверняка действует при определенных условиях, которые подразумевались при прямом просчете стенок для нормирования этой гибкости. Мы догадываемся, что это длинные балки и распределенные нагрузки. Отсутствие ограничений этих "длинностей" и "распределенностей" в СП позволяет легетимно использовать эту проверку к нашей балке и получить гарантию надежности.
Однако расчет альтернативным методом (не худшим, а альтернативным, а по правде сказать лучшим) показывает, что объект капстроительства рухнет. Так кому грош цена?
Вы видать соуременный еффектиный заказчег .
Приятное для ушей заказчега: для иных случаев МКЭ может показать приличную экономию материала. СП кстати как обязательная норма не всегда позволит использовать это в проекте.

[IBZ]

Сообщение от B0RGiR Пересчитал, получилось 0,53.

Попытался просчитать по программе еще раз - почему-то не вышло, говорит "не требуется", как получил 0,42 сам не знаю Бегло заглянул в Ваш расчет. При вычислении напряжений вместо момента сопротивления Wx=654 см3 взят момент инерции Jx=13050 см4. Впрочем, сути вывода это все не меняет: по нормам все хорошо, по МКЭ - нет.

Сообщение от Ильнур Фигура речи "в несколько раз" - это типа требуется усиление в несколько раз. Не надо пургу гнать - стенка по МКЭ теряет устойчивость при К=0,9 - какие НЕСКОЛЬКО? Никакой опасности нет - гаммы не дадут проявиться этому явлению, и все. Все на грани, еле-еле кое-как. Это просто показательная порка. Для профилактики.

Ильнур, учитесь оценивать цифры результатов Если разница расчета по нормам и МКЭ выходит в 3 раза, то это означает, что рано или поздно проектировщику встретиться балка (пусть сварная), у которой стенка используется по нормам на 99,9% и она же не проходит по расчету МКЭ в 3 раза

Сообщение от румата Прошу прощения, я не в курсе известной темы. Не про гофробалки случаем?

В теме http://forum.dwg.ru/showthread.php?t...%D2%CA&page=65 начиная с сообщения 1286 я подбирал сварные балки, удовлетворяющие нормам для "черного" металла с тоненькими стеночками. Думаю, ни одна из них по МКЭ и близко не пройдет. А уж если взять сами ЛСТК ... Сейчас скажут о редуцировании и прочих ухищрениях, применяемых при их расчете. Я же возражу, что мы, возможно, просто не в курсе, что учитывали разработчики норм и почему выходит такая разница для обычных сечений.

P.S. Пора уже переходить к обсуждению местной устойчивости полок. Там разработчики норм вообще "ересь" пишут. У них, видите ли, эта самая устойчивость от уровня напряжения вообще не зависит. Ишь чего удумали, ну прим как дети малые. А мы им ща МКЭмом да по голове

[Бахил]

Сообщение от Ильнур МКЭ - это лишь разбиение элемента на элементы

Offtop: Просто обхохочешься

Сообщение от Ильнур МКЭ проявляет то, что скрыто под тупо примененным M/W.

Вот это перл!

Сообщение от IBZ Если разница расчета по нормам и МКЭ выходит в 3 раза, то это означает

,
что мозги всё-таки надо включать даже при наличии большой зелёной кнопки.
Короче, ищите ошибки в своих "МКЭ".

[B0RGiR]

Сообщение от IBZ Попытался просчитать по программе еще раз - почему-то не вышло, говорит "не требуется", как получил 0,42 сам не знаю Бегло заглянул в Ваш расчет. При вычислении напряжений вместо момента сопротивления Wx=654 см3 взят момент инерции Jx=13050 см4. Впрочем, сути вывода это все не меняет: по нормам все хорошо, по МКЭ - нет.

Точно, видать бес попутал. Теперь 0,548

[Ильнур]

Сообщение от Бахил Вот это перл!

Да, именно так. Запиши расширенную версию перла: M/W зиждется на гипотезе плоских сечений. Эфта гипотеза в нашем случае не подходит. Балка слишком коротка.

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от Бахил ...Короче, ищите ошибки в своих "МКЭ".

Мой КЭ-расчет безошибочен и безупречен. Да. Сам SCAD конечно имеет несколько грубые возможности, но принципиально поиск не выявит ошибок. Тем более что еще 3 разных расчета подтверждают это. Им тоже надо искать ошибки?

[Vavan Metallist]

Вот прочел чуть темы - и сразу ляп такой - не удержусь

Сообщение от IBZ У них, видите ли, эта самая устойчивость от уровня напряжения вообще не зависит. Ишь чего удумали, ну прим как дети малые. А мы им ща МКЭмом да по голове

Точно не зависит? Или Вы дальше СНиПа 81 года ниче не признаете?

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от Ильнур Мой КЭ-расчет безошибочен и безупречен.

