[YuraSergio]

Доброго времени суток! Есть очень важный и не очень раскрытый вопрос по опиранию треугольной стальной фермы из парных уголков на составную колонну. Прикладываю данный узел. Смотрю на него и что то не очень в нем уверен. Сложность в том, что нужно свести в точку на опоре два уголка. По этому опорной частью является опорная пластина и фасонка. Просмотрите, пожалуйста, такую конструкцию и буду очень признателен за критику, замечания и пожелания.
Спасибо!

[ябс]

узла нет, если в таком виде как на схеме- не годится

стойки сделайте крестового сечения

[YuraSergio]

здесь стойки из двух швеллеров №18. А что по поводу опирания фермы к стойки? как лучше опереть?
Как при такой конфигурации фермы на опоре лучше связать с колонной?

[ябс]

Сообщение от YuraSergio здесь стойки из двух швеллеров №18. А что по поводу опирания фермы к стойки? как лучше опереть? Как при такой конфигурации фермы на опоре лучше связать с колонной?

в чертеже стойки у вас тавровые из 2х уголков, с сухарями.

узел смотрите в сериях.

[YuraSergio]

я думал вы о колоннах). да решетка из парных уголков. в сериях подходящего узла я не нашел. вот и маюсь сейчас. предполагаю что схема такова, что колонны с защемлением на фундаментах и свободным концом под фермой. а ферма опирается на колонну шарнирно. не хватит, разве, просто поставить ферму на оголовок колонны и приварить продольными швами по 180 мм с каждой стороны фермы? не подскажите в какой серии можно такой узел посмотреть?
правильно ли я понимаю, что оси уголков ферми и колонны должны пересекаться в одной точке и не в воздухе а в теле металла? для этого я и применил фасонку чуть длиннее что бы "накрыть" точку пересечения усилий (осей).

[ябс]

серию не подскажу, время позднее, уж извиняйте,
1) такой стык нельзя варить монтажной сваркой - это раз, вся сварка ответственных к-ций- на заводе полуавтоматом минимум
2) не вижу конструкции оголовка колонны, так как колонна сквозная, необходимо позаботиться о равномерной передачи усилий на ветви, для этого обычно внутри колонны делают систему ребер.
3) чтобы центрировать усилие, а заодно обеспечить соответствие расчетной схеме- в вашем случае-нужно опорную фасонку выпустить ниже, приварить к ней поперек ребра, к этому перекрестию снизу-приварить пластину, с дырками для болтов, и поставить на колонну, положив между поверхностями центрирующую планку и стянуть болтами, все толщины, сечения, швы- по расчету

[YuraSergio]

Спасибо, большое!
Может сегодня, если будет такая возможность, подскажите какая серия. По узлу я Вас понял. Подправлю узел и если интересно, еще его раз сброшу и мы его обсудим.
Как вы считаете, достаточно будет двух болтов на опоре фермы? Усилия, максимальные, в стержне фермы до 30 т, но они гасятся самой решеткой фермы.

[Kosyak]

YuraSergio, разверните прогоны

[YuraSergio]

Сообщение от Kosyak YuraSergio, разверните прогоны

Зачем? На что это влияет?

[ябс]

Сообщение от Kosyak YuraSergio, разверните прогоны

не, не так, пожалейте негров, разверните прогоны и добавьте столики

[Kosyak]

ябс, ну столики само собой пригодятся)

YuraSergio, при монтаже значительно удобнее...как говорится, спили мушку!)))

[27legion]

Сообщение от Kosyak YuraSergio, при монтаже значительно удобнее...как говорится, спили мушку!)))

одно дело монтаж, а другое что при таком положении от скатной составляющей кровли прогон может завернуть



"Кроме того, поскольку кровля опирается на верхний пояс прогона от составляющей qy, приложенной с плечом h/2 (рис. 2.39), возникает еще и крутящий момент Mt. Для того чтобы уравновесить этот момент, прогоны с сечением из швеллера следует устанавливать стенкой по направлению ската. В этом случае крутящий момент от составляющей qy уравновешивается крутящим моментом от составляющей qx и воздействием Мt можно пренебречь."

п.с. стойки между 4-5,7-8 панелями получатся нулевыми, я бы их убрал (если к нижнемоу поясу в этом месте ничего не подвешивается)

[YuraSergio]

Сообщение от 27legion одно дело монтаж, а другое что при таком положении от скатной составляющей кровли прогон может завернуть "Кроме того, поскольку кровля опирается на верхний пояс прогона от составляющей qy, приложенной с плечом h/2 (рис. 2.39), возникает еще и крутящий момент Mt. Для того чтобы уравновесить этот момент, прогоны с сечением из швеллера следует устанавливать стенкой по направлению ската. В этом случае крутящий момент от составляющей qy уравновешивается крутящим моментом от составляющей qx и воздействием Мt можно пренебречь." п.с. стойки между 4-5,7-8 панелями получатся нулевыми, я бы их убрал (если к нижнемоу поясу в этом месте ничего не подвешивается)

Спасибо!
Да к нижнему поясу пойдут раскрепляющие элементы.
Какие варианты могут быть по примыканию фермы к колонне?

[and.rey]

Проверьте прочность фасонки по сечению красной линией от поперечной силы и момента (как балку) - будете "приятно" удивлены.
Offtop: не могу прикрепить скриншот, кпк глючит :(
Попробую описать словами - правее оси колонны ~400 мм, но левее уголков в.п. фермы, вертикальное сечение

[ябс]

Сообщение от and.rey Проверьте прочность фасонки по сечению красной линией от поперечной силы и момента (как балку) - будете "приятно" удивлены. Offtop: не могу прикрепить скриншот, кпк глючит Попробую описать словами - правее оси колонны ~400 мм, но левее уголков в.п. фермы, вертикальное сечение

и чегоо там? момента почти нет, сечение примерно 250х10=0.00025 м2*135Мпа=337.5 кН- НС по срезу, притом, при шаге ферм 6м, нагрузке на покрытие 300 кг/м2 =поперечная сила 162 кН

[and.rey]

А момент 16.2т*0.4м=6.48тм куда делся?

[ябс]

Сообщение от and.rey А момент 16.2т*0.4м=6.48тм куда делся?

тогда 6.48-1.5*0.3т*3=5.13 т.м.
W=0.01*0.25*0.25/6=104*10^(-6)м3
Sig=5.13/W=48 Мпа

[and.rey]

W=1*25*25/6=104см3
G=(5130кг*100см=513000кгс*см)/104=4930кг/см2

Ошибочка вышла (в Вашем расчете)

[ябс]

Сообщение от and.rey W=1*25*25/6=104см3 G=(5130кг*100см=513000кгс*см)/104=4930кг/см2 Ошибочка вышла (в Вашем расчете)

бывает)

тогда реальнае картина - опоные фасонки обычно >14 мм, t=14, учитываем нижний пояс, тут тоже, стандартное решение - 2 110х8
W=220см3

итого Sig=224 Мпа, что в пределах, нормы, остается проверить по 4й теории прочности и вуаля) ну и местную устойчивость фасонки, хотя конечно проще довести верхний пояс до опоры) но это уже совсем другая история

на фасонки кстати сталь не 245=) так что живем

[and.rey]

Итого имеем:
1) фасонки s=14, сталь С255
2) в.п. дотягиваем до опоры
3) меняем сечение в.п. и н.п.
4) проверяем по ... теории прочности
5) получаем совсем другой узел
Что и требовалось доказать.

[ябс]

Сообщение от and.rey Итого имеем: 1) фасонки s=14, сталь С255 2) в.п. дотягиваем до опоры 3) меняем сечение в.п. и н.п. 4) проверяем по ... теории прочности 5) получаем совсем другой узел Что и требовалось доказать.

не возражаю =)

[YuraSergio]

Спасибо всем за участие! Вот все прочитал и принял такое решение которое отображено на схеме...
Что скажете по такому варианту? Вопрос - устанавливать на болты и на сварке?

[27legion]

на болтах, опорное ребро фермы сделать по центральной оси колонны, под оголовком колонны установить вертикальное ребро жесткости

[YuraSergio]

Сообщение от 27legion на болтах, опорное ребро фермы сделать по центральной оси колонны, под оголовком колонны установить вертикальное ребро жесткости

Подправил узел. Я Вас правильно понял?
Тут проблема с тем, что к болту не добраться. Колонна из двух швеллеров №18 на оголовке обварена пластинами с двух сторон...
И нужна ли пластина по низу фасонки для жесткости из плоскости о чем сказано на схеме, как вы думаете?

Сообщение от YuraSergio Тут проблема с тем, что к болту не добраться

Может его наружу вытащить влево?)

[YuraSergio]

Вытащить наружу наверное не очень хорошо. придется приваривть дополнительные пластины и т.д. болт должен быть в теле колонны как я понимаю. Может поэтапную сборку выполнить сразу смонтировать ферму, а потом доварить боковые пластины оголовка колонны. минус в том что демонтировать фермы, при необходимости, нужно таким же способом - вырезать пластины оголовка, а потом открутить болты.

Сообщение от YuraSergio болт должен быть в теле колонны как я понимаю

Дык там до конца тела колонны еще 9 см от опорного ребра

[YuraSergio]

я понял о чем вы! дело в том, что данный болт на чертеже подразумевается устанавливаться внутри колонны а не снаружи. внутри коробки из швеллеров. Если выносить наружу коробки придется верхнюю опорную пластину оголовка колонны делать шире самой колонны и опорную пластину фермы тоже..

[Tvorec]

Сообщение от YuraSergio Если выносить наружу коробки придется верхнюю опорную пластину оголовка колонны делать шире самой колонны и опорную пластину фермы тоже.

Еще как вариант (не самый лучший) - это предусмотреть поверх колонны специальный столик из двутавра, который приваривается к опорной пластине, а уже в опорной пластине этого столика и крепится через болты ферма.
Кстати серии нашли? К примеру такие (но в пунктах 1, 2 только как справочные пособия):
1. 1.460.3-16-1 Конструкции покрытий неотапливаемых зданий пролетами 18 и 24 м с кровлей из азбоцементных волнистых листов по прогонам с шагом 1,5 м. Чертежи КМ
2. 1.460.3-22 Покрытий неотапливаемых зданий. Конструкции покрытий зданий пролетами 18, 24 и 30 м с кровлей из асбестоцементных волнистых листов по прогонам с шагом 1,5 м. Чертежи КМ
3. Серия из поста 23 (не нашел у себя)
4. И т.д.

P.S. Проверь поперечные сечения фермы у опоры на прочность от момента и поперечной силы, там где прерывается нижний пояс.
P.S.S. Если приглядеться к картинке из серии в посте №23, то можно увидеть, что нижний и верхний пояс не центрировали в одной точке. Т.е. сам опорный столик колонны для фермы является как бы составной частью фермы - ее опорной стойкой. (естественно что саму решетку фермы - раскосы и промежуточные стойки - центрируют)

[YuraSergio]

P.S. Проверь поперечные сечения фермы у опоры на прочность от момента и поперечной силы, там где прерывается нижний пояс.
Спасибо. Серии просмотрю.
Скажите на какой момент просчитать сечение? Откуда тут момент?
Что скажете по такой схеме узла? Думаю принимать такой узел.

[and.rey]

Господи! Автор - тебе же ещё вчера выложили хороший, серийный узел, в посте #23. Чегож изобретать-то?!

[YuraSergio]

Сообщение от and.rey Господи! Автор - тебе же ещё вчера выложили хороший, серийный узел, в посте #23. Чегож изобретать-то?!

Извините, но вопрос - чегож изобретать-то? звучит очень странно! Если не изобретать зачем тогда мы и ВЫ нужны? Я прошу конструктивных замечаний по конкретному узлу. Он очень отличается от того что в посте №23, хотя чем то и схож. Подпорку я установил, что бы примыкание колонны к ферме считать как жестким узлом для расчетной схемы. Момент где появляется я не могу пока понять.
Или в чем заключается вопрос - чегож изобретать-то?
?
Спасибо!

[Tvorec]

Сообщение от and.rey Автор - тебе же ещё вчера выложили хороший, серийный узел, в посте #23.

Сообщение от YuraSergio Он очень отличается от того что в посте №23, хотя чем то и схож.

YuraSergio, and.rey имел ввиду, что можно было чуть подкорректировать ферму для получения серийного узла.

Сообщение от YuraSergio Что скажете по такой схеме узла? Думаю принимать такой узел

Тогда придется пересчитывать всю раму, так как в колонне и в фермы в узле сопряжения фермы с колонной появится момент, который не учитывался при расчете с шарнирным сопряжением. Данный "подкос" будет создавать в колонне поперечную силу и момент - нужно рассчитывать снова на устойчивость и т.д. Думаю не стОит этого делать.

Сообщение от YuraSergio Скажите на какой момент просчитать сечение? Откуда тут момент?