Да! Птамушта это мой КЭ-расчет!

[Ильнур]

Сообщение от IBZ ... Если разница расчета по нормам и МКЭ выходит в 3 раза, то это означает, что рано или поздно проектировщику встретиться балка (пусть сварная), у которой стенка используется по нормам на 99,9% и она же не проходит по расчету МКЭ в 3 раза

Учитесь анализировать имеющиеся результаты: КЗУ~0,9 найден для единственного случая, другие двутавры типа ДБ по сортаменту имеют стенки толще (относительно), и для 40ДБ1 найдена только одна ситуация. Так что не найдется. Ни рано, ни поздно. Варианты исчерпаны.

Думаю, ни одна из них по МКЭ и близко не пройдет.

Откуда такие уверенности?

А уж если взять сами ЛСТК ... Сейчас скажут о редуцировании и прочих ухищрениях, применяемых при их расчете.

Обязательно скажут - в МКЭ просто нужно предусмотреть редуцирование (выключение областей), и все. Не всякий КЭ-пакет с этим справится, но принципиально МКЭ покажет, кто зимой где что делал. Например обнаружит запасы.

Я же возражу

Воспользуетесь правом вето?

Сообщение от IBZ .....Пора уже переходить к обсуждению местной устойчивости полок. Там разработчики норм вообще "ересь" пишут...

Не надо размазывать тему. В качестве контраргументов принимаются только прямые расчеты устойчивости стенки нашего примера. Остальное - пустая болтовня о вреде МКЭ.

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от Vavan Metallist ..Да! Птамушта это мой КЭ-расчет!

[B0RGiR]

"Ошибка" как минимум в 4-х расчетах МКЭ в разных программах и от разных расчетчиков с разной степенью допущений, это уже как бы системно . Критерии местной устойчивости в СП основаны на работах Лампси Б.Б? Кто в курсе? Надо бы тензор напряжений на расчетной площадке сравнить с МКЭ и СП. Выпишите пожалуйста у кого есть доступ к своему расчету МКЭ.

----- добавлено через ~27 мин. -----

Сообщение от Ильнур Кисп~0,9

Очепятка, -> Кзу

[IBZ]

Сообщение от Vavan Metallist Точно не зависит? Или Вы дальше СНиПа 81 года ниче не признаете?

Я считаю его документом, показавшим за 35 лет использования свою "дееспособность". СП 16.13330.2011 за документ "не держу" вовсе, c СП 16,13330,2017 пока не полностью разобрался, но ошибки, помнится, есть и здесь.

А напряжения в формулах появились только для балок 1-го класса и би-стальных балок 2-го класса. В прочих случаях уровень напряжений по-прежнему не учитывается.

Сообщение от B0RGiR "Ошибка" как минимум в 4-х расчетах МКЭ в разных программах и от разных расчетчиков с разной степенью допущений, это уже как бы системно

Это мало вероятно. А вот по принципиальному подходу и, главное, по толкованию результатов не все так однозначно. Вопросы могут снять только разработчики норм. Но к ним "ниспровергатели" что-то обращаться не спешат, а кое-кто и сам оглашает за них ответ

[Ильнур]

Сообщение от B0RGiR ...Очепятка, -> Кзу

Ага.

А вот по принципиальному подходу ... не все так однозначно

Это еще как понимать? Нельзя применять МКЭ к расчету конструкций? или данной конструкции? МКЭ нарушает законы механики? Не та диаграмма стали применена? Нагрузки не так приложены? Модели несовершенны? Несовершенства не модельны?
Непонятно...

[Vavan Metallist]

Сообщение от IBZ Я считаю его документом, показавшим за 35 лет использования свою "дееспособность". СП 16.13330.2011 за документ "не держу" вовсе, c СП 16,13330,2017 пока не полностью разобрался, но ошибки, помнится, есть и здесь.

Сообщение от IBZ напряжения в формулах появились только для балок 1-го класса и би-стальных балок 2-го класса. В прочих случаях уровень напряжений по-прежнему не учитывается.

Сильный аргумент Это как бы логично - крайние волокна то потекли напряжение достигло Ry.
Суть в том, что СП и ДБН стали учитывать возможное недонапряжение стенки, что вроде как прогрессивно. Хотя, конечно не дает запаса по этому параметру и требует более точных расчетов нагрузок-усилий-напряжений.

[IBZ]

Сообщение от Ильнур Это еще как понимать? Нельзя применять МКЭ к расчету конструкций? или данной конструкции? МКЭ нарушает законы механики? Не та диаграмма стали применена? Нагрузки не так приложены? Модели несовершенны? Несовершенства не модельны?

Например так

Сообщение от Бахил Не забудь ещё закрепить сжатый пояс, чтобы "поймать" именно местную устойчивость.