1) Что такое ферма? Это решетчатая балка - т.е. балка, у которой "дырявая стенка". Представь себе себе двутавровую балку высотой в коньке h=2.5м как твоя ферма, а на опоре она постепенно сужается до h=0.1м . У нее будут пояса, допустим, шириной b=300мм и толщиной t=20мм.
2) Как мы будем ее считать? Мы будем проверять ее в самом опасном поперечном сечении. Опустим подробности поиска этого самого сечения, предположим что мы проверяем все возможные поперечные сечения балки.
3) Для того,что бы проверить прочность балки в середине пролета, мы найдем момент в середине балки, ее момент сопротивления Wx, в котором учитывается и пояса и стенка в этом сечении, - далее найдем напряжения.
4) Также мы будем делать проверку и в четверти пролета - снова ищем момент в четверти балки, далее Wx, напряжения...
5) А теперь представь, что стенка у балки нулевая - что изменится. Да ничего. Только при расчете Wx теперь стенка дает нулевую прибавку. А все останется тем же.
6) А теперь вспомним, что в изгибаемом элементе напряжения распределяются по треугольной эпюре. Равнодействующая приложена в центре тяжести площади эпюры (если поперечное сечение у нас прямоугольник). В двутавре же равнодействующая будет приложена в центре тяжести объемной фигуры, которую составит нарисованная в объеме треугольная эпюра с учетом разной толщины стенки и полки (ясно дело что больший объем эпюры будет в полках, т.к. в стенке эпюра имеет маленькие значения и сама стенка тонка по-сравнению с полкой).
7) Фактически равнодействующая приложена в поясах двутавра (именно поэтому данный профиль самый экономичный - т.к. самое большое плечо между парой сил, составляющих внутренний момент, который уравновешивает внешний момент).
Теперь мы убрали стенку у нашей балки - что случится? Да также ничего. Просто теперь равнодействующая напряжений сжатия и растяжения в поясах балки будут приложены в центре ее поясов ( если несколько пренебречь трапециевидностью эпюры в поясах). Ничего не напоминает? Да это и есть наша ферма. В балке мы проверяем все поперечные сечения на прочность? А почему как только мы ее обозвали фермой это вдруг ненужно?
8) И еще момент - как уже сказано, усилия сжатия-растяжения составляют внутренний момент, уравновешивающий внешний М. А момент находится через плечо данной пары сил. Как мы может "прикинуть" усилия N в поясах нашей "безстеночной" балки, ну или фермы, как мы ее сейчас называем? Предположительно мы уже задаемся высотой фермы в самом начале (также как ты выбрал 2.5м) - вот и наше плечо между парой сил. Далее мы просто считаем нашу балку с учетом нагрузок (как обычную линию на двух, трех или сколько-то там опор), находим в ней момент М, а далее все просто - М/h=N - усилия в наших поясах. А далее можем найти необходимую площадь А этих поясов по прочности - A=N/Ry.
Ну и напоследок обобщим эти две формулы - А=М/(h*Ry).
А можно продолжить обобщать. Какова формула момента М через предельные для балки напряжения "сигма"=Ry?
"сигма"=М/Wx --> M="сигма"*Wx=Ry*Wx.
Отсюда А=М/(h*Ry)=Ry*Wx/(h*Ry)=Wx/h.
9) Т.е. например, если мы знаем, что на пролет 6м нужна двутавровая балка №18Б1 с Wx=120см3, и мы ее хотим заменить на "безстеночную" балку (ферму) высотой h=60см, то нам нужны пояса для такой фермы (из расчета на прочность) площадью А=Wx/h=120/60=2cм2. Для этого подойдет труба 40х2мм.
10) Прикинуть Ix фермы тоже легко - Ix=Wx*h/2 (h/2 в данном случае расстояние от центра тяжести сечения "безстеночной" балки до оси нашего пояса, правда не помню вот какой момент: поменяется ли что-то, если пояса будут разного сечения --> значит сместится центр тяжести поперечного сечения нашей балки --> изменится расстояние до центра тяжести - надо уточнить)
11) Но наши пояса не могут висеть в воздухе - в балке есть еще и поперечная сила, которую надо воспринять. Это относится к определению сечений раскосов фермы, именно через эпюру поперечных сил также можно определить усилие в раскосе (расписывать не буду )
Остается добавить, что я сказал "прикинуть" площадь пояса "безстеночной" балки (фермы) потому, что кроме проверки на прочность необходима еще проверка на устойчивость этих "поясов" нашей балки (как и во всех балках, наша "безстеночная" отличается лишь тем, что теперь пояса не связаны непрерывно друг с другом стенкой - что и сказывается на их устойчивости в плоскости фермы). Также найденные значения N через формулу N=M/h местами будут несколько отличаться (не сильно), т.к. здесь оказывают влияние раскосы фермы, потому что когда мы "рассечем" ферму поперечным сечением, то в сечение попадут и раскосы с их усилиями "Р" - что согласно закону равновесия сил по оси Х уменьшит усилие N в одном из поясов, и увеличит в другом на величину проекции усилия в раскосе "Рх".

12)YuraSergio, именно поэтому тебе и сказали проверить "ослабленное" сечение фермы - там где прервался нижний пояс фермы (хотя в поперечное сечение добавилась фасонка, но сечение получилось не симметричное - а значит смещенный центр тяжести сечения и разные Wx1 > Wx2 для верхней и нижней граней сечения)

Сообщение от and.rey Чегож изобретать-то?!

Здесь and.rey имел ввиду, что есть проверенное и надежное решение, подтвердившее себя временем - а значит гарантирующее безопасность - а это важнее всего.
К тому же зачем тратить время на то, что сделано уже сотню раз до нас - все "новое" это просто еще не открытое нами "старое".
Лучше потратить время на решение того, что еще не "решили" до нас. Ищи готовые проверенные временем надежные решения - ищи серии.
Как-то так.
Удачи!

P.S. Теперь понятно почему наибольшая высота фермы в середине пролета (в коньке)? Там наибольший "балочный" момент (при шарнирном опирании).

[YuraSergio]

Tvorec, спасибо большое!
Очень хорошо, что есть такие форумы!
Ферму я пересчитаю вместе с колонной. Там ситуация такая, что колонны уже есть у заказчика и он хочет их применить, по этому приходиться думать что то с узлами для уменьшения расчетной схемы. Так же проверю сечение фермы у опоры, где нету нижней пластины, на момент.
Спасибо!
P.S. Серийный узел сходный с моим узлом нашел, вот он

[Tvorec]

Сообщение от YuraSergio Ферму я пересчитаю вместе с колонной.

Если решаешь принимать жесткие узлы фермы с колонной, тогда:
1)Узел в посте 30 не подходит, и вообще вся конфигурация фермы становится неверной - высота фермы на разных участках не соответствует возникающим "балочным" моментам, и наверняка ферма не пройдет по прочности - к счастью, расчет фермы в программе это покажет.
2) Нижний пояс должен быть непрерывным у опоры (в узле поста 30 "продолжением" нижнего пояса играет "подкос")
3) В жестком узле нижний пояс сжатый - а соответственно встает вопрос о устойчивости нижнего пояса, а в месте прерывания "пояса" фасонкой устойчивость никакая.
4) Снова в связи со сжатием у опоры нижнего пояса встает вопрос о раскреплении нижнего пояса от потери устойчивости из плоскости (при необходимости).
5) По-мойму проще уже доделать опирание фермы и подкорректировать форму фермы для обеспечения серийного узла - при этом не надо переходить от одной расчетной схемы к другой.
6) Обрати внимание на фундаменты и грунты - выдержат ли они передачу момента на них?
7) Если делать ферму с жесткими узлами, то уже хотя бы делать и ферму соответственно - например, с параллельными поясами (может и с подъемом в коньке верхнего пояса или обоих поясов), или также домиком, но у опор верхний и нижний пояс не сходятся в одной точке, а крепятся к колонне в разных местах. Вообще лучше поискать готовые решения.

[YuraSergio]

Сообщение от Tvorec Если решаешь принимать жесткие узлы фермы с колонной, тогда: 1)Узел в посте 30 не подходит, и вообще вся конфигурация фермы становится неверной - высота фермы на разных участках не соответствует возникающим "балочным" моментам, и наверняка ферма не пройдет по прочности - к счастью, расчет фермы в программе это покажет. 2) Нижний пояс должен быть непрерывным у опоры (в узле поста 30 "продолжением" нижнего пояса играет "подкос") 3) В жестком узле нижний пояс сжатый - а соответственно встает вопрос о устойчивости нижнего пояса, а в месте прерывания "пояса" фасонкой устойчивость никакая. 4) Снова в связи со сжатием у опоры нижнего пояса встает вопрос о раскреплении нижнего пояса от потери устойчивости из плоскости (при необходимости). 5) По-мойму проще уже доделать опирание фермы и подкорректировать форму фермы для обеспечения серийного узла - при этом не надо переходить от одной расчетной схемы к другой. 6) Обрати внимание на фундаменты и грунты - выдержат ли они передачу момента на них? 7) Если делать ферму с жесткими узлами, то уже хотя бы делать и ферму соответственно - например, с параллельными поясами (может и с подъемом в коньке верхнего пояса или обоих поясов), или также домиком, но у опор верхний и нижний пояс не сходятся в одной точке, а крепятся к колонне в разных местах. Вообще лучше поискать готовые решения.

Если есть желание, то просмотрите расчетную схему.

[Tvorec]

Сообщение от YuraSergio Если есть желание, то просмотрите расчетную схему.

Offtop: Гляну, только смогу попозже (плюс я пользую не СКАД, а Лиру)

Сообщение от YuraSergio Если есть желание, то просмотрите расчетную схему

1) Геометрию фермы из каких соображений задавали? Ощущение, что просто нарисовали.
2) Зачем в ферме раскосы ставить так, чтоб они по большей части были сжаты? Зачем применять какую-то необоснованную комбинированную решетку?
3) Кто придумал опирать ферму на 4 точки, только честно?
4) Многие ошибки с расчетными длинами и предельными гибкостями в постпроцессоре вроде бы в запас, но почему колонны из плоскости 0.5? Почему в плоскости 1? В расчетной схеме вижу жесткое закрепление с моментами в опорах.

[YuraSergio]

Сообщение от Arikaikai 1) Геометрию фермы из каких соображений задавали? Ощущение, что просто нарисовали. 2) Зачем в ферме раскосы ставить так, чтоб они по большей части были сжаты? Зачем применять какую-то необоснованную комбинированную решетку? 3) Кто придумал опирать ферму на 4 точки, только честно? 4) Многие ошибки с расчетными длинами и предельными гибкостями в постпроцессоре вроде бы в запас, но почему колонны из плоскости 0.5? Почему в плоскости 1? В расчетной схеме вижу жесткое закрепление с моментами в опорах.

1) Больше всего что просто нарисовал, а потом в расчет кинул.
2) Если не трудно дайте свои предложения
3)Автор ). Предполагал для уменьшения расчетной длины в плоскости. Думал это решение назвать жестким узлом сопряжения фермы с колонной...
4) Колонны уже имеются. Это коробка из двух швеллеров №18 длиной 260 мм. Предполагаю развить ее еще в рабочей плоскости путем приварки дополнительного уголка 90х6 по высоте колонны. (В расчетной схеме применено эквивалентное сечение в виде двутавра 23К1). Исходя из этого предполагаю пустить из плоскости раскрепляющий элемент. оттуда и 0,5.
Что по сечениям? Что по конструированию? Дайте свои соображения.
Спасибо!

Сообщение от YuraSergio В расчетной схеме применено эквивалентное сечение в виде двутавра 23К1

Смело. Нахрена? Жесть. И ведь вы его в постпроцессоре считаете. Конструктор сечений нужен Вам. Устойчивость - только руками по нормативам. Обязательно по нормативам!

Сообщение от YuraSergio Если не трудно дайте свои предложения

Горев, Беленя, Кузнецов, серии. Серии на 18-метровые уголковые. А если заглянете в dnl - я там даже две до КМД прочерченных уголковых 18-метровых находил.

Сообщение от YuraSergio просто нарисовал, а потом в расчет кинул

О времена, о нравы.

Сообщение от YuraSergio Исходя из этого предполагаю пустить из плоскости раскрепляющий элемент. оттуда и 0,5.

Срочно читать про коэффициенты расчетной длины в нормативах. Жестко закрепляете - никаких мю=1.

[Tvorec]

Arikaikai, я дополню немного )

Сообщение от Arikaikai Устойчивость - только руками по нормативам. Обязательно по нормативам!

В данном случае имеется ввиду расчет по СНиП II-23-81* "Стальные конструкции" (раздел 5 и раздел 7) или по его актуализированной версии СП16.13330.2011 (здесь скажу, что это в разделе 7 - особенно 7.2; и раздел 9 - особенно 9.3)

Сообщение от Arikaikai Серии на 18-метровые уголковые.

Там в даунлоде есть целый раздел для серий слева - "Серии"

Сообщение от Arikaikai Срочно читать про коэффициенты расчетной длины в нормативах. Жестко закрепляете - никаких мю=1.

Здесь имеется ввиду СП 16.13330.2011 раздел 10 - а именно раздел 10.3, табл.31 - там расчетные длины колонн с жестким примыканием ригелей зависят от соотношения жесткостей ригелей и колон, их длин и опирания колонн.
В СНиП II-23-81* тоже самое в разделе 6, табл. 17.а.

P.S. Пока что глянул немного схему - задан неверный тип конечного элемента для элементов фермы - нужно задать тип КЭ №1 - КЭ плоской фермы, а не №2 - плоской рамы. Как минимум в соединение элементов фермы с колонной должны быть введены шарниры.

[YuraSergio]

Можно ли закрепить жестко колонну к фундаменту не имея анкерных болтов. Фундаменты уже есть с закладными. Как выполнить жесткий узел, подскажете?
колонна - коробка из тех же швеллеров №18

[Tvorec]

Сообщение от YuraSergio Можно ли закрепить жестко колонну к фундаменту не имея анкерных болтов. Фундаменты уже есть с закладными. Как выполнить жесткий узел, подскажете? колонна - коробка из тех же швеллеров №18

Я так пониманию, к тебе пришел заказчик, у которого уже фундаменты с закладными (естественно сам залил без расчетов), сам купил и сделал колонны (может через знакомого проектировщика), а теперь ему нужны фермы и всё это Лего собрать?
Вообще для чего это здание? Склад?
Хотя бы скажи какой у тебя фундамент, какие закладные (чертеж - толщина и размеры пластины, как она анкерится в бетон, марку бетона для сведений - а то вдруг вся закладная состоит в том, что это просто пластина, лежащая на бетоне без всякой анкеровки).

Хочу дополнить:

Сообщение от Arikaikai 4) Многие ошибки с расчетными длинами и предельными гибкостями в постпроцессоре вроде бы в запас, но почему колонны из плоскости 0.5? Почему в плоскости 1?

Сообщение от YuraSergio Предполагаю развить ее еще в рабочей плоскости путем приварки дополнительного уголка 90х6 по высоте колонны. Исходя из этого предполагаю пустить из плоскости раскрепляющий элемент. оттуда и 0,5.

1) Наварка уголков не изменяет коэффициента расчетной длины "мю".
2) Что за раскрепляющий элемент? Из чего он? Как крепится, куда?

3) А теперь по коэффициентам расчетной длины колонн "мю".

Коэффициент расчетной длины колонны в плоскости рамы:
а)Если ферма опирается шарнирно на колонны и колонна имеет жесткую заделку в фундаменты, то в плоскости рамы коэффициент расчетной длины Мю=2 (смотри СП 53-102-2004 приложение О табл. О.4 строка 1)
б) Если ферма (ригель) крепится к колонне жестко, сами колонны опираются жестко или шарнирно в плоскости рамы, то коэффициент расчетной длины зависит от соотношения жесткостей колонны и ригелей, и опирания колонны - для всех данных случаев приведена таблица в СНиП (см. пост 41).

4) Коэффициент расчетной длины из плоскости рамы:
а) Если вдоль шага колонн стоят связи (крестовые или портальные - т.е. то верх колонны закреплен от смещений), колонна заделана из плоскости рамы в фундаменты шарнирно, то коэффициент расчетной длины мю=1.
б) Если колонны заделаны жестко в фундаменты, стоят связи - то коэффициент расчетной длины мю=0.7 (но здесь всегда уточняю по расчету устойчивости в Лире)
в) Если колонны заделаны в фундамент жестко, связей никаких нет (ни портальных, ни крестовых) - коэффициент расчетной длины мю=2.
г) Если колонны из плоскости заделаны в фундамент жестко или шарнирно, при этом вдоль шага колонн к ним крепятся жестко ригели (образую раму вдоль шага колонн) - тогда также, как и в плоскости рамы при жеском креплении ригелей к колонне, расчетные длины зависят от соотношения жесткости и длин колонн и ригелей (см. пост 41).

[YuraSergio]

Сообщение от Tvorec Я так пониманию, к тебе пришел заказчик, у которого уже фундаменты с закладными (естественно сам залил без расчетов), сам купил и сделал колонны (может через знакомого проектировщика), а теперь ему нужны фермы и всё это Лего собрать? Вообще для чего это здание? Склад? Хотя бы скажи какой у тебя фундамент, какие закладные (чертеж - толщина и размеры пластины, как она анкерится в бетон, марку бетона для сведений - а то вдруг вся закладная состоит в том, что это просто пластина, лежащая на бетоне без всякой анкеровки). Хочу дополнить: 1) Наварка уголков не изменяет коэффициента расчетной длины "мю". 2) Что за раскрепляющий элемент? Из чего он? Как крепится, куда? 3) А теперь по коэффициентам расчетной длины колонн "мю". Коэффициент расчетной длины колонны в плоскости рамы: а)Если ферма опирается шарнирно на колонны и колонна имеет жесткую заделку в фундаменты, то в плоскости рамы коэффициент расчетной длины Мю=2 (смотри СП 53-102-2004 приложение О табл. О.4 строка 1) б) Если ферма (ригель) крепится к колонне жестко, сами колонны опираются жестко или шарнирно в плоскости рамы, то коэффициент расчетной длины зависит от соотношения жесткостей колонны и ригелей, и опирания колонны - для всех данных случаев приведена таблица в СНиП (см. пост 41). 4) Коэффициент расчетной длины из плоскости рамы: а) Если вдоль шага колонн стоят связи (крестовые или портальные - т.е. то верх колонны закреплен от смещений), колонна заделана из плоскости рамы в фундаменты шарнирно, то коэффициент расчетной длины мю=1. б) Если колонны заделаны жестко в фундаменты, стоят связи - то коэффициент расчетной длины мю=0.7 (но здесь всегда уточняю по расчету устойчивости в Лире) в) Если колонны заделаны в фундамент жестко, связей никаких нет (ни портальных, ни крестовых) - коэффициент расчетной длины мю=2. г) Если колонны из плоскости заделаны в фундамент жестко или шарнирно, при этом вдоль шага колонн к ним крепятся жестко ригели (образую раму вдоль шага колонн) - тогда также, как и в плоскости рамы при жеском креплении ригелей к колонне, расчетные длины зависят от соотношения жесткости и длин колонн и ригелей (см. пост 41).

Спасибо, Tvorec!
Да, Вы все правильно поняли. У заказчика есть фундаменты с закладными ни марки бетона, ни вида закладной, ни размеров фундамента я не знаю. Есть только слова заказчика - "Там очень большие фундаменты! и крепкая закладная!"
Предполагается строительство склада.
Да наварка уголка не влияет на мю, уголки это уже как "последствие действия мю на колонну" - как то так. При помощи уголка хочу повысить характеристики сечения.
В расчетной схеме применен эквивалентное сечение под мою составную колонну с уголком и это двутавр 23К1. Я сразу сделал это сечение в конструкторе сечений и установил его в расчетную схему скада, но не смог коробку из швеллеров повернуть вокруг своей оси в рабочее положение так как после такого поворота схема выдавала ошибку и не считалась. пришлось вот таким сложным путем пойти что бы в постпроцессоре скад смог подобрать сечение колонны.
Но главное в скаде и в любой расчетной программе это, конечно, ввод исходных данных. что скажешь то и посчитает!
Мю из плоскости предполагаю равным 1, так как есть вертикальные крестовые связи и есть возможность передать усилия от рам из плоскости в фундамент.
Мю в плоскости это сейчас и есть большая проблема для меня. Оттуда и вопрос, можно ли жестко закрепить колонну к фундаменту без анкерных болтов?
Я снова переделал опорный узел фермы на колонну. Скажите можно ли такой узел считать жестким сопряжением фермы и колонны?
Какой коэффициент мю колонны в плоскости в данном варианте как указан на схеме? считая что колонна заделана жестко и второй вариант - колонна заделана шарнирно.
У меня времени очень мало, боюсь разбираться сейчас не успею.
Спасибо!

[Tvorec]

Сообщение от YuraSergio Да, Вы все правильно поняли. У заказчика есть фундаменты с закладными ни марки бетона, ни вида закладной, ни размеров фундамента я не знаю. Есть только слова заказчика - "Там очень большие фундаменты! и крепкая закладная!"

А то заказчик такой прям классный расчетчик, что на глаз определил, что будущей закладной придется в будущем выдержать...
Жесть. Беги оттуда. 7м в высоту и 18м в ширину здание - не шутки! Да и шаг колонн всяко 6м... А у них даже по фундаментам непонятки! Издеваются, реально...
Я даже не знаю, что тебе надо заявить или написать, чтобы в случае если закладная, фундамент или грунты загнутся, на тебя не повесили. Ну как вариант можно не ставить свою подпись нигде...
Здесь просто необходимо либо обследование, либо пусть из-под земли достает чертежи этой закладной и фундамента, а заодно и геологии. Так как в случае чего, к тебе будут претензии как соучастнику, который закрыл глаза на заведомо аварийную ситуацию. (я так понял по-крайней мере - короче, прокурор разберётся)

Ты размер пластины закладной знаешь?

Сообщение от YuraSergio Да наварка уголка не влияет на мю, уголки это уже как "последствие действия мю на колонну" - как то так. При помощи уголка хочу повысить характеристики сечения.

По-мойму, данный уголок мало чем поможет характеристикам сечения.

Сообщение от YuraSergio В расчетной схеме применен эквивалентное сечение под мою составную колонну с уголком и это двутавр 23К1.

Ну если пусть даже не удалось задать твое сечение, то разве в СКАД нет сечения короба из швеллеров? Да нет, есть все там, я посмотрел. Проверь еще раз.

Сообщение от YuraSergio Но главное в скаде и в любой расчетной программе это, конечно, ввод исходных данных. что скажешь то и посчитает!

Это конечно так, но вот дело в том что у двутарва и короба из швеллеров (пусть даже и на планках) разное сопротивление кручению - а потеря устойчивости происходит как раз по изгибно-крутильной схеме - поэтому двутавр не очень хорошо подходит.
Даже тот же квадратный или прямоугольный профиль трубы лучше бы подошёл.
Кстати, лови файлик, вдруг пригодится - http://dwg.ru/dnl/12143 - там расчет всевозможных профилей для колонн, плюс есть составные сечения- так что если нужны характеристики (Wx, Ix и т.д.) можешь пользоваться. Плюс на строке 87 Excel (то есть внизу листа) для всех профилей есть таблица вычисления всех вариантов коэффициента устойчивости при изгибе фи_b для балок (кроме труб - для них фи_b=1).

Сообщение от YuraSergio Мю из плоскости предполагаю равным 1, так как есть вертикальные крестовые связи и есть возможность передать усилия от рам из плоскости в фундамент.

Смотри чтобы обе ветви "захватывались" связью.

Сообщение от YuraSergio Мю в плоскости это сейчас и есть большая проблема для меня.

Можно посчитать по СНиП - но для этого нужно привести ферму к какому-то условному ригелю с постоянным Ix. При этом надо как-то учесть поддатливость колонн из-за их "составности" (можно задать как два стержня швеллера рядом вместе, соединив планками по высоте - как многоэтажную раму короче).
Можно мю посчитать в том же СКАДе. Посмотри эту тему пост 15 http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=101857

Сообщение от YuraSergio Оттуда и вопрос, можно ли жестко закрепить колонну к фундаменту без анкерных болтов?

Ну я уже сказал, - дай хотя бы размер пластины, чтобы видеть куда "моститься". А дальше видно будет - возможно ли в принципе что-то сделать. Ведь я не знаю сочетания N, Qx, Qy, Мх и Му, приходящихся на закладную - хотя бы самое главное сочетание Мх, Му, N. (в СКАДе не работаю - вспоминать долго).

Сообщение от YuraSergio Я снова переделал опорный узел фермы на колонну. Скажите можно ли такой узел считать жестким сопряжением фермы и колонны?

Узел не верный.
1)Представь, у тебя нижний пояс сжимается - встает вопрос по продавливанию стенки швеллера (не знаю как сделать- смотреть надо).
2) Верхний пояс растягивается - а теперь прикинь, что усилие от растяжения должно передаться на колонну, да еще и с эксцентриситетом - угадай, выдержит ли твой болт возникающий момент от пары сил сжатия нижнего пояса и растяжения верхнего пояса? На самом деле так как в верхнем поясе растяжение, то там где ферма стоит на колонне, башмак оторвется от оголовка колонны от действия момента, возникающего от растягивающего усилия в верхнем поясе умноженного на расстояние от оси пояса до оголовка колонны (там где будет отрыв же болта нет, он с другой стороны, там где сжатие в башмаке). В твоем варианте нижний пояс у самой колонны просто выключится и вместо него его продолжением станет раскос у опоры, а сама ферма станет шарнирно опертой. Ты пытаешься сделать опирание как для шарнирного варианта.
Поищи на форуме про фермы с жестким прикреплением к колоннам (я тоже у себя гляну).
Сейчас скажу, чтобы ты представлял, что тебе нужно сделать - в таких случаях примерно на торец обоих поясов приделываются опорные ребра, на колонну (она обычно из двутавра) на полку приваривается толстая пластина - опорный столик. Ставится ферма, болтами притягиваются к колонне. В итоге оба пояса передают усилие непосредственно на колонну. При это делаются ребра на колонне и все такое.
P.S. Для ориентировки вот такое посмотри.(во вложении). Может чего другие подскажут по данной ситуации. Это Горев том 1 "Металлические конструкции"
P.S.S. Добавил еще из Мандрикова "Примеры расчета конструкций" 1991.
Могу кинуть книги если надо.

[YuraSergio]

Спасибо, Tvorec!
Много информации, надо все переварить.
Обязательно выскажу свое мнение после изучения. И за ссылки спасибо.
А указанные книги есть у меня. Нету только времени (как обычно). ))
Болты на указанной мной схеме только монтажные. Предполагаю потом соединить все при помощи сварки по длине примыкания, но уже с учетом и с обработкой данных которые Вы мне предоставили.
Сейчас веду работу параллельно... схема ферм, прогонов, разрезы, расчетные схемы и за одно обдумываю основной узел сопряжения фермы с колонной.
Да, пластина опорная размером около 450х450, толщину и условия закрепления ее в фундаменте мне не известно.
Конечно я отвечать за эти решения не могу, о чем я сразу сказал заказчику. Изначально моей задачей было только выдать чертежи ферм. Но по колоннам я ему сам сразу сказал что и конструкция и сечения не подходит. Но хотелось бы помочь ему и указать как усилить колонну и как ее закрепить в фундаменте, а за то что уже в земле и в бетоне ничего не могу сказать.
Может как то посоветуете колонну усилить? Если время конечно есть.. или может уже были задачи такие.
Спасибо!

P.S. В скаде есть сечение из швеллеров в коробку при помощи планок, я только не смог это сечение развернуть в рабочее положение. Когда разворачиваю так как надо (стенкой швеллера наружу здания) скад выдает ошибку и считать не хочет. поэтому пришлось пойти таким, странным вроде, путем!

[Tvorec]

Сообщение от YuraSergio Да, пластина опорная размером около 450х450, толщина и условия закрепления ее в фундаменте мне не известно.

Блин, единственное самое безопасное решение в таком случае - это жесткое сопряжение колонны с рамой и шарнир колонны с фундаментом - дабы на фундамент и закладную не передавался момент, потому что:
1) Так как неизвестны толщина плиты, то невоможно рассчитать, достаточно ли самой толщины плиты для восприятия отпора бетона, или нужны диафрагмы - и если нужны, то какие.
2) Так как не известно, на каких анкерах или ввареных в закладную стержнях, какого диаметра, прочности, на какой сварке они держатся и сколько их, как они располагаются по закладной - с каким шагом, на каком расстоянии от краев плиты, нет длины их анкеровки в бетон, марки бетона, то не представляется возможным определить какие усилия возникают в самом нагруженном анкерном стержне и достаточно ли его несущей способности, а также несущей способности бетона.
3) Невозможность выполнения предварительной затяжки (преднапряг) болтов (т.е. анкеруемых стержней) фундамента до приложенея нагрузки, которая выполняется для выбирания возможных удлинений фундаментных болтов при их растяжении. Делается это для обеспечения жесткости фундамента, так как отсутствие поворота является обязательным условием жесткой заделки. При повороте сечения один из концов колонны (плиты) должен приподниматься, чтобы выполнить сам поворот. Так как ввиду возможных удлинений болтов возможны небольшие перемещения плиты, а значит и небольшой поворот, то это снижает жесткость плиты - вот и выполняют предварительную затяжку, все написано в СНиП 2.09.03-85 "Сооружения промышленных предприятий" приложение 2.

Ну а так вообще условно жесткое совединение можно сделать конечно, наварив побольше диафрагмм вдоль и поперек, чтобы плита не гнулась (т.к. ее поперечное сечение будет уже тавр - это жестче, чем тонкий прямоугольник), и чтобы включить всю плиту в работу. Но если вдруг анкерных стержней по краям плиты нет, т.е. например, они очень близко к середине пластины, тогда края этой плиты ничто не удерживает и она приподнимается, делая поворот - это шарнир, хоть и не полный.
Если же смотреть по моментам, то для их уменьшения можно было бы сделать шарнирное опирание фермы на колонну - тем более что ты уже все равно увеличил плиту оголовка колонны для постановки болта. Но тогда обязательно жесткое сопряжение колонны с фундаментом- а оно у нас не гарантированно.
Конечно, здесь все надо потом сравнивать еще и по устойчивости колонны - т.к. постоянно меняется коэффициент мю в зависимости от расчетной схемы.
Шарнир колонны в фундаменте - это когда она крепится болтами, стоящими по оси колонны, т.е. они не разнесены в стороны, значит не удерживают края пластины от поворота. В твоем случае идеальный шарнир - это неприваренный, но строганный подогнанный торец колонны для плотного прилигания (ну или наварить на торец колонны пластину, которой колонна просто ставиться на закладную, но сама пластина не обваривается - т.е просто башмак колонны), а крепится все через пластины приваренные по оси колонны вдоль шага колонн (вдоль здания) - их единственная задача воспринимать Q , ну и есть куда крепить связь. Но у тебя сквозная колонна и еще по оси колонны дыра.