Вы почему-то уцепились за первую часть фразы, проигнорировав вторую:

Сообщение от IBZ главное, по толкованию результатов

А тут "поле безбрежное"

Сообщение от Vavan Metallist Суть в том, что СП и ДБН стали учитывать возможное недонапряжение стенки, что вроде как прогрессивно.

Если честно, то и раньше уровень напряжений можно было учитывать в некоторых случаях:

7.27*. При назначении сечений центрально-, внецентренно-сжатых и сжато-изгибаемых элементов по предельной гибкости, а изгибаемых элементов — по предельным прогибам, а также при соответствующем обосновании расчетом наибольшие значения отношения расчетной ширины свеса к толщине следует умножать на коэффициент , но не более чем на 1,25.

В этой фразе мне, правда, всегда было не очень понятно что есть "при соответствующем обосновании расчетом"

[Ильнур]

Сообщение от IBZ Например так = Не забудь ещё закрепить сжатый пояс, чтобы "поймать" именно местную устойчивость.

1. Рассмотрено до 7-и форм. 2. Форма поймана именно по стенке. 3. Раскрепление полки из плоскости не меняет результат. 4. Раскрепление по СП не предусмотрено - ПФИ обеспечена.
Еще есть вопросы?

Вы почему-то уцепились за первую часть фразы,

Первая часть фразы отделена в силу ее очевидной никчемности - МКЭ может применяться для расчета конструкций. Принципиально.
Вопрос может ставиться - ошибки в исходных. Это не принципиально.
Ошибки в исходных могут быть при любой методе. В данном случае люди перепроверили друг друга, подправили, подчистили - комар носа не подточит.

проигнорировав вторую: по толкованию результатов

Все, кто выложил МКЭ-расчет, истолковали однообразно. Поэтому:

А тут "поле безбрежное"

никаких полей, морей и океанов.
Все однозначно.
Контраргументов-то нет.
Это как в одном судебном решении - доказательством наличия правонарушения по такому-то протоколу ГИБДД является тот же протокол.
Вам говорят, что косяк в методе СП, а Вы - некосячность методы в СП обоснован фактом наличия метода в СП.
У Вас нет опровержения. Зато есть обвинения в безмозглости и некомпетентности. В т.ч. от Бахил.
Разницу между СП и МКЭ я уже пояснил - в СП уточнены не все пределы применимости условий лямда<[лямда]. Других причин не имеется.

[Vavan Metallist]

Сообщение от Ильнур косяк в методе СП,

Да нет никакого косяка в методе СП (СНиП, ДБН).

Сообщение от Ильнур в СП уточнены не все пределы применимости условий лямда<[лямда].

но это ж не косяк.
Метод в нормах - для балок. Пример с коротенькой балочкой здесь не подходит просто. Это не стенка балки, это просто уже сжатая пластина. Не надо принимать ее толщину как для изгибаемого элемента - примите как для сжатого. 1/15 и будет вам счастье! А еще лучше 1/12

[IBZ]

Сообщение от Ильнур Вам говорят, что косяк в методе СП, а Вы - некосячность методы в СП обоснован фактом наличия метода в СП.

А не по адресу, не мне это нужно говорить.
А что по поводу наличия ... Раньше все методы и конкретные формулы попадали в нормы после очень серьёзных проверок, в том числе и прямыми экспериментами. Почитайте хотя-бы об этом у Бычкова - там весьма подробно описаны как сами эксперименты, так и их сходимость с теорией. Хотя там и исследуются иные вопросы, но явственно виден подход. Вот поэтому и не верю я, что такой "косяк" (а не сходимость результатов в разы иначе не назовешь) кочует из издания в издание десятилетиями и при этом ни о каких массовых авариях, да и просто о выпучивании стенок, что-то не слышно.

Повторюсь: результаты расчета по нормам и МКЭ отличаются в разы. В нашем случае для конкретного сечения в ~2,5-3,15 раза - можно уточнить, но не суть. При этом нет никаких оснований считать это пределом. Отговорка, что это только для одного сечения из всего сортамента не принимается, так как есть еще сварные балки, у которых hef/tw иной раз существенно больше, а все формулы норм и предпосылки МКЭ те же .

Одним словом, если есть уверенность в своей правоте - пишите письма (без кавычек), так как иного способа решить проблему я не усматриваю.

Сообщение от Vavan Metallist Метод в нормах - для балок. Пример с коротенькой балочкой здесь не подходит просто

Нормы не устанавливают никаких таких соотношений. Принцип Сен-Венана тоже четко не сформулирован в числах. Мы же проверяем прочность жестко защемленного ригеля прямо в узле, а не отступаем от него на какое-то расстояние. Есть конструкции, у которых соотношение длины к высоте намного хуже. Например, подкрановая консоль на сплошностенчатой колонне считается чисто по сопромату безо всякой "неприменимости".