[ябс]

на сварке шарнир делать? если только полуавтомат

[Tvorec]

Сообщение от ябс на сварке шарнир делать? если только полуавтомат

Если это про узел опирания колонны на плиту - то здесь имею ввиду обеспечение шарнирности через саму конструкцию узла, устроенного так, чтобы не передавать на него момент - сам шов будет считаться по силе Q, и видимо еще на момент Мy от ветра в торец здания, распределяемого на все колонны - т.к. пластины все же будут ориентированы вдоль здания и препятствуют повороту сечения колонны, воспринимая этим момент.

[ябс]

Сообщение от Tvorec Если это про узел опирания колонны на плиту - то здесь имею ввиду обеспечение шарнирности через саму конструкцию узла, устроенного так, чтобы не передавать на него момент - сам шов будет считаться по силе Q, и видимо еще на момент Мy от ветра вдоль в торец здания, распределяемого на все колонны - т.к. пластины все же будут ориентированы вдоль здания и препятствуют повороту сечения колонны, воспринимая этим момент.

мне непонятно как на монтажной сварке сделать шарнир, с болтами проще, там текучесть, металл шва хрупкий, на пластику рассчитывать не приходится

тут надо делать траверсы, и считаь 2 варианта, базу назначать из расчета с жестким низом, все остальное-в запас с шарнирным

[Tvorec]

Сообщение от ябс мне непонятно как на монтажной сварке сделать шарнир, с болтами проще, там текучесть, металл шва хрупкий, на пластику рассчитывать не приходится

Спасибо.
Так я и не предлагаю организовывать пластический шарнир через передельное нагружение сварки пока она не "потечет". Моя идея в том, что если просто взять и поставить колонну без всякой сварки на плиту - это и есть шарнир, т.к. нет закреплений от поворота опорного сечения. Но так как кроме момента (от которого мы избавились уже) есть еще N и Q, то чтобы не подгонять торец колонны, можно наварить на него пластину (сделать башмак колонне) и поставить на имеющеюся "закладную" (в бетоне есть пластина 450х450 под колонну 180х260 из коробки швеллеров швеллер 18, но какой толщины пластина и как анкерится в бетон - неизвестно) - так мы передадим N.
Далее чтобы воспринять Q, но увернутся от момента в плоскости рамы, мы ставим и привариваем пластины на колонну, башмак и закладную так, чтобы они стояли ровно по оси колонны, не удерживая таким образом ее торцы от поворота. Естественно, что тогда из плоскости рамы эти пластины мешают повороту - поэтому я и сказал, что данные пластины придется рассчитать на Qх, Qy и My - т.е. это не шарнир.

YuraSergio, скажи какой у тебя снеговой и ветровой район, какой шаг рам и вес покрытия - чтобы я мог прикинуть схему.
Offtop: А то СКАД мне не очень

[ябс]

Сообщение от Tvorec Спасибо. Так я и не предлагаю организовывать пластический шарнир через передельное нагружение сварки пока она не "потечет". Моя идея в том, что если просто взять и поставить колонну без всякой сварки на плиту - это и есть шарнир, т.к. нет закреплений от поворота опорного сечения. Но так как кроме момента (от которого мы избавились уже) есть еще N и Q, то чтобы не подгонять торец колонны, можно наварить на него пластину (сделать башмак колонне) и поставить на имеющеюся "закладную" (в бетоне есть пластина 450х450 под колонну 180х260 из коробки швеллеров швеллер 18, но какой толщины пластина и как анкерится в бетон - неизвестно) - так мы передадим N. Далее чтобы воспринять Q, но увернутся от момента в плоскости рамы, мы ставим и привариваем пластины на колонну, башмак и закладную так, чтобы они стояли ровно по оси колонны, не удерживая таким образом ее торцы от поворота. Естественно, что тогда из плоскости рамы эти пластины мешают повороту - поэтому я и сказал, что данные пластины придется рассчитать на Qх, Qy и My.

хорошо, колонну поставили, положили на один швеллер ту самую кепку, колонна стоит, значит момент чем-то воспринимается, если от растяжения колонна закреплена сварными швами, значит держится за счет них, соответственно в них возникают напряжения, далее при увеличении момента колонна повернется, что и будет соответствовать текучести шва и вашему шарниру ,другое дело что текучесть шва под вопросом

[Tvorec]

Сообщение от ябс хорошо, колонну поставили, положили на один швеллер ту самую кепку, колонна стоит, значит момент чем-то воспринимается, если от растяжения колону закреплена сварными швами, значит держится за счет них, соответственно в них возникают напряжения, далее при увеличении момента колона повернется, что и будет соответствовать текучести шва и вашему шарниру ,другое дело что текучесть шва под вопросом

Да вроде не должно быть растяжения, я не накладываю сварные швы ни в растянутой, ни в сжатой зоне в плоскости рамы - швы будут по нейтральной оси колонны, вокруг которой будет поворачиватся опорное сечение.
А вот из плоскости рамы там шарнира не будет - но я и не хотел его там, он там сильно не нужен, так что рассчитываем как жесткое сопряжение из плоскости с учетом на восприятие момента.

[ябс]

Сообщение от Tvorec Да вроде не должно быть растяжения, я не накладываю сварные швы ни в растянутой, ни в сжатой зоне в плоскости рамы - швы будут по нейтральной оси колонны, вокруг которой будет поворачиватся опорное сечение. А вот из плоскости рамы там шарнира не будет - но я и не хотел его там, он там сильно не нужен, так что рассчитываем как жесткое сопряжение из плоскости с учетом на восприятие момента.

по идее там где шов - там и будет растянутая зона, вообще интересно бы послушать гуру МК

[YuraSergio]

Сообщение от Tvorec YuraSergio, скажи какой у тебя снеговой и ветровой район, какой шаг рам и вес покрытия - чтобы я мог прикинуть схему. Offtop: А то СКАД мне не очень

Ветровая нагрузка - 45 кг/м.кв. Снеговая 145 кг/м.кв. Шаг рам 5 м. Покрытие - сэндвич-панели весом 20 кг/м.кв. шаг прогонов 1,5 м.
Теперь вопрос - как организовать жесткое сопряжение фермы с колонной в моем случае!
Очень интересная дискуссия получается...)
Спасибо

[Tvorec]

Сообщение от YuraSergio Ветровая нагрузка - 45 кг/м.кв. Снеговая 145 кг/м.кв. Шаг рам 5 м.

Offtop: Это не в России?
Ветровая 45кг/м2 - у тебя какая местность - А, kz=0.75 и т.п. ?
Снеговая это тоже расчетная (мало ли)?

[and.rey]

Возьмите типовую серию двухветвевых колонн с жестким защемлением в фундаменте. Приварите к швеллерам траверсы. Закладную используйте только как опорную плиту. Подберите анкерные болты - применяйте Хилти на химии, индивидуальные, посоветуйтесь с их техподдержкой. Ставьте три болта с каждой стороны колонны в плоскости рамы. Должны получиться примерно М36 (считать надо). Тогда ферму можно ставить шарнирно сверху на колонну. Вы же геологии не знаете - расчет неравномерных осадок не надо будет делать. Сечение колонны нарастите швеллерами на номер меньше снаружи. Примерно на 2/3 высоты от базы.
Вот эту тему ещё гляньте:
http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=101339
Предположил, что "очень большие фундаменты" имеют большой оголовок, с армированием, достаточным для восприятия всех усилий.

[Tvorec]

Сообщение от and.rey Возьмите типовую серию двухветвевых колонн с жестким защемлением в фундаменте. Приварите к швеллерам траверсы. Закладную используйте только как опорную плиту. Подберите анкерные болты - применяйте Хилти на химии, индивидуальные, посоветуйтесь с их техподдержкой. Ставьте три болта с каждой стороны колонны в плоскости рамы. Должны получиться примерно М36 (считать надо).

Да я думал об этом, в общем заказчик сам себе проблемы создает. Плюс как подбирать анкера, когда даже марки бетона не известно. Надо узнавать как-то - обследованием или еще чем.
Но зато с опиранием фермы проще будет - это плюс.

[YuraSergio]

Сообщение от Tvorec Offtop: Это не в России? Ветровая 45кг/м2 - у тебя какая местность - А, kz=0.75 и т.п. ? Снеговая это тоже расчетная (мало ли)?

Это Украина.
Расчетная ветровая нагрузка на узел фермы -0,4х45х2х5х1,5 = -270 кг
Расчетная снеговая нагрузка на узел фермы 145х1,5*5 = 1100 кг
Нормативная снеговая нагрузка на узел фермы 0,49х145х1,5х5 = 550 кг
Постоянная нагрузка от сэнвдич-панелей 20х1,5х5 = 150 кг


Скажите, and.rey, усиление колонн швеллерами снаружи вы имеете ввиду в плоскости или из плоскости? Снаружи будут крепиться сэндвич-панели, тогда если в плоскости с двух сторон усиливать, то на всю высоту необходимо...
Как можно точно определить что усиление швеллерами на один шаг меньше будет достаточно? Может это очень много или на оборот маловато?

[and.rey]

Швеллера на номер меньше в плоскости рамы/колонны - только из условия наложения сварного шва, как вариант. Вам виднее, может и уголка вашего хватит, все по расчету. Опять же, траверсы варить неудобно в моем варианте. Ну и оголовок должен быть большой, чтобы анкера разместились. Делайте как можно проще, как интуиция подсказывает. Повторюсь - рамные узлы чувствительны к разности осадок опор.

Сообщение от Tvorec как подбирать анкера, когда даже марки бетона не известно

Примите B10. Если по факту меньше - пусть падает уже (я уже всей душой этот склад не люблю), главное чтоб монтажники подальше отошли.

[ябс]

Сообщение от Arikaikai Примите B10. Если по факту меньше - пусть падает уже (я уже всей душой этот склад не люблю), главное чтоб монтажники подальше отошли.

чтобы что-то упало надо сначала что-то построить

Offtop:

Сообщение от ябс чтобы что-то упало надо сначала что-то построить

с таким заказчиком, я бы дал чертеж 25Б1, согнутой в коньке. Потому что:
1) Заказчик все равно построит не по чертежу
2) Заказчик или настолько глуп, что в любом случае упадет, или настолько везуч, что в любом случае выдержит.

[and.rey]

Или так. Вариант "на салфетке".

[Tvorec]

YuraSergio, а с каким шагом у тебя связи идут по покрытию?

Прикинул я схему на такой вариант - ферма шарнирно крепится к колонне, колонна жестко заделана (просто интересно было что получится). Лира божится, что ферма будет стоять только если шаг связей будет 3м по верхнему поясу.
В ДБН что-то лень было разбираться - брякнул сразу все 45кг/м2 ветра на колонну (с коэф. 0.8 и 0.5 как и надо), в итоге момент максимальный в ней 3.74тм. При этом Лира подбирает швеллер 16П и процент использования составной колонны с шагом планок 0.4м будет 87% по 1-ому предельному состоянию. Правда с планками заявила - что нужно 200х6. Нужно вручную проверить.

[and.rey]

Творец, проверьте расчетную длину - почему 7 м?

[Tvorec]

Сообщение от and.rey проверьте расчетную длину - почему 7 м?

Здесь Лира выдает фактический размер конечного элемента - а так у меня задано в плоскости рамы мю=2, из плоскости мю=1. (я проверил, менял мю - длину все равно по факту показывает - или это глюк у меня?)

Прикинул еще 2-а варианта - при жестком сопряжении колонны с фермой с разным вариантом соединения колонны с фундаментом (верхний и нижний пояс к колонне примыкают с разницей 0.6м как на рисунке):
1) Шарнир в опоре у колонны - момент 4.5тм, также подбирает 16аП (короче 18П) и планку 200х6 (у меня в сортаменте ниже 200мм нет, но толщина ниже есть - видимо берет из условия устойчивости пластинки минимум 6мм -надо проверить вручную)
2) Жесткое сопряжение у колонны - момент максимальный 3тм, подбирает 16П, планка 200х6.
Правда я не заморачивался сильно и ставил просто мю=2.
Еще нужно учитывать что нижний пояс фермы у опоры сжат - несмотря на то, что проверка в ЛИР-ВИЗОР показывала запас по устойчивости всей системы не менее 5, всё же надо проверить вручную.
Насчет узла в посте 44 - можно в принципе сделать жесткое соединение данного башмака с колонной на сварке с учетом восприятия и передачи момента от действия силы в верхнем поясе , а вот над соединением нижнего пояса с колонной надо подумать - нужно хорошо упереть в ветвь, чтобы не продавить.
YuraSergio, если у тебя есть СКАД и Кристалл, то сделай расчет на устойчивость своей схемы, определив расчетные длины, потом выпиши оттуда для каждого загружения поочередно комбинации N, M и "мю" для стержней колонн и вставляй в Кристалл, раздел "Стойки" - там можно задавать сечение из двух швеллеров с планками, все усилия. И делай проверку. Пройдешься по всем загружения и если все нормально - будет стоять колонна.
Удачи.

[YuraSergio]

Сообщение от Tvorec Здесь Лира выдает фактический размер конечного элемента - а так у меня задано в плоскости рамы мю=2, из плоскости мю=1. (я проверил, менял мю - длину все равно по факту показывает - или это глюк у меня?) Прикинул еще 2-а варианта - при жестком сопряжении колонны с фермой с разным вариантом соединения колонны с фундаментом (верхний и нижний пояс к колонне примыкают с разницей 0.6м как на рисунке): 1) Шарнир в опоре у колонны - момент 4.5тм, также подбирает 16аП (короче 18П) и планку 200х6 (у меня в сортаменте ниже 200мм нет, но толщина ниже есть - видимо берет из условия устойчивости пластинки минимум 6мм -надо проверить вручную) 2) Жесткое сопряжение у колонны - момент максимальный 3тм, подбирает 16П, планка 200х6. Правда я не заморачивался сильно и ставил просто мю=2. Еще нужно учитывать что нижний пояс фермы у опоры сжат - несмотря на то, что проверка в ЛИР-ВИЗОР показывала запас по устойчивости всей системы не менее 5, всё же надо проверить вручную. Насчет узла в посте 44 - можно в принципе сделать жесткое соединение данного башмака с колонной на сварке с учетом восприятия и передачи момента от действия силы в верхнем поясе , а вот над соединением нижнего пояса с колонной надо подумать - нужно хорошо упереть в ветвь, чтобы не продавить. YuraSergio, если у тебя есть СКАД и Кристалл, то сделай расчет на устойчивость своей схемы, определив расчетные длины, потом выпиши оттуда для каждого загружения поочередно комбинации N, M и "мю" для стержней колонн и вставляй в Кристалл, раздел "Стойки" - там можно задавать сечение из двух швеллеров с планками, все усилия. И делай проверку. Пройдешься по всем загружения и если все нормально - будет стоять колонна. Удачи.