[Vavan Metallist]

Я то вас, ребята не понимаю. Ві чего добится хотите? На основании расчета МКЕ утверждать, что неверніе нормі? Я вам скажу тогда пишите к нормотворцам всего мира. Думаю везде походжая ситуация .

Сообщение от IBZ Принцип Сен-Венана тоже четко не сформулирован в числах. Мы же проверяем прочность жестко защемленного ригеля прямо в узле, а не отступаем от него на какое-то расстояние. Есть конструкции, у которых соотношение длины к высоте намного хуже. Например, подкрановая консоль на сплошностенчатой колонне считается чисто по сопромату безо всякой "неприменимости".

Подкрановая косоль как минунм всегда с ребрами.
Какая-то путаница у вас в головах: то нужно все по нормам, то уже только по МКЕ. У вас что, кризис среднего возраста обострился? Имею ввиду Вас IBZ и Вас, Ильнур. Какие-то проблемы ищите на свою голову... Или не ищете, просто здесь порожняки гоняете . Если есть в нормах - считаем по тому, что есть и все тут. Ведь в первую очередь это наша ОБЯЗАННОСТЬ считать по нормам.

[Бахил]

Сообщение от Vavan Metallist Имею ввиду Вас IBZ и Вас, Ильнур.

Offtop: Да троллят они друг-друга
Интересно, кому-нибудь придёт, наконец, в голову проверить эту "балочку" на общую устойчивость по СНиП?

[Ильнур]

Сообщение от Vavan Metallist ... У вас что, кризис среднего возраста обострился?.. Имею ввиду ... Вас, Ильнур.

Да. К среднему возрасту я обрел обостренное чувство восприятия нормативных методик.

Метод в нормах - для балок. Пример с коротенькой балочкой здесь не подходит просто. Это не стенка балки, это просто уже сжатая пластина. Не надо принимать ее толщину как для изгибаемого элемента - примите как для сжатого. 1/15 и будет вам счастье! А еще лучше 1/12

Спасибо большое, что все по местам расставил. Чего-то мы тут затупили без тебя. А можно для нашего полного счастья пояснить, что значит "коротенькая"? В числах там, в соотношениях. И как бы поподребнее насчет перехода к сжжатым - к сжаты внецентрено? С изгибом? За N что брать? Подскажи нам, среднего возраста дурачкам.
Ну вот что несешь, а?

...просто здесь порожняки гоняете.....

Давай ты тоже присоединяйся - Лира отлично порожняки прогоняет.

Сообщение от Vavan Metallist .Ведь в первую очередь это наша ОБЯЗАННОСТЬ считать по нормам.

Ты это надеюсь стоя пишешь? Давай гимн еще сочини, гимн проектировщиков.
Бахил

Интересно, кому-нибудь придёт, наконец, в голову проверить эту "балочку" на общую устойчивость по СНиП?

Я проверил, в самом начале. По фактору уст. ПФИ К исп.= 0,687.

[Vavan Metallist]

Сообщение от Ильнур можно для нашего полного счастья пояснить, что значит "коротенькая"?

"Коротенькая" - это значит "не длинненькая".

Сообщение от Ильнур Подскажи нам, среднего возраста дурачкам.

Откудова я знаю? Я думал вы мне тeт объясните, чтоб я, как дурак, на нормы не уповал. А ты наоборот у меня спрашиваешь

----- добавлено через ~7 мин. -----

Я тут мелком переглянул тему - тут кладезь, оказівется!

Сообщение от IBZ Самое интересное, что при "непрохождении" по прочности, местная устойчивость стенки обеспечена! Что полностью соответствует "разрешению" норм не считать вообще ...

[quote=Ильнур;1689082]1. Нормы не разрешают не считать "вообще". 2. Откуда следует, что устойчивость обеспечена? Ранее постом выставили (не я кстати) картину из МКЭ с непрохождением. Причем это еще упругий анализ.quote]
Тоесть то, что не проходит по прочности все равно надо считать по устойчивости. И обязательно помощью МКЭ

----- добавлено через ~1 мин. -----

Сообщение от Бахил Offtop: Да троллят они друг-друга

С таким подходом все разделы форума плавно перетекут в "разное" и "БСК"

[IBZ]

Сообщение от Vavan Metallist Тоесть то, что не проходит по прочности все равно надо считать по устойчивости.

Иной раз очень даже пользительно. Например, при проверке существующих конструкций, подлежащих усилению, для определения рационального варианта. Программы-калькуляторы, работающие по нормам, так те вообще выдают цифры по всем проверкам. Наша, по крайней мере, устроена именно так.