Проверил в кристале колонну с комбинациями загружений сечения из двух швеллеров - коэффиц. использования по устойчивости ветви при сжатии в плоскости XOZ - 5.1. В пять раз перенапряжение! И это при жестком сопряжении колонны и фундамента. А у Вас, наоборот, пятикратный запас. что то здесь не то...
Я уже вообще замаялся! Как ее усилить и просчитать потом...? эту колонну.((

Кто сможет предложить усиление существующей колонны из двух швеллеров №18 коробкой размером 180х260??? Колонна расположена длинной стороной в плоскости рамы. Расчетную схему прилагаю (в скаде). Худший вариант - это коэф. мю в плоскости рамы 2, из плоскости 1. Усиление необходимо выполнить при помощи ходовых прокатных профилей, желательно.
Вот такая вот задача, с которой я уже маюсь очень долгое время....
Спасибо, если кто отзовется! Очень надо!

обмотать углепластиком, просмолить эпоксидкой, по периметру торкрет-бетоном. по углам пустить уголки 180х23 и соединить их планками через 300 мм. Ну и затем всё снести и построить заново.
Считать надо не в "Кристале", а в "Столичной". Но надёжней всего в "Балантайне".

Вот сейчас даю совет, который спасет:
1) Вас от мучений с колоннами, разгрузив их
2) Вас от мучений с фермами
3) Заказчика от головной боли
4) Заказчика от лишних затрат

Готовы?

Посередине ряд колонн пустите более высоких и чуток помощней. Закрепите этот ряд в плоскости рам ЖЕСТКО. Сверху - шарнирно кидайте балки. Это будет действительно дешевле ферм. Это спасет от потенциальных проблем с неравномерными осадками, с определением закрепления существующих колонн, с узлами жестких ферм, с перерасходом металла..

[YuraSergio]

Сообщение от bahil обмотать углепластиком, просмолить эпоксидкой, по периметру торкрет-бетоном. по углам пустить уголки 180х23 и соединить их планками через 300 мм. Ну и затем всё снести и построить заново. Считать надо не в "Кристале", а в "Столичной". Но надёжней всего в "Балантайне".

Спасибо. )

[Tvorec]

YuraSergio, ты уверен, что перегруз в 5 раз в Кристалле?
Я накидал в Excel'ке расчет составной колонны из двух швеллеров. (делал по СП16.13330.2011, при этом сверялся с СНиП II-23-81* "Стальные конструкции" - расчеты совпадают, разве что коэффициент фи по разным формулам вычисляется и коэффициент n теперь не разграничивается числом 5 - но тебе это не важно, у тебя n<1.1)
Только один нюанс - в СНиП (п.5.33) и СП (п.9.3.4) сказано про учет местного изгиба от условной поперечной силы - я его не делал (надо сделать), и расчет планок на срез (Fs) и изгиб (Ms) от условной или фактической поперечной силы (в зависимости от того, какая больше - п.9.3.7 СП или п.5.36 СНиП) сделай сам, а то я не вкурси какие у тебя планки и как ты их крепишь (Fs и Ms в расчете для центрального сжатия).
В общем можешь сверить в ней комбинации N, М и "мю".

Ещё один нюанс. Как задаёшь в кристалле колонну? Как целое сечение или каждую ветвь отдельно? если каждую ветвь, то расчёт будет неверным.

[YuraSergio]

Сообщение от Tvorec YuraSergio, ты уверен, что перегруз в 5 раз в Кристалле? Я накидал в Excel'ке расчет составной колонны из двух швеллеров. (делал по СП16.13330.2011, при этом сверялся с СНиП II-23-81* "Стальные конструкции" - расчеты совпадают, разве что коэффициент фи по разным формулам вычисляется и коэффициент n теперь не разграничивается числом 5 - но тебе это не важно, у тебя n<1.1) Только один нюанс - в СНиП (п.5.33) и СП (п.9.3.4) сказано про учет местного изгиба от условной поперечной силы - я его не делал (надо сделать), и расчет планок на срез (Fs) и изгиб (Ms) от условной или фактической поперечной силы (в зависимости от того, какая больше - п.9.3.7 СП или п.5.36 СНиП) сделай сам, а то я не вкурси какие у тебя планки и как ты их крепишь (Fs и Ms в расчете для центрального сжатия). В общем можешь сверить в ней комбинации N, М и "мю".

При расчете в скаде я получаю комбинацию N и М следующую: N=10т, М=17т*м, наверное по этому и перенапряжение в 5 раз. В экселевском файле, который Вы мне сбросили я применил эту комбинацию и получил тоже перенапряг в 5 раз.
Кстати и высоту колонны я тоже поменял на 10 м.
А теперь стоит вопрос - как же все таки эту колонну усилить???
Вариант с установкой колонны по середине пролета заказчика не устроит, не удобно!
Остается вариант усиления колонны и жесткого крепления базы колонны к фундаменту (не смотря на кучу непоняток с фундаментами).
Спасибо.

Сообщение от YuraSergio не устроит, не удобно

На самом деле, если это не завод, а склад - удобство с лихвой покроется цифрами экономии. А Вы ему прикиньте тоннаж фермы и стоимость изготовления ферм на заводе МК и массу прокатной колонны и прокатной балки, которые можно заказать с металлобазы и наварить ребрышки какие-нибудь и накладочки для узлов на месте. Стоимость подъемных механизмов, стоимость работ по возведению, время возведения, надежность!

[Tvorec]

Сообщение от YuraSergio Ветровая нагрузка - 45 кг/м.кв. Снеговая 145 кг/м.кв. Шаг рам 5 м. Покрытие - сэндвич-панели весом 20 кг/м.кв. шаг прогонов 1,5 м. Это Украина. Расчетная ветровая нагрузка на узел фермы -0,4х45х2х5х1,5 = -270 кг Расчетная снеговая нагрузка на узел фермы 145х1,5*5 = 1100 кг Нормативная снеговая нагрузка на узел фермы 0,49х145х1,5х5 = 550 кг Постоянная нагрузка от сэнвдич-панелей 20х1,5х5 = 150 кг

Сообщение от YuraSergio Кстати и высоту колонны я тоже поменял на 10 м. При расчете в скаде я получаю комбинацию N и М следующую: N=10т, М=17т*м

Шаг ферм 5м, пролет 18м, итого 2*N/(5*18)=220кг/м2; снег 145 кг/м2 (может больше), далее кровля 20кг/м2, остается 55кг/м2 на прогоны, ферму и прочее - в принципе нормально.
А вот откуда такие моменты?
А колонны уже сваренные или еще нет - просто как их длина меняется с 7м до 10м? Или просто у заказчика такие уже лежали, и теперь он возжелал их в полную высоту поставить, а не резать до 7м?

А пока подведем итоги насчет перенапряжения в 5 раз:
1) У тебя даже швеллер уже в плоскости своей наибольшей жесткости не тянет просто по условиям центрального сжатия.
(а теперь еще прими во внимание, что есть ветер в торец здания и будет все же небольшой момент в другой плоскости - рассчитать на внецентренное сжатие швеллер в плоскости наибольшей жесткости можешь по Excel'ке, ссылку на которую я тебе кидал в посте 45)
2) Двухветвевая колонна с разнесением на 260мм оказалась не эффективной - перенапряжение в 2.7 раз. При этом гибкость относительно свободной ("нематериальной") оси превышает все допустимые пределы и равна 200.
3) Сами ветви между планками не проходят по устойчивости в 1.5 раза.

Не хило. Если ставить такие колонны, то явно без усиления не обойтись.

Про усиление пока кину на всякий случай пособие - может пригодится.
Вот еще ссылка http://www.stroyplan.ru/docs.php?showitem=52971#i183204.

P.S. Кстати, YuraSergio, ты берешь значения N, М и "мю" из одного загружения? ( в СКАД расчетные длины зависят от нагрузки , поэтому надо брать все из одного загружения).

[YuraSergio]

Сообщение от Tvorec Шаг ферм 5м, пролет 18м, итого 2*N/(5*18)=220кг/м2; снег 145 кг/м2 (может больше), далее кровля 20кг/м2, остается 55кг/м2 на прогоны, ферму и прочее - в принципе нормально. А вот откуда такие моменты? А колонны уже сваренные или еще нет - просто как их длина меняется с 7м до 10м? Или просто у заказчика такие уже лежали, и теперь он возжелал их в полную высоту поставить, а не резать до 7м? А пока подведем итоги насчет перенапряжения в 5 раз: 1) У тебя даже швеллер уже в плоскости своей наибольшей жесткости не тянет просто по условиям центрального сжатия. (а теперь еще прими во внимание, что есть ветер в торец здания и будет все же небольшой момент в другой плоскости - рассчитать на внецентренное сжатие швеллер в плоскости наибольшей жесткости можешь по Excel'ке, ссылку на которую я тебе кидал в посте 45) 2) Двухветвевая колонна с разнесением на 260мм оказалась не эффективной - перенапряжение в 2.7 раз. При этом гибкость относительно свободной ("нематериальной") оси превышает все допустимые пределы и равна 200. 3) Сами ветви между планками не проходят по устойчивости в 1.5 раза. Не хило. Если ставить такие колонны, то явно без усиления не обойтись. Про усиление пока кину на всякий случай пособие - может пригодится. Вот еще ссылка http://www.stroyplan.ru/docs.php?showitem=52971#i183204. P.S. Кстати, YuraSergio, ты берешь значения N, М и "мю" из одного загружения? ( в СКАД расчетные длины зависят от нагрузки , поэтому надо брать все из одного загружения).

Спасибо, за литературу!
Что касается загружения то я брал их из одного загружения наихудшей комбинации.
Момент большой от ветровой нагрузки: "с одной стороны" 47х2х5х0,8=380 кг/м.п. и "с другой стороны 47х2х5х(-0,6)=-280 кг/м.п.", где 47 кг/м.кв. - ветровая нагрузка на квадрат, 2 - коэф. учитывающий высоту здания и его месторасположение, 5 м - шаг колонн, 0,8 и 0,6 - коэф. распределения ветровой нагрузки на данный тип здания.

Высота здания разная, большая часть - 10м до низа ферм, меньшая часть 7 м до низа ферм. Это исходные данные.
Колонны уже сварены. Швеллер 18, накладки из полосы толщиной 6 мм, шириной 80-100 мм, шаг накладок около 800 мм.

[Tvorec]

Сообщение от YuraSergio 2 - коэф. учитывающий высоту здания и его месторасположение

А откуда такой огромный коэффициент? Страницу укажешь в ДБН (или где ты взял его)? Или дай данные чтобы я мог посмотреть.
Просто в России, чтобы добится такого ветра (47х2кг/м2) нужно поставить здание в самом ветренном районе на самой открытой местности.

[YuraSergio]

Сообщение от Tvorec А откуда такой огромный коэффициент? Страницу укажешь в ДБН (или где ты взял его)? Или дай данные чтобы я мог посмотреть. Просто в России, чтобы добится такого ветра (47х2кг/м2) нужно поставить здание в самом ветренном районе на самой открытой местности.

ДБН В.1.2.2-2:2006, Раздел 9. Пункт 9,9 для зоны III.

[Tvorec]

Сообщение от YuraSergio ДБН В.1.2.2-2:2006, Раздел 9. Пункт 9,9 для зоны III.

Спасибо.
YuraSergio, на графике показано изменение нагрузки от ветра по высоте - т.е если у тебя высота здания 10 м, то соответственно тебе принадлежит весь интервал ветровой нагрузки до высоты 10м. Это значит, что эпюра нагрузки от ветра ступенчатая, и по графику можно увидеть, что до высоты 8м для III-его района коэффициент к ветровой нагрузке Сh=1.625 (эпюра прямолинейна), а далее ввысь нагрузка от ветра идет по трапеции от (около) значения 1.625 до почти двух (я так понимаю ты берешь до высоты конька 12.5м).
То же самое и в российском СНиП и СП, только дано в виде таблицы (во вложении, для наглядности).
Можешь скачать старую редакцию СНиП СССР версию с Украиной (или посмотреть украинский СНиП 2.01.07-85 - там наверное тоже есть эта таблица).
А еще вариант - зайти в СКАД, подпрограмма ВЕСТ. Только выбери украинский ДБН как норматив.
Offtop: Как же все сложно в Украине с коэффициентами для ветровой нагрузки в ДБН - аж 5 сразу, не считая других.

[YuraSergio]

Сообщение от Tvorec Спасибо. YuraSergio, на графике показано изменение нагрузки от ветра по высоте - т.е если у тебя высота здания 10 м, то соответственно тебе принадлежит весь интервал ветровой нагрузки до высоты 10м. Это значит, что эпюра нагрузки от ветра ступенчатая, и по графику можно увидеть, что до высоты 8м для III-его района коэффициент к ветровой нагрузке Сh=1.625 (эпюра прямолинейна), а далее ввысь нагрузка от ветра идет по трапеции от (около) значения 1.625 до почти двух (я так понимаю ты берешь до высоты конька 12.5м). То же самое и в российском СНиП и СП, только дано в виде таблицы (во вложении, для наглядности). Можешь скачать старую редакцию СНиП СССР версию с Украиной (или посмотреть украинский СНиП 2.01.07-85 - там наверное тоже есть эта таблица). А еще вариант - зайти в СКАД, подпрограмма ВЕСТ. Только выбери украинский ДБН как норматив. Offtop: Как же все сложно в Украине с коэффициентами для ветровой нагрузки в ДБН - аж 5 сразу, не считая других.

Да, действительно. Спасибо. Вот только особо картину это не изменит наверное....Момент не изменится значительно и колонну усиливать все же придется.