[B0RGiR]

Сравнение компонент тензора напряжений в расчетной области, полученные разными методами для рассматриваемой задачи:
σz=1,52202 т/см ^2 - МКЭ | σz=1,472 т/см ^2 - СП(ручной)
σy=1,53364 т/см^2 - МКЭ | σy=σloc=2,266 т/см ^2 - СП(ручной)
τyz=1,84343 т/см^2 - МКЭ | τyz=1,76 т/см ^2 - СП(ручной)
остальные три близки к нулю.
Получается что напряженное состояние обоими методами проверяется в одной и той же области балки.
Остаются значения критических напряжений по СП (σсr, σlocсr, τсr). Как они получены? При каких условиях и допущениях?

[Ильнур]

Сообщение от Vavan Metallist ...То есть то, что не проходит по прочности все равно надо считать по устойчивости...

Ты таки не все читал - здесь последняя балка по прочности и общей устойчивости проходит (первая была не совсем точная, но послужила базой). См. п.122 - вот эта балка. На постах далее еще 3-4 раза перепроверено разными людьми на разных программах.

И обязательно помощью МКЭ

Что ты имеешь против МКЭ? Лично ты для перепроверки можешь применить любой другой метод, который тебе доступен.
Да, кстати, без перепроверки, т.е. без личных доказательств, чужие результаты тут не критиковать. Просто гундеть, ссылаясь на норму, не нужно - все это уже тут было.

[Vavan Metallist]

Сообщение от Ильнур Ты таки не все читал

Точно, далеко не все.

Сообщение от Ильнур Просто гундеть, ссылаясь на норму, не нужно - все это уже тут было.

Ссылаться на норму - это не просто гундеть

Сообщение от IBZ Иной раз очень даже пользительно. Например, при проверке существующих конструкций, подлежащих усилению, для определения рационального варианта. Программы-калькуляторы, работающие по нормам, так те вообще выдают цифры по всем проверкам. Наша, по крайней мере, устроена именно так.

Очень поучительно, спасибо
Кстати, уже вторая тема про то, что конструкции по постсовецким нормам не проходят... Пора вам там в тартарии тоже в ауропу, иначе все попадает нахрен

[Ильнур]

Сообщение от Vavan Metallist ..Ссылаться на норму - это не просто гундеть ...

Ну да, гундеж со ссылкой на норму - это особый гундеж.
Ты таки смоделируй в Лире то, что на п.122. А потом погутарим.

[Vavan Metallist]

Сообщение от Ильнур смоделируй в Лире то, что на п.122.

Не хочу. Нет настроения. Но, помнится, общую устойчивость Лира оболочками в линейке и СНиП выдавали один в один.

[Ильнур]

Сообщение от Vavan Metallist ... помнится, общую устойчивость Лира оболочками в линейке и СНиП выдавали один в один.

Так ты как считаешь - если МКЭ показывает потерю устойчивости стенки, то стенка устойчивость теряет? Отвечай "да" или "нет". Кратко, по-военному.

[Vavan Metallist]

Сообщение от Ильнур "да" или "нет".

Да
Если смоделировано правильно, тоесть отображено реальное положение дел, все закрепления, защемления и пр. - то, если МКЕ покажет потерю устойчивости стенки я приму результат расчета как определяющий мои дальнейшие действия по предотвращению потери устойчивости.

[Ильнур]

Сообщение от Vavan Metallist Да Если смоделировано правильно, то есть отображено реальное положение дел, все закрепления, защемления и пр. - то, если МКЕ покажет потерю устойчивости стенки я приму результат расчета как определяющий мои дальнейшие действия по предотвращению потери устойчивости.

[IBZ]

Сообщение от Ильнур Так ты как считаешь - если МКЭ показывает потерю устойчивости стенки, то стенка устойчивость теряет? Отвечай "да" или "нет". Кратко, по-военному.

Тогда встречный вопрос: если нормы говорят, что все хорошо, а МКЭ совсем наоборот, то каким результатом будете пользоваться в реальном проектировании. Кратко и по-военному: нормами или МКЭ?

[Ильнур]

Сообщение от IBZ Тогда встречный вопрос: если нормы говорят, что все хорошо, а МКЭ совсем наоборот, то каким результатом будете пользоваться в реальном проектировании. Кратко и по-военному: нормами или МКЭ?

МКЭ. Это кратко.
Длинно: ни один разумный чел (Homo Sapiens) не может проигнорировать наихудший вариант. Если игнор - значит не Sapiens.
Так-то я не против хождения военных строем. Ходите.
Да и в библии прямо сказано: не убий.

[IBZ]

Сообщение от Ильнур МКЭ. Это кратко.

Спасибо! Всё понятно ...

[Ильнур]

Сообщение от IBZ Спасибо!..

Пожалуйста.

[Бахил]

Сообщение от IBZ если нормы говорят, что все хорошо, а МКЭ совсем наоборот

Это говорит лишь о непроходимой... (как бы это по-вежливей), дремучем невежестве пользователя МКЭ.