[Tvorec]

Сообщение от YuraSergio Момент не изменится значительно и колонну усиливать все же придется.

Offtop: Кстати, для упрощения расчета и задания нагрузки в СКАД, вычисли какой момент относительно земли вызовет нагрузка на ширине здания 1м (т.е. найди равнодействующую ступенчатой эпюры, приложенной на колонне - это сделать просто, можешь в Автокаде начертить эпюру в масштабе , т.е если q=180кг/м2 до высоты 8м, то так и черти высоту эпюры 180мм, длину колонны 8мм , - принцип понял, можно еще играть масштабами - далее найди центр тяжести эпюры - здесь хорошо помогает SPDS Grafics - в этом центре будет приложена равнодейстующая, равная площади эпюры с соответствующими размерностями - как в приведенном примере про 8мм и 180мм будет площадь 1440мм2 - т.е. Р=1440кг, умножь на расстояние до земли Н, - М=Н*Р.
После вычисления момента вычисли эквивалентную по моменту распределенную нагрузку, т.е нагрузку, которую надо приложить, чтобы вызвать тот же самый момент M=q*L^2/2, L- высота колонны, отсюда q=2М/L^2 - эквивалентное равномерно распределенное давление по высоте на полосе шириной 1м . Так как мы все равно жестко заделанную колонну с шарниром вверху считаем по моменту в заделке - но это только к ней относится.Забей короче. Не надо
Не забудь что есть еще горизонтальная сила Т от ветра на давления ветра на крышу Т=W*sin@, приложенная к оголовку колонны, естественно что делится поровну между двумя колоннами, подразумевалось @ - угол уклона крыши, W - равнодействующая всей нагрузки на крышу, перпендикулярная скату крыши.)

[YuraSergio]

Хорошо
Ветровые нагрузки я включил, которые действуют отрицательно на ферму и передаются на колонну. (Угол наклона такой, что ветровая нагрузка становится отрицательной).
Сейчас думаю об усилении этой колонны. пока ничего...

[Tvorec]

Ну формально по прочности и устойчивости под момент N=10т и М=17т*м на колонну при длине 10м и мю,х=2 и мю,у=1 проходит двутавр 35Ш1 по ГОСТ 26020-83 (правда по гибкости не дотягивает)
Вот что-то вроде этого по характеристикам нам и надо.
Вообще уже мелькала идей ставить такие колонны по две - да вот только, во-первых, все-равно не хватает по характеристикам, и второе - на опорной пластине они не уместятся

У меня есть идея... Проверю и скажу что получилось.

Короче, пока проверю, время пройдет - идея в том, чтобы поставить две колонны рядом друг к другу, - т.е. размер колонны 260мм направлен из плоскости рамы, сбоку к этой колонне ставится такая же, в итоге получается в плоскости рамы колонна высотой 372мм (180*2+6*2=372мм, где 180 - высота швеллера 18, 6мм - толщина планки, т.к. вплотную колонны не поставишь - планки помешают).
Соединять эти колонны с шагом 40i через прокладки листов s=12мм ("сухари"), как в поясах и раскосах ферм сдваивают уголки. Согласно СНиП при таком соединении в плоскости рамы мы будем иметь полноценное сечение из двух швеллеров 18 высотой h=372мм.
В итоге мысль в том, чтобы сдвоить уже составные колонны. Должно держать.
Осталось проверить.

[YuraSergio]

Сообщение от Tvorec Ну формально по прочности и устойчивости под момент N=10т и М=17т*м на колонну при длине 10м и мю,х=2 и мю,у=1 проходит двутавр 35Ш1 по ГОСТ 26020-83 (правда по гибкости не дотягивает) Вот что-то вроде этого по характеристикам нам и надо. Вообще уже мелькала идей ставить такие колонны по две - да вот только, во-первых, все-равно не хватает по характеристикам, и второе - на опорной пластине они не уместятся У меня есть идея... Проверю и скажу что получилось. Короче, пока проверю, время пройдет - идея в том, чтобы поставить две колонны рядом друг к другу, - т.е. размер колонны 260мм направлен из плоскости рамы, сбоку к этой колонне ставится такая же, в итоге получается в плоскости рамы колонна высотой 372мм (180*2+6*2=372мм, где 180 - высота швеллера 18, 6мм - толщина планки, т.к. вплотную колонны не поставишь - планки помешают). Соединять эти колонны с шагом 40i через прокладки листов s=12мм ("сухари"), как в поясах и раскосах ферм сдваивают уголки. Согласно СНиП при таком соединении в плоскости рамы мы будем иметь полноценное сечение из двух швеллеров 18 высотой h=372мм. В итоге мысль в том, чтобы сдвоить уже составные колонны. Должно держать. Осталось проверить.

можете набросать эскиз? я тоже параллельно просчитаю такую колонну. пока не до конца все понял. Очень интересно что получится!

[Tvorec]

Сообщение от YuraSergio можете набросать эскиз?

Да без проблем.
На рисунке ось Х проходит горизонтально (параллельно планкам - это чтоб было понятно относительно чего найден Wx и ix).
Но вот думаю, может кроме "сухарей" еще и по стенкам швеллеров накладки сделать - может и не так часто, но все же. Или делать планки-решеки, и даже может шире раздвинуть, смотреть в общем надо.
Да уж, с такой нагрузкой, допустим даже пусть будет М=14тм, Nmin=2т, тогда для того чтобы все дело стояло, пластина 450x450 должна быть заанкерена в бетон числом растянутых болтов n (т.е с одной стороны пластины, предположим от края пластины до болта 40мм, сталь минимальная по СНиП ВСткп2) навскидку только по бетону без учета сжатой "арматуры" (которая все же есть и расчет будет не в запас), не округляя до целых нужно:
при n=1, D=52мм
при n=2, D=37мм
при n=3, D=30мм
при n=4, D=26мм
Плюс не забыть анкеровку болтов в глубину в бетоне ...
Приложу примерный расчетик в Excel для пластин по СНиП 2.09.03-85 приложение 2, где расчет сжатой зоны бетона накидал по Байкову, стр.140

[YuraSergio]

Сообщение от Tvorec Да без проблем. На рисунке ось Х проходит горизонтально (параллельно планкам - это чтоб было понятно относительно чего найден Wx и ix). Но вот думаю, может кроме "сухарей" еще и по стенкам швеллеров накладки сделать - может и не так часто, но все же. Или делать планки-решеки, и даже может шире раздвинуть, смотреть в общем надо. Да уж, с такой нагрузкой, допустим даже пусть будет М=14тм, Nmin=2т, тогда для того чтобы все дело стояло, пластина 450x450 должна быть заанкерена в бетон числом растянутых болтов n (т.е с одной стороны пластины, предположим от края пластины до болта 40мм, сталь минимальная по СНиП ВСткп2) навскидку только по бетону без учета сжатой "арматуры" (которая все же есть и расчет будет не в запас), не округляя до целых нужно: при n=1, D=52мм при n=2, D=37мм при n=3, D=30мм при n=4, D=26мм Плюс не забыть анкеровку болтов в глубину в бетоне ... Приложу примерный расчетик в Excel для пластин по СНиП 2.09.03-85 приложение 2, где расчет сжатой зоны бетона накидал по Байкову, стр.140

Да, хорошо было бы узнать как там с анкеровкой закладной в фундаменте...
Такой вариант усиления в принципе возможен. Теперь нужно правильно опереть на нее ферму и организовать жесткий узел колонна-фундамент. Попробую выяснить у заказчика о конструкции закладной и количестве уже готовых колонн. Если этих колонн (уже в виде усиленных) достаточно на половину каркаса, может стоит закупить остальные колонны сечением 35Ш? Или лучше закупать такой же профиль (швеллер №18) для однотипности узлов...?

[Tvorec]

Сообщение от YuraSergio Такой вариант усиления в принципе возможен.

Кстати, не проверял - выдержит ли? А то жуть как интересно, но я не считал.

Сообщение от YuraSergio Если этих колонн (уже в виде усиленных) достаточно на половину каркаса, может стоит закупить остальные колонны сечением 35Ш?

Ты все же сам в Excel'ке поприкидывай для колонны при уточненных сочетаниях N, M и "мю" разных загружений , и еще проверь в самом СКАДе с двутавром 35Ш1 - просто может все таки оказаться что нужен например 35Ш2 и т.д., я же только на один вариант прикинул.

Сообщение от YuraSergio Теперь нужно правильно опереть на нее ферму и организовать жесткий узел колонна-фундамент.

Сообщение от YuraSergio Или лучше закупать такой же профиль (швеллер №18) для однотипности узлов...? вставить имя Обратить внимание модератора на это сообщение

Ну колонны еще изготовить надо, выверить, сварить, и т.п. А двутавры уже готовые - тем более что высота не так уж и отличается в обоих случаях - 372мм (предположительно) и 338мм -разница всего 34мм. А красить двутавры намного удобнее, для устройства узлов все места доступны, да и как то надежнее.(правда по металлу чуть тяжелее).
А вообще все зависит от желания заказчика - захочет составные колонны - пусть делает, ты главное прикинь какой профиль будет заменяющим для колонн и держи как возможное решение.

Но по-мойму тогда уже не из 4-х швеллеров делать составную сдвоенную колонну, а из 2-х разнесенных двутавров или швеллеров - проще будет, а ширину принять просто такой же как у других колонн 372х260.

Сообщение от YuraSergio Теперь нужно правильно опереть на нее ферму и организовать жесткий узел колонна-фундамент.

В узле "ферма-колонна" смотри просто,чтобы швы и все пластины держали по прочности (а может и устойчивости) на возникающий момент и силы, плюс чтобы равномерно передавался на всю колонну.
Про фундамент я уже сказал - непонятно что залито там, надёги на пластину нет - вот если делать анкера (закладывание анкеров в готовый фундамент по СНиП, хилти или еще что) то да, тогда нормально.

Кстати, обрати внимание, что тебе придется делать "двойную" связь для колонн из швеллеров - для каждой ветви свою, т.к. каждая составная колонна в составе удвоенной колонны будет терять устойчивость из плоскости по одиночке.
Можно, например, сделать два параллельных креста из одиночных уголков идущих к каждой ветви, а для соединения крестов наварить уголки в виде планок - будет что-то вроде составного сечения из двух уголков на планках, такие делают в промзданиях с кранами для двухветвевых колонн.
Но с другой стороны из труб легче (по металлу) связи получаются, можно не кресты ставить, а одну диагональ, чтобы она работала и на растяжение и на сжатие -трубы в этом деле гораздо эффективнее (центр тяжести не смещен).

P.S. Интересный факт - по СНиП вплотную или через "сухари" соединять нужно с шагом 40i, тогда можно считать, что будто бы никакого соединения и нет, а есть только цельный несоставной профиль, где i - радиус инерции в направлении "наращивания"; для твоего случая соединения двух составных колонн ix=11см, тогда ставить надо с шагом 40х11=440см=4.4м, но не менее двух планок на колонну по СНиП. Два "сухаря" как-то даже не солидно (но нормы вроде не против)
Но мало этого, надо проверить их на восприятие поперечной силы, которая возникает сразу от двух вариантов - от сжатия - это фиктивная поперечная сила, и от изгиба, где если вспомнить, то эпюра касательных напряжений достигает максимума в середине сечения, а в данном случае "сухари" попадают как раз в середину и должны воспринять все касательные напряжения, собранных со всего участка длинною в шаг планок. Насчет поперечной силы и касательных напряжений была тема http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=101918

P.S. Решил глянуть, пройдет ли колонна, а потом просто посмотрел на сколько раньше не проходила колонна и понял - должно хватить на пределе. На центральное сжатие швеллера в плоскости наибольшой жесткости не проходили в 5-раз, после разворота колонны стало использование на 17.5% при центральном сжатии (так мало этого, в случае чего сможет и момент Му=5тм воспринять, если нет момента Мх); проверка устойчивости ветви колонны между планками - перегруз почти в 2 раза, но теперь площадь колонны удвоилась и все стало хорошо.
Самым слабым звеном оказалась проверка на внецентренное сжатие - не проходила в 2.7 раза - теперь площадь колонны уже удвоили в 2-а раза, но правда все же посмотреть надо точнее, т.к. уже по моменту использование на пределе М=14.5тм/Wx=644.7 = 2.25тм. Колонну надо рассчитывать как изгибаемый элемент, т.к. mef>20. Так вот если N=10т, М=14.5тм, то "сигма"=М/(Wx*фи_b)+N/(A*фи)=14.5/(644.7*1)+10/(82.8*0.188)=2.89тм (приблизительно фи=0.188 при "мю"=2.2, принял фи_b=1). Может колонны надо чуть шире раздвинуть (прокладки толще сделать, и т.п.) или еще что.

[YuraSergio]

Сообщение от Tvorec Кстати, не проверял - выдержит ли? А то жуть как интересно, но я не считал. Ты все же сам в Excel'ке поприкидывай для колонны при уточненных сочетаниях N, M и "мю" разных загружений , и еще проверь в самом СКАДе с двутавром 35Ш1 - просто может все таки оказаться что нужен например 35Ш2 и т.д., я же только на один вариант прикинул. Ну колонны еще изготовить надо, выверить, сварить, и т.п. А двутавры уже готовые - тем более что высота не так уж и отличается в обоих случаях - 372мм (предположительно) и 338мм -разница всего 34мм. А красить двутавры намного удобнее, для устройства узлов все места доступны, да и как то надежнее.(правда по металлу чуть тяжелее). А вообще все зависит от желания заказчика - захочет составные колонны - пусть делает, ты главное прикинь какой профиль будет заменяющим для колонн и держи как возможное решение. Но по-мойму тогда уже не из 4-х швеллеров делать составную сдвоенную колонну, а из 2-х разнесенных двутавров или швеллеров - проще будет, а ширину принять просто такой же как у других колонн 372х260. В узле "ферма-колонна" смотри просто,чтобы швы и все пластины держали по прочности (а может и устойчивости) на возникающий момент и силы, плюс чтобы равномерно передавался на всю колонну. Про фундамент я уже сказал - непонятно что залито там, надёги на пластину нет - вот если делать анкера (закладывание анкеров в готовый фундамент по СНиП, хилти или еще что) то да, тогда нормально. Кстати, обрати внимание, что тебе придется делать "двойную" связь для колонн из швеллеров - для каждой ветви свою, т.к. каждая составная колонна в составе удвоенной колонны будет терять устойчивость из плоскости по одиночке. Можно, например, сделать два параллельных креста из одиночных уголков идущих к каждой ветви, а для соединения крестов наварить уголки в виде планок - будет что-то вроде составного сечения из двух уголков на планках, такие делают в промзданиях с кранами для двухветвевых колонн. Но с другой стороны из труб легче (по металлу) связи получаются, можно не кресты ставить, а одну диагональ, чтобы она работала и на растяжение и на сжатие -трубы в этом деле гораздо эффективнее (центр тяжести не смещен). P.S. Интересный факт - по СНиП вплотную или через "сухари" соединять нужно с шагом 40i, тогда можно считать, что будто бы никакого соединения и нет, а есть только цельный несоставной профиль, где i - радиус инерции в направлении "наращивания"; для твоего случая соединения двух составных колонн ix=11см, тогда ставить надо с шагом 40х11=440см=4.4м, но не менее двух планок на колонну по СНиП. Два "сухаря" как-то даже не солидно (но нормы вроде не против) Но мало этого, надо проверить их на восприятие поперечной силы, которая возникает сразу от двух вариантов - от сжатия - это фиктивная поперечная сила, и от изгиба, где если вспомнить, то эпюра касательных напряжений достигает максимума в середине сечения, а в данном случае "сухари" попадают как раз в середину и должны воспринять все касательные напряжения, собранных со всего участка длинною в шаг планок. Насчет поперечной силы и касательных напряжений была тема http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=101918 P.S. Решил глянуть, пройдет ли колонна, а потом просто посмотрел на сколько раньше не проходила колонна и понял - должно хватить на пределе. На центральное сжатие швеллера в плоскости наибольшой жесткости не проходили в 5-раз, после разворота колонны стало использование на 17.5% при центральном сжатии (так мало этого, в случае чего сможет и момент Му=5тм воспринять, если нет момента Мх); проверка устойчивости ветви колонны между планками - перегруз почти в 2 раза, но теперь площадь колонны удвоилась и все стало хорошо. Самым слабым звеном оказалась проверка на внецентренное сжатие - не проходила в 2.7 раза - теперь площадь колонны уже удвоили в 2-а раза, но правда все же посмотреть надо точнее, т.к. уже по моменту использование на пределе М=14.5тм/Wx=644.7 = 2.25тм. Колонну надо рассчитывать как изгибаемый элемент, т.к. mef>20. Так вот если N=10т, М=14.5тм, то "сигма"=М/(Wx*фи_b)+N/(A*фи)=14.5/(644.7*1)+10/(82.8*0.188)=2.89тм (приблизительно фи=0.188 при "мю"=2.2, принял фи_b=1). Может колонны надо чуть шире раздвинуть (прокладки толще сделать, и т.п.) или еще что.

Я применил колонну из двутавра 35К1 в расчетной схеме скада - не прошла (мю в плоскости 2, из плоскости 1). Скад подбирает двутавр 40К. Вес такого двутавра от 138 кг/м.п. ! Я уже думал применить может круглую трубу - подбирает трубу 530х5, что по весу в два раза меньше (65 кг/м.п.),но это труба 530х5!!!
Я сейчас подумываю о том, что бы основательно переговорить с заказчиком о его планах в целом по этому объекту. Если он захочет оставить данное сечение колонны (два 18-х швеллера), то я не хочу в этом участвовать! Для него это будет легким шоком - была колонна весом около 33 кг/м.п. и тут в два, а то и в четыре раза больше по весу.
Изначально моей задачей была только ферма, но увидев такую колонну - я сразу засомневался... и сказал ему об этом. Взялся так же дать какие то соображения по усилению этой колонны... и вижу, что нужно кардинально менять данные колонны. Буду предлагать пустить эти существующие швеллера на фахверк или на другой объект, или в конце концов просто продать... а установить новые колонны (хотя опять уже сомневаюсь какого сечения....))) ). Сейчас буду доделывать схемы расположения ферм, прогоны, узлы крепления. А узел примыкания фермы с колонной оставлю до момента когда решится вопрос с сечением оной.
P.S.
Хочу выразить, большую благодарность, Вам, Tvorec, за активное участие в теме в целом, и конкретно в моей проблеме. Спасибо!
Всем участникам огромное спасибо! Очень полезный форум!
Надеюсь это еще не конец темы, так как окончательное решение еще не принято. Хотелось бы тему до конца довести!

[ябс]

проверяйте у меня под опорное давление фермы 45т, 35К1 проходит с коэффициентом ню=2, да еще и запас больше половины по устойяивости, высота 10м.

[YuraSergio]

Сообщение от ябс проверяйте у меня под опорное давление фермы 45т, 35К1 проходит с коэффициентом ню=2, да еще и запас больше половины по устойяивости, высота 10м.

а момент в 17 т*м?

[and.rey]

Мужики, Вы мой пост #64 смотрели? Может быть, проверите предложенное мной сечение?

[Tvorec]

Сообщение от and.rey Мужики, Вы мой пост #64 смотрели? Может быть, проверите предложенное мной сечение?

and.rey, действительно, как-то проглядел этот пост, спасибо. Но я прикинул (грубо), если и держит нагрузку в М=17тм и N=10т, то на самом пределе (хотя вроде же момент не 17тм?) - надо уточнить, конечно.

Сообщение от YuraSergio Я применил колонну из двутавра 35К1 в расчетной схеме скада - не прошла (мю в плоскости 2, из плоскости 1). Скад подбирает двутавр 40К. Вес такого двутавра от 138 кг/м.п. ! Я уже думал применить может круглую трубу - подбирает трубу 530х5, что по весу в два раза меньше (65 кг/м.п.),но это труба 530х5!!!

YuraSergio, не надо брать колонные двутавры 35К1 - бери широкополочные 35Ш1-35Ш3 (может 40Ш1) - они намного легче, а по характеристикам не уступают. Хотя странно, по моим прикидкам двутавр 26К3 ГОСТ 26020-83 уже по прочности и устойчивости держит - по гибкости правда не проходит, да и жесткость не проверял - вот именно из-за гибкости СКАД подбирает 40К1, если поставить широкополочные, то по гибкости он пдбирет 40Ш1 - даже не сомневаюсь (кстати, есть же два варианта балочных двутавров - по ГОСТ 26062-83 и СТО АСЧМ 20-93, они немного различаются и по доступности СТО на Украине кажется не очень - но главное их не перепутать)

[YuraSergio]

Сообщение от Tvorec and.rey, действительно, как-то проглядел этот пост, спасибо. Но я прикинул (грубо), если и держит нагрузку в М=17тм и N=10т, то на самом пределе (хотя вроде же момент не 17тм?) - надо уточнить, конечно. YuraSergio, не надо брать колонные двутавры 35К1 - бери широкополочные 35Ш1-35Ш3 (может 40Ш1) - они намного легче, а по характеристикам не уступают. Хотя странно, по моим прикидкам двутавр 26К3 ГОСТ 26020-83 уже по прочности и устойчивости держит - по гибкости правда не проходит, да и жесткость не проверял (кстати, есть же два варианта балочных двутавров - по ГОСТ 26062-83 и СТО АСЧМ 20-93, они немного различаются и по доступности СТО на Украине кажется не очень - но главное их не перепутать)

35Ш1 не проходит по гибкости в двух плоскостях. Усилия немного уменьшились (пересчитал нагрузки - момент - 10т*м, продольное усилие 7,3т, поперечное 3,0т). По прочности все в порядке... вот с гибкостью проблема. Теперь вопрос) Как влияет гибкость на элемент, и на сколько ее не выполнение критично для конструкции? Я так понимаю, что это важно, иначе может просто изогнутся и потерять устойчивость.
Тут еще одна проблема оказалась! Посмотрел во вкладку деформации в скаде, а там горизонтальное перемещение верхней точки (вся верхняя ферма, все узлы) от ветровой нагрузки составляет 293мм!!! Что скажите на этот факт? Что делать?

and.rey! Сегодня проверю предложенное Вами сечение в посте №64. Характеристики я его уже определил, вот только не смогу его применить в схеме скада, опять только путем эквивалентного сечения... По весу это сечение меньше чем составное из двух существующих колонн, вообщем сбрасываю эти характеристики (во вложении)

[Tvorec]

Сообщение от YuraSergio 35Ш1 не проходит по гибкости в двух плоскостях.

Да я вкурси.
В Excel'ке моментально все видно.

Сообщение от YuraSergio Усилия немного уменьшились (пересчитал нагрузки - момент - 10т*м, продольное усилие 7,3т, поперечное 3,0т)

Offtop: Ого, момент аж в два раза ниже.(все верно?) А вот про продольное усилие неясно - почему оно то снизилось?

Сообщение от YuraSergio По прочности все в порядке... вот с гибкостью проблема. Теперь вопрос) Как влияет гибкость на элемент, и на сколько ее не выполнение критично для конструкции? Я так понимаю, что это важно, иначе может просто изогнутся и потерять устойчивость.

Про гибкость на этом форуме столько копий сломали - не сосчитать. Можешь почитать темы, поищи поиском. А так ограничение гибкости сделано искусственно - да, на ее основе мы проверяем устойчивость и она на нее влияет, но ты уже все проверил - все хорошо. Есть куча мнений для чего это сделали, но в основном большей частью ограничение ненужное - вот где ограничение гибкости разумно, так это для очень гибких конструкций, которые можно погнуть на транспортировке и монтаже, - все это придает им изначальные несовершенства и ухудшает работу, есть и другие варианты.

Сообщение от YuraSergio Тут еще одна проблема оказалась! Посмотрел во вкладку деформации в скаде, а там горизонтальное перемещение верхней точки (вся верхняя ферма, все узлы) от ветровой нагрузки составляет 293мм!!! Что скажите на этот факт? Что делать?

Что-то многовато. Я приложил суммарную нагрузку на обе колонны 2штх(0.8+0.6)/2*(47кг/м2х1.625х5м)=540кг/м, и у меня перемещения получились всего 30мм (это как я понял снизу ты ставил заделку? ну я тоже поставил для сравнения). Уточни мне по нагрузкам. И допустимый прогиб для колонн около L/125=80мм.

Сообщение от YuraSergio and.rey! Сегодня проверю предложенное Вами сечение в посте №64.

Должно пройти, даже если просто прикинуть как N/A*фи+M/Wx, уже нормально держит.

[YuraSergio]

Сообщение от Tvorec Да я вкурси. В Excel'ке моментально все видно. Offtop: Ого, момент аж в два раза ниже.(все верно?) А вот про продольное усилие неясно - почему оно то снизилось? Про гибкость на этом форуме столько копий сломали - не сосчитать. Можешь почитать темы, поищи поиском. А так ограничение гибкости сделано искусственно - да, на ее основе мы проверяем устойчивость и она на нее влияет, но ты уже все проверил - все хорошо. Есть куча мнений для чего это сделали, но в основном большей частью ограничение ненужное - вот где ограничение гибкости разумно, так это для очень гибких конструкций, которые можно погнуть на транспортировке и монтаже, - все это придает им изначальные несовершенства и ухудшает работу, есть и другие варианты. Что-то многовато. Я приложил суммарную нагрузку на обе колонны 2штх(0.8+0.6)/2*(47кг/м2х1.625х5м)=540кг/м, и у меня перемещения получились всего 30мм (это как я понял снизу ты ставил заделку? ну я тоже поставил для сравнения). Уточни мне по нагрузкам. И допустимый прогиб для колонн около L/125=80мм. Должно пройти, даже если просто прикинуть как N/A*фи+M/Wx, уже нормально держит.

В посте №77 дан расчет ветровой нагрузки на раму. Единственное что там необходимо поменять коэффициент с 2 на 1,63. Эти нагрузки (подправленные) я ввел в скад и получил следующие перемещения!

[Tvorec]

Сообщение от YuraSergio В посте №77 дан расчет ветровой нагрузки на раму. Единственное что там необходимо поменять коэффициент с 2 на 1,63. Эти нагрузки (подправленные) я ввел в скад и получил следующие перемещения!

Так я по посту 77 и сделал.
Великоваты перемещения, даже просто возьми формулу для консоли, загруженной равномерно распределенной нагрузкой и проверь прогиб. Посчитал - не получается такой величины перемещений - еле вписался правда в допустимые значения, но все же нет таких больщих перемещений.
Проверь, правильно ли ориентирован профиль у тебя в расчетной схеме в плоскости рамы.
И еще, почитай эту тему - отличная: http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=65411

Проверьте в схеме материал у жесткостей. Я вот недавно умудрился сечению назначить характеристики бетона случайно и очень долго не понимал, откуда огромные перемещения ^_^ При том, что на постпроцессор эти характеристики не влияют и эпюры почти не меняются (а в статически определимых системах так и подавно), такие вещи можно отследить только по перемещениям ^_^

[YuraSergio]

[quote=Arikaikai;1133101]Проверьте в схеме материал у жесткостей. Я вот недавно умудрился сечению назначить характеристики бетона случайно и очень долго не понимал, откуда огромные перемещения ^_^ При том, что на постпроцессор эти характеристики не влияют и эпюры почти не меняются (а в статически определимых системах так и подавно), такие вещи можно отследить только по перемещениям ^_^[/QUOTE


!!! Наверняка! Спасибо! Я краем глаза видел это но когда назначил жесткость элемента, а когда назначил не стал на это обращать внимания!
Обязательно проверю!

Проверил. Все равно большие перемещения. 293 мм

[Tvorec]

Сообщение от YuraSergio Проверил. Все равно большие перемещения. 293 мм

Это таже схема расчета, что и в посте 68? Просто хочу у себя в СКАД проверить.

[YuraSergio]

Сообщение от Tvorec Это таже схема расчета, что и в посте 68? Просто хочу у себя в СКАД проверить.

В принципе, да. Но я сброшу последнюю.

[Tvorec]

YuraSergio, у тебя не тот материал стоит на 35Ш1 - поменяй как в картинке на сталь обыкновенную (двойным кликом на указанные места, см. вложение). У меня после этого получилось 35мм перемещение. Кстати, у тебя ветровая нагрузка не на всю высоту колонны - участок 0.6м не загружен.
А вообще по хорошему бы узнать, как и где будут крепиться (а значит в этих местах и передавать нагрузку) панели к колоннам, и так загрузить. (это важно если нагрузка передается вдруг сосредоточенно на колонну).
Что по фундаментам решили? (если жесткое без усиления - не подписывай!)