[Vavan Metallist]

Сообщение от IBZ Тогда встречный вопрос:

IBZ , а почему тогда при просчете узла в теме о моделировании узлов ферм Вы считаете, что нужен дополнительный расчет на срез по "...." (ладно ), хотя нормы этого не требуют, а в случае с данной балкой вы считаете, что можна нормам доверять? Какая-то непоследовательная у Вас позиция.
Другое дело, что я все таки не уверен в том, что МКЭ дает настолько меньшую несущую способность, чем нормы. Все таки проектирование - это творчество: конструирование+расчет, расчет+конструирование. Расчетные предпосылки должны соответсвовать коснтуркции, конструкция - предпосылкам. Тут в теме взяли короткую балку нагрузили какой-то огроменной силой и кричат, что она по МКЕ не проходит. Вопрос: из вас кто нибудь ТАК бы реальную конструкцию спроектировал? Вопрос к опытным специалистам, не к студентам.

----- добавлено через ~2 мин. -----
Конструкцию из п. 122 ни в коей мере нельзя назвать балкой и считать ее как балку по разделу "Изгибаемые элементы".

[Ильнур]

Сообщение от Бахил Это говорит лишь о непроходимой... (как бы это по-вежливей), дремучем невежестве пользователя МКЭ.

Наоборот - непризнание результатов методики говорит лишь о банальной неосведомленности о возможностях этой методики непризнающего.
Вот трындишь - а на деле ты элементарно не в состоянии прямым расчетом опровергнуть результат МКЭ. Ума не хватит. Это тебе не лямдами мериться.

----- добавлено через ~7 мин. -----

Сообщение от Vavan Metallist ...Конструкцию из п. 122 ни в коей мере нельзя назвать балкой и считать ее как балку по разделу "Изгибаемые элементы".

Согласен. Однако те же нормы не подтверждают это. Получается, это твое личное мнение. И мое тоже.
По делу - а дело о непризнании МКЭ альтернативным методом - достаточно просчитать МКЭ "очень балочную" балку (например С245 40Б1 СТО АСЧМ 6м без раскрепления на нагрузку 1 т/м ) и сравнить со СП по Кисп по всем факторам. И сразу будет видно, кто тут баран, да.

[Vavan Metallist]

Сообщение от Ильнур Получается, это твое личное мнение

Ну, скажем так. В нормах все таки есть маленький пунктик, требующий ставить ребра в месте приложения больших сосредоточенных нагрузок. Так, что к нормотворцам претензий быть не может
МКЭ просто ДОЛЖНО в основном сходится с нормами. Просто надо правильно задавать граничные условия, чтоб они с "нормативными" хоть играли. А балка твоя из поста 122 вообще ни по чему не проходит на эту нагрузку, так, что печалится об устойчивости стенки последнее дело тут.

----- добавлено через 46 сек. -----

Сообщение от Ильнур о делу - а дело о непризнании МКЭ альтернативным методом - достаточно просчитать МКЭ "очень балочную" балку (например С245 40Б1 СТО АСЧМ 6м без раскрепления на нагрузку 1 т/м ) и сравнить со СП по Кисп по всем факторам. И сразу будет видно, кто тут баран, да.

А че получается?

[Бахил]

Сообщение от Vavan Metallist А че получается?

Да ни фига у него не получается. Делать нечего, вот и троллит.

[Ильнур]

Сообщение от Vavan Metallist ...В нормах все таки есть маленький пунктик, требующий ставить ребра в месте приложения больших сосредоточенных нагрузок...

Это уже обсуждалось. Нет оснований для применения этого пункта к нашему случаю. Я же говорю, в СП нет четкости: что значит "большие сосредоточенные"? Насколько большие? Насколько сосредоточенные? Если бы было неопровержимое требование ставить ребро, то и этой темы не было бы. Нормотворцы недоработали, или, другими словами, держат нас за дураков. Еще бы написали - "очень больших" и "сильно сосредоточенных". Кстати, насчет сосредоточенных - если нагрузка занимает полпролета, то как-то о сосредоточении стеснительно говорить, да?

Сообщение от Vavan Metallist А че получается?

Вот те раз... естественно, получается 1:1 (в пределах вычислительных погрешностей). Я не пойму - МКЭ для чего придуман? Для получения совсем других результатов что ли?

[Vavan Metallist]

Ильнур, рекомендую тебе пройти курс по формированию словами своих мыслей. Я понимаю, форум, все такое, можно трындеть по всякому. Но уж если говорим о чем то - я должен хотя бы понимать ЧТО ты отстаиваешь.
У тебя тут вышло, что по МКЭ не несет, а по нормам несет - я в этом сомневаюсь. Считаю как раз, что различия не могут быть очень большими и особо на практике с такими конфликтами не встречался. Просто по МКЭ не так то просто все учесть, что учли при разработках норм. Но зато можно разобратся с тем, на что разработчики забили болты

Сообщение от Ильнур Нет оснований для применения этого пункта к нашему случаю

Хрена се нет! 77тонн!!! На стенку 6мм!!! И это нет оснований!

Сообщение от Ильнур что значит "большие сосредоточенные"? Насколько большие? Насколько сосредоточенные? Если бы было неопровержимое требование ставить ребро, то и этой темы не было бы

Ты шо, маленький? Ты того металла уже нарисовал столько - тебя уже тошнить должно от него, а ты до сих пор не знаешь когда ставить ребро!

[Ильнур]

Сообщение от Vavan Metallist ..я должен хотя бы понимать ЧТО ты отстаиваешь.... я в этом сомневаюсь. ....различия не могут быть очень большими.... по МКЭ не так то просто ...зато можно разобратся с тем, на что разработчики забили ... Хрена се нет! 77тонн!!! На стенку 6мм!!! И это нет оснований!...Ты шо, маленький?...

Это уже мальчишество пошло.
Все очень просто:
Условие 1 - МКЭ дает правильный результат.
Условие 2 - МКЭ-результат не совпадает с СП.
Все остальное - пустое. Возврат к разбору исходных через 200 постов говорит о вырождении темы.

[vedinzhener]

Сообщение от Бахил Это говорит лишь о непроходимой... (как бы это по-вежливей), дремучем невежестве пользователя МКЭ.

с чего бы вдруг? по МКЭ элементов крыло самолета рассчитывают и подтверждают потом испытаниями результат на 100% по запасу прочности, лично по телеку видел, тоже дремучие да?

[Ильнур]

Сообщение от vedinzhener с чего бы вдруг?..

Тролль. Когда аргументов нет, начинается тролль. Это такие люди.

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур Я же говорю, в СП нет четкости: что значит "большие сосредоточенные"? Насколько большие? Насколько сосредоточенные?

а вот это меня тоже в нормах бесит еще фразы при наличии каких то там мероприятий можно не считать, что за мероприятия, в каких случаях, для каких конструкций, молчание, мол догадайся сам что у меня на уме когда я нормы писал

[Vavan Metallist]

Ну так вот там, где нормы четко регламентируют - считайте по ним. А где нет - вы же носите гордые имена "инженеры", не? Вот и принимайте решения! 77 тонн - много, или мало? На ответ "все относительно" скажу так: 77 тонн сосредоточенной нагрузки для строительной конструкции - это довольно много. И нехрен уповать на стенку 6.2мм.

Сообщение от Ильнур Условие 1 - МКЭ дает правильный результат. Условие 2 - МКЭ-результат не совпадает с СП.

Где не совпадает? Балка из поста 122?

[Ильнур]

Сообщение от Vavan Metallist ... А где нет - вы же носите гордые имена "инженеры", не? Вот и принимайте решения! 77 тонн - много, или мало?

Мы приняли решение - проверить прямым методом. И проверили. ...77 тонн

сосредоточенной нагрузки для строительной конструкции - это довольно много.

Да базару нет. Но тут же не базар.

Сообщение от Vavan Metallist Где не совпадает? Балка из поста 122?

Здрасьте ..опа новый год. Да, балка из п.122 по МКЭ не проходит по устойчивости. Тогда как по СП - с музыкой и песнями. Да.

[Vavan Metallist]

Дак это по СП не проходит по прочности! Че ты к устойчивости прицепился?
Да конечно прецендент налицо, но, блин, конструкция должна проходить по всем проверкам. Не... по прочности из С345 проходит

[Vavan Metallist]

Блин, я хз....
Вот результат расчета в ЛИРЕ. Все проходит. Проверка по СНиП у меня показывает 0.82 по стенке. По СНиП наоборот запас больше! Кто неправ?

[румата]

Сообщение от Vavan Metallist Вот результат расчета в ЛИРЕ. Все проходит.

Т.е. как это проходит? КЗУ = 0,77 и проходит?

[B0RGiR]

Вот и ещё расчет подвезли, пора статистическую погрешность выводить. Итого средний арифметический КЗУ - (0,86+0,76+0,625+0,95+0,91+0,77)/6 = 0,81.

[Vavan Metallist]

Сообщение от румата Т.е. как это проходит? КЗУ = 0,77 и проходит?