[YuraSergio]

Сообщение от Tvorec YuraSergio, у тебя не тот материал стоит на 35Ш1 - поменяй как в картинке на сталь обыкновенную (двойным кликом на указанные места, см. вложение). У меня после этого получилось 35мм перемещение. Кстати, у тебя ветровая нагрузка не на всю высоту колонны - участок 0.6м не загружен. А вообще по хорошему бы узнать, как и где будут крепиться (а значит в этих местах и передавать нагрузку) панели к колоннам, и так загрузить. (это важно если нагрузка передается вдруг сосредоточенно на колонну). Что по фундаментам решили? (если жесткое без усиления - не подписывай!)

!!! Я же все это делал. А вот опять попробовал и получилось. Перемещение 35 мм. Спасибо!
По фундаментам еще разговора не было. Я продумываю все возможные варианты какие могут быть при разговоре. А пока доделываю элементы кровли, без узлов связанных с колоннами...
Кстати, крепление прогона к верхнему поясу может быть таким образом?

[Tvorec]

Сообщение от YuraSergio крепление прогона к верхнему поясу может быть таким образом?

Всмысле из двух кусочков уголка, поставленных по разные стороны выпирающей фасонки, чтобы ее не обрезать?
Да, может, почему бы и нет разок. (главное чтобы уголок попал на стенку уголка пояса фермы (для жесткости опирания)
Как вариант можешь взять цельный уголок, просто "пропиленный" на толщину фасонки по середине.

[ябс]

Сообщение от YuraSergio а момент в 17 т*м?

это откуда такой, насколько я помню у вас ферма опирается сверху, ох и делов вы натворите

[YuraSergio]

Сообщение от ябс это откуда такой, насколько я помню у вас ферма опирается сверху, ох и делов вы натворите

на опоре. от ветровой нагрузки.

[ябс]

при 25 кг на м2, шаге рам 6.м, высоте 10м
q=25*6=150 кг/м
M=150*10*10/2=7500 т*м

при таких данных у 35К1 запас двухкратный

[YuraSergio]

Сообщение от ябс при 25 кг на м2, шаге рам 6.м, высоте 10м q=25*6=150 кг/м M=150*10*10/2=7500 т*м при таких данных у 35К1 запас двухкратный

Ветровые нагрузки там другие. В посте №76 и в посте №96 сказано о ветровых нагрузках.
А запас двукратный по прочности? А как быть с предельной гибкостью при мю=2?
И на сколько это критично? (я уже задавал этот вопрос но тему которую посоветовал, творец, еще не просмотрел...)

[ябс]

Сообщение от YuraSergio Ветровые нагрузки там другие. В посте №76 и в посте №96 сказано о ветровых нагрузках. А запас двукратный по прочности? А как быть с предельной гибкостью при мю=2? И на сколько это критично? (я уже задавал этот вопрос но тему которую посоветовал, творец, еще не просмотрел...)

при высоте 10м( не знаю вашей высоты)
lо=2*l=20м,
rx=0.15м
гибкость=2000/15=133

главное устойчивость - гибкость дело не первое

[Tvorec]

Сообщение от YuraSergio А запас двукратный по прочности? А как быть с предельной гибкостью при мю=2? И на сколько это критично?

Сообщение от ябс при высоте 10м( не знаю вашей высоты) lо=2*l=20м, rx=0.15м гибкость=2000/15=133

YuraSergio, так ведь после пересчета усилий (N=7.3т, М=10тм) у 35Ш1 действительно двойной запас по устойчивости. Единственное, гибкость из плоскости 171.23 вместо 150 необходимых по СНиП. Если предстоит экспертиза, то обойти требование по гибкости не получится - такого требование СНиП. (может на Украине такого требования?)
Но если бы не было непоняток с фундаментом и было принято жесткое защемление колонны из плоскости, то тогда коэффициент принять просто "мю"=0.7 и все проблемы с предельной (ненужной) гибкостью решены - гибкость будет 119.86 (ненужной, потому что и так двойной запас у колонны).

[ябс]

Сообщение от Tvorec YuraSergio, так ведь после пересчета усилий (N=7.3т, М=10тм) у 35Ш1 действительно двойной запас по устойчивости. Единственное, гибкость из плоскости 171.23 вместо 150 необходимых по СНиП. Если предстоит экспертиза, то обойти требование по гибкости не получится - такого требование СНиП. (может на Украине такого требования?) Но если бы не было непоняток с фундаментом и было принято жесткое защемление колонны из плоскости, то тогда коэффициент принять просто "мю"=0.7 и все проблемы с предельной (ненужной) гибкостью решены - гибкость будет 119.86 (ненужной, потому что и так двойной запас у колонны).

откуда из плоскости 2? из плоскости коэффициент длины 1, гибкость меньше чем в плоскости)

Сообщение от ябс откуда из плоскости 2? из плоскости коэффициент длины 1, гибкость меньше чем в плоскости)

Это если связи стоят.
Offtop: Я так чувствую уже идёт коллективное проектирование

[ябс]

Сообщение от bahil Это если связи стоят. Offtop: Я так чувствую уже идёт коллективное проектирование

как это связи не стоят?
я таких строений не видел)

[Tvorec]

Сообщение от ябс откуда из плоскости 2? из плоскости коэффициент длины 1, гибкость меньше чем в плоскости)

А кто сказал, что из плоскости 2?
Связи-то стоят.
У 35Ш1 iy=5.84см, при длине 10м и мю=1 получаем гибкость лямбда_у=1000*1/5.84=171.23
ix=14.38см и мю=2 лямбда_х=1000*2/14.38=139.08
лямбда_х > лямбда_у

[ябс]

Сообщение от Tvorec А кто сказал, что из плоскости 2? Связи-то стоят. У 35Ш1 iy=5.84см, при длине 10м и мю=1 получаем гибкость лямбда_у=1000*1/5.84=171.23 ix=14.38см и мю=2 лямбда_х=1000*2/14.38=139.08 лямбда_х > лямбда_у

так не ш, а к, ш вы оставьте для балок)
да и для Ш можно связи в 2х уровнях поставить)

Offtop:

Сообщение от ябс так не ш, а к, ш вы оставьте для балок)

Спорное утверждение)

[ябс]

Сообщение от Arikaikai Offtop: Спорное утверждение)

для одноэтажной рамы без подкрановых балок?

Offtop:

Сообщение от ябс для одноэтажной рамы без подкрановых балок?

Если:
1) мю в плоскости 2, а из плоскости 1
2) нагрузки у одноэтажной рамы небольшие - подбор по предельной гибкости
То Ш выходит зачастую экономичней, чем К ^_^
Источник - скромный, но всё же опыт.

Начали с узла фермы.
Интересно, как скоро дойдём до фундамента?

Offtop:

Сообщение от bahil как скоро дойдём до фундамента?

Он уже есть. Со слов заказчика - надежный.

[student-PGS]

Здравствуйте! посмотрите пожалуйста узел опирания треугольной фермы на колонну! правильный ли он?

[Alexmf]

Сообщение от 27legion на болтах, опорное ребро фермы сделать по центральной оси колонны, под оголовком колонны установить вертикальное ребро жесткости

Подскажите пожалуйста. В посте 23 данной темы прикреплена выдержка из серии ПК-01-130. Узел опирания треугольной фермы на колонну с расцентровкой осей верхнего и нижнего поясов. Высота фермы (опорного узла) на опоре по серии составляет 450 мм. Возник вопрос по расчетной схеме такой фермы. Каким образом она, собственно, должна выглядеть. Ведь высота фермы на опоре увеличивается за счет самого узла опирания. Каким образом отобразить это в расчетных комплексах типа Лира или Скад. Ведь центрирование опорного узла в классическом его представлении будет не совсем верно.
Спасибо

[Vavan Metallist]

Сообщение от student-PGS узел опирания треугольной фермы на колонну! правильный ли он?

Неадекватная хрень. Зачем? Почему? Для чего?!
Глянь учебники, глянь серии.
Если уж надо такое у..ще, то нужно мыслить так: у нас сплошная короткая консольная часть, котрая крепится к решетчатой.

[Alexmf]

Сообщение от Vavan Metallist Глянь учебники, глянь серии

В серия по треугольных фермам из парных уголков информации не так много, а если и есть, то как Вы говорите, у...ще.
Книги смотрел, там все опорные узлы начинаются с опорного растянутого раскоса. Это тоже вариант. На данный момент собираю информацию, читаю, листаю...Подскажите пожалуйста литературу, где можно поподробней разобрать данный узел, или серию. Спасибо

[nick.klochkov]

Сообщение от Alexmf Узел опирания треугольной фермы на колонну с расцентровкой осей верхнего и нижнего поясов

ну расцентровки как таковой в узле нет, просто лист с усилением выполняет роль оп.стойки
для упрощения расчетной схемы возьмите вместо листа уголковый профиль

[Alexmf]

Сообщение от nick.klochkov ну расцентровки как таковой в узле нет, просто лист с усилением выполняет роль оп.стойки для упрощения расчетной схемы возьмите вместо листа уголковый профиль

Спасибо.
Может быть есть у кого образцово-показательный экземпляр, глянуть, как говориться "одним глазком". За мою практику треугольные фермы не приходилось проектировать, вот и возник вопрос в конструировании/расчете опорного узла данной фермы.
Ну вот в книге Муханова нашел таки картинку с описанием в один абзац. А пролистал Горева, Стрелецкого, Беленю, Кузнецова.

[nick.klochkov]

Сообщение от Alexmf За мою практику треугольные фермы ...

это - не треугольные, трапецеидальные

[Alexmf]

Сообщение от nick.klochkov трапецеидальные

Ну вот смотрю Горева стр. 419. трапецеидальная ферма с ломаным ВП, не похожая на треугольную вовсе.

[nick.klochkov]

Сообщение от Alexmf .. не похожая на треугольную вовсе.

ну у вас же ВП и НП не сходятся в одну точку на опоре(, а есть опорная стойка
какая же она треугольная
а потом, в конце концов, какая бы она не "обзывалась", это что препятствие для расчета?)
считайте
да и горев здесь пока вам не нужен, вы ж должны сначала определить усилия в элементах и сечения профилей

[Alexmf]

Сообщение от nick.klochkov да и горев здесь пока вам не нужен, вы ж должны сначала посчитать сечение профилей

В том то и дело, что сечения уже есть. Но расчетная схема изначально была задана с центрированием узлов на опоре. Когда ферма нарисовалась, тогда стало видно, что особо то не получается как хотелось. Вот собственно я здесь с этим вопросом

[nick.klochkov]

Сообщение от Alexmf Когда ферма нарисовалась, тогда стало видно, что особо то не получается ...

так проблема в конструировании узлов?
ну возьмите за основу то, на что вы ссылались изначально при постановке вопроса
а т.к. пояса хоть немного, но "раздвинуты", то усилия в них упадут/будут меньше, так что смело применяйте принятые сечения профилей и конструируйте узлы

[Vavan Metallist]

Сообщение от Alexmf литературу, где можно поподробней разобрать данный узел, или серию.

Из советского наследия - это серии: 1.860-5.1, 1.460.3-22.1 и книги по сельскохозяйственным зданиям (Мурашко, еще там...). Кончено, вы скажете что там не то . Но суть в том что при остром угле подхода поясу к поясу обычные решения "фасонка-уголок-уголок" утрачивают смысл, становятся непригодными и нецелесообразными во всех отношениях. Конечно, посчитать можно, лист бумаги, или ЛИРА стерпят все. Но законструировать очень сложно и все это тянет кучу металла и работы. Поэтому либо нужно переходить, например, на верхний пояс из чего-то жесткого, или менять очертание фермы.

[Alexmf]

Сообщение от Vavan Metallist Конечно, посчитать можно, лист бумаги, или ЛИРА стерпят все. Но законструировать очень сложно и все это тянет кучу металла и работы. Поэтому либо нужно переходить, например, на верхний пояс из чего-то жесткого, или менять очертание фермы.

Не зря я сюда с вопросом пришел. Спасибо. Пришел к тому, что поменял очертание фермы. Получилось и проще, и надежнее, и по расчетам вроде все куда более прозрачнее.

[IBZ]

Сообщение от nick.klochkov ак проблема в конструировании узлов?

Никакой особой проблемы нет, понаделали таких ферм "вагон и маленькую тележку". Да, опорная фасонка получается иногда "монстровская", да, первый раскос зачастую по всей своей длине приварен к ней - ну и что с того по большому счёту. И если заказчик настаивает - да ради Бога. Расчёт при этом не имеет каких-либо нюансов.. Кстати, решетка получается получше при применении для таких ферм только растянутых раскосов.

[Alexmf]

Сообщение от IBZ Расчёт при этом не имеет каких-либо нюансов

Вопрос изначально встал, а как правильно задаться расчетной схемой при таком опорном узле. Если брать схему с центированием опорного узла, то заведомо расчетная длина элементов решетки фермы будет не верная. Если же опорный узел поднимать на те же 400...500 мм, то как этот опорный узел отобразить в расчетной схеме. Ответ на этот вопрос прозвучал в 123 и 125 посте. Только и здесь тоже вопрос возник. А не будут ли меняться усилия в нижнем поясе при увеличении/уменьшении жесткости того самого опорного стерженечка в силу возникновения распора?
PS: Сдается мне, что при таком опирании распора быть не должно (но это не точно )

[IBZ]

Сообщение от Alexmf Вопрос изначально встал, а как правильно задаться расчетной схемой при таком опорном узле.

Да задавайте просто 2 пояса, сходящихся в одной точке и всё. Если первый (растянутый) раскос полностью приварен к фасонке, то его практически и считать не надо, а если считать, то на суммарную площадь. Поэтому, этот фрагмент может быть спокойно задан 4- угольником опертым в одной нижней крайней точке с 2-мя диагоналями. Никаких распоров при этом не возникнет.

[yarrus77]

Сообщение от student-PGS Здравствуйте! посмотрите пожалуйста узел опирания треугольной фермы на колонну! правильный ли он?

серию Серия 1.460.3-22 вып1 смотрели? Там пояса из двутавров, но опорный узел похож на ваш, только конструирование грамотное.

[nick.klochkov]

Сообщение от IBZ Никакой особой проблемы нет, понаделали таких ферм "вагон и маленькую тележку".

и я о том же, да разве я спорю, уважаемый)
вы почитайте внимательней)

[ФАХВЕРК]

Я только прикидывал. Считаю как здесь и не заморачиваюсь. https://forum.dwg.ru/showpost.php?p=...7&postcount=44

[ФАХВЕРК]

А узел по высоте на эскизе набирает стержень высотой до 300 мм. На расчет не влияет.

----- добавлено через ~18 мин. -----
Вот ещё... бывало.... когда-то https://forum.dwg.ru/showpost.php?p=...&postcount=349