Да, затупил азвините Не проходит по устойчивости даже больше, чем у Ильнурыча.
Но тем не менее это пища для раздумий, а не утверждение, что нормы в топку.
Увеличиваем длину балки. Получаем такие картинки. Устойчивость стенки так же не дотягивает до 1. Но КЗУ практически тот же, хотя напряжения очень сильно увеличиличь. Вывод: чем длиннеее балка, тем больше выраженный поддерживающий эффект растянутой зоны стенки, которая теперь стала четко выраженной в отличии от короткой балки. Даже не чем длиннее, просто с некоторой длины, с которой наш элемент реально похож на балку, тоесть когда пролет явно больше высоты.
А потом делаем вот что: по линии приложение нагрузки вводит АЖТ. Это не совсем конечно правильно, но моделирует реальное давление от, например ребра второстепенной балки на стенку главной. И: вуаля! По устойчивости проходит! 1/1.23=0.81 - так и по нормам получается приблизительно. 0.82 у меня вышло. Так, что не все так плохо возможно. Все таки вы не приложите нагрузку 77тонн в реальности так, как она приложена в п.122 , "мягко". Вы ее приложите жестким штампом.
Так может все таки нормы подразумевают некоторые конструктивные особенности и расчеты по ним выполнены с некоторыми допущениями, которые в нормах этих просто не описаны. Просто действует система проектирования: есть нормы для расчетов, есть учебники, справочники, серии. Оно все взаимосвзано: по совестким и постсоветским нормам проектируй конструкции указанные в советских учебниках. А если ты выходишь за пределы этого - тебе в науку. Наверно так.

[румата]

Сообщение от IBZ В теме http://forum.dwg.ru/showthread.php?t...%D2%CA&page=65 начиная с сообщения 1286 я подбирал сварные балки, удовлетворяющие нормам для "черного" металла с тоненькими стеночками. Думаю, ни одна из них по МКЭ и близко не пройдет. А уж если взять сами ЛСТК ... Сейчас скажут о редуцировании и прочих ухищрениях, применяемых при их расчете. Я же возражу, что мы, возможно, просто не в курсе, что учитывали разработчики норм и почему выходит такая разница для обычных сечений.

Я просчитал Вашу балочку из темы про ЛСТК

1. Сварное сечение стенка -290х2 + 2 полки - 80х4;

оболочками. КЗУ для стенки на опоре 1,04. Это с опорным ребром. Я принял пролет неразрезной балки 6м. Нагрузка 1,375 т/м.п. Вроде бы все нормально со стенкой 2мм.

----- добавлено через ~9 мин. -----

Сообщение от Vavan Metallist А потом делаем вот что: по линии приложение нагрузки вводит АЖТ. Это не совсем конечно правильно...

Лучше бы моделировать опорное ребро, через которое передается нагрузка на балку чем-то более реальным нежели АЖТ

[Vavan Metallist]

И метровая балка с АЖТ хоть и не так, как по нормам, но все же проходит по устойчивости

[румата]

Сообщение от Vavan Metallist И метровая балка с АЖТ

По-моему в условии было 1,2м

[Vavan Metallist]

Та пофик

----- добавлено через ~4 мин. -----

Сообщение от румата Лучше бы моделировать опорное ребро, через которое передается нагрузка на балку чем-то более реальным нежели АЖТ

Умешь - смоделируй. Контактную задачу можно применить, но в ЛИРЕ после нее устойчивость не посчитать. Думаю сильной разницы не будет. АЖТ просто дает по краям очень большие локальные напряжения. Ребро их несколько "смягчит" Но суть останется такой же приблизительно. Напряжения смягчит на краях псокольку ребро имеет конечную жесткость, зато посередине вообще контакта может не быть. Напряжения от локольной силы еще более могут распределится и КЗУ станет еще больше.

[румата]

Сообщение от Vavan Metallist Умешь - смоделируй.

Я попробовал ввести ребро. Получил КЗУ по стенке ок. 1.2 и локальные напряжения под краями ребра в стенке порядка 600 МПа.

[B0RGiR]

Сообщение от румата и локальные напряжения под краями ребра в стенке порядка 600 МПа.

Попробуйте подробить сетку в этом месте. Скорее всего при пересчете будет 600+.

Думаю "жесткая" нагрузка ещё больше отдаляет "небалку" от балки и к сути проблемы относится только образно. Это сейчас можно смело перевернуть схему вверх ногами и вместо нагрузки в пролете поставить опору, а консоли по 0,25 м нагрузить силами в 77/2 т. Может уже тогда раскрепим таки пояс от поворота (только от поворота вокруг продольной оси балки, см. по типу п. №111), получим корректное НДС, схожее с СП КЗУ, скажем что критические напряжения в СП получены для локальной формы потери устойчивости стенки и для некоторых "небалочных" случаев просто не подходят, и будем спать по ночам ?

[румата]

Сообщение от B0RGiR Думаю "жесткая" нагрузка ещё больше отдаляет "небалку" от балки и к сути проблемы относится только образно.

Мало того, такая "жесткая" нагрузка совсем незначительно повышает нелинейный КЗУ. По сути ничего не меняется хоть с "жесткой" нагрузкой, хоть с "гибкой". Стенка как теряла устойчивость так и теряет.