[Mak]

Добрый день уважаемые проектировщики.
За мою не долгую карьеру у меня возникло несколько вопросов:
Итак мне нужно спроектировать одноэтажное здание КМ в сейсмическом районе. Расчеты я веду в ЛИРЕ 9.4. И меня интересует кто как считает каркасы пром. здания?(я испробовал несколько вариантов)

1. В лире задается полная схема каркаса (включая кровельные прогоны),
- все элементы задаются 10 типом и связи тоже(в том числе крестовые и реактивные).
- коэффициент мю по колоннам из плоскости рамы равен 1 (в плоскости считается отдельно)
- вес ограждающих конструкций прикладывается к верху колонн
2. В лире задается каркас, состоящий из рам и реактивных связей, прогоны и крестовые связи считаются отдельно.
- крестовые связи не ставятся, но коэффициент мю по колоннам из плоскости рамы равен 1 (в плоскости считается отдельно)
3. В лире считается только плоская рама(выбирается наихудший случай)

Во всех 3 случаях усилия для расчета узлов берутся из таблицы усилий элементов РСУ. Эти же усилия берутся и для расчета фундаментов...

[vfc.cz]

Какой ужас!!! Вы это серьезно????

[Mikka]

Я по молодости считал и по 1 и 3 варианту.
- 1 варианте будет достаточно сложно добиться правильного расчета крестовых связей.
- во 2 варианте будут подобраны большие сечения колон
- а 3 вариант, требует очень хорошего понимания работы конструкций

[Mak]

Сообщение от vfc.cz Какой ужас!!! Вы это серьезно????

А вы как считаете ? поделитесь опытом...

[UnAtom]

По промзданиям по-моему было в:
-Современные технологии расчета и проектирования металлических и деревянных конструкций / Курсовое и дипломное проектирование. Исследовательские задачи.
-Компьютерные технологии проектирования железобетонных конструкций

[IBZ]

А я вот, получив материал на экспертизу, по примененной расчетной схеме (для простых зданий и сооружений) зачастую на 90% процентов делаю вывод о квалификации расчетчика. Впрочем, как и по постам на форуме.

P.S. И если вариант плоской рамы требует большего понимания работы конструкции, чем пространственной схеы, то я умолкаю

P.P.S. Не по теме, но добавлю: объем расчетных материалов иногда просто прямо указывает, что результаты никто не анализировал -"А у меня все машина посчитала"

[Mikka]

P.S. И если вариант плоской рамы требует большего понимания работы конструкции, чем пространственной схеы, то я умолкаю

Я имел в виду, что мы считаем только плоскую раму в Лире, а все остальное прикидываем в ручную...
И что забить тупо схему элементами типа 10 намного проще, а потом сказать что машина все посчитала...

[aka raduntsev-nias]

я считаю пространственную схему в Лира с последующей передачей в лира стк, но конечно же, вариант с плокой рамой никто не отменял.
Лира Стк имеет возможность проверить некоторые типовые узлы.
сложные хорошо проверять в ansys

[IBZ]

Сообщение от Mikka Я имел в виду, что мы считаем только плоскую раму в Лире, а все остальное прикидываем в ручную... И что забить тупо схему элементами типа 10 намного проще, а потом сказать что машина все посчитала...

ОК, Вы принесли мне расчет на экспертизу. Первое, что я Вас спрашиваю: почему применен 10-й тип КЭ, а не 5-й. Разницу понимаете ?

P.S. Такая "экспертиза" все-таки гипотическая и доброжелательная. В реале обнаружив "неположенные" изгибающие моменты, например, в месте шарнирного опирания стропильной фермы я напишу: "Статическтй расчет представляется недостоверным - объяснить наличие изгибающих моментов в размере ... в месте..."

P.P.S. А вот по грамотному ручному расчету вопросов не будет. Никогда. Только вот не нравится слово "прикидываем"

P.P.P.S. Кстати, по первой схеме автор изначального вопроса в 99 % случаев неверно посчитает прогоны, если передаст этот расчет в ЛИР-СТК или аналогичные "навески"

[Mikka]

Как я понимаю, даже если при расчете фермы взять 10 тип КЭ, то моменты там будут стремится к 0, и ими можно пренебречь... (разумеется если схема задана правильно...)

[Ильнур]

Сообщение от Mak ... в сейсмическом районе. ..

Вас интересуют особенности моделирования при наличии именно сейсмических воздействий?

[Mak]

Сообщение от Ильнур Вас интересуют особенности моделирования при наличии именно сейсмических воздействий?

- как считать в сейсмическом районе
- как считать крестовые связи
(я не нашел ни одного внятного объяснения как это сделать, если использовать нелинейные элементы то лира не позволяет использовать РСУ...)
- как получить нагрузки на фундаменты
(я беру максимальную по модулю нагрузку из таблицы "РСУ стержни")

з.ы. пришел к выводу что прогоны нужно считать в ручную...
з.з.ы имеется в виду крестовые связи в пространственном каркасе... в ручную конечно они считаются на раз...

[st2008]

Сообщение от Mak з.ы. пришел к выводу что прогоны нужно считать в ручную...

На чём основан этот вывод!?

[Mak]

Ну например на том, что вертикальный предельный прогиб прогона определяется с учетом длительной снеговой нагрузки [таб.19, СНиП 2.01.07-85*], которая равна 0,5 кратковременной (см. п 1.7к СНиП 2.01.07-85*]. А вот прочность и устойчивость с учетом кратковременной...
Да и еще , если прогоны не работают в схеме как распорки, то учесть это тоже проблематично, хотя и можно...

[Ильнур]

Сообщение от Mak - как считать в сейсмическом районе - как считать крестовые связи (я не нашел ни одного внятного объяснения как это сделать, если использовать нелинейные элементы то лира не позволяет использовать РСУ...) - как получить нагрузки на фундаменты (я беру максимальную по модулю нагрузку из таблицы "РСУ стержни") з.ы. пришел к выводу что прогоны нужно считать в ручную... з.з.ы имеется в виду крестовые связи в пространственном каркасе... в ручную конечно они считаются на раз...

- так же, как и в несейсмическом, с добавлением воздействий по СНиП II-7-81*. При этом потребуется разобраться с особенностями ввода в программу исходных и последующего анализа результатов.
- все же существует способ - где-то читал, просто Лиру не знаю. Принцип скорее такой: связи задаются элементами одностороннего действия (на сжатие не работают), пользуясь СНиПовским допущением о "выключении" сжатой гибкой связи.
- нагрузки на фундаменты лучше получить отдельно по загружениям. И так и выдавать. Получить можно в виде реакций опор, или нагрузок от фрагмента и т.д. Более правильные нагрузки получаются при совместном расчете сооружения и основания.
- прогоны вручную считать надо эксперту IBZ, он любит это дело. Надеюсь, он сам расшифрует свое предостережение.

[IBZ]

Сообщение от Ильнур - прогоны вручную считать надо эксперту IBZ, он любит это дело. Надеюсь, он сам расшифрует свое предостережение.

Моменты и поперечные силы для обычных разрезных прогонов я действительно считаю всегда вручную - быстрее, знаете те ли А непосредственно подбор сечения делаю по своей программе.

А насчет предостережения... Почти уверен, что автор первого поста загружает прогоны равномерно. Такое справедливо только при однопролетной схеме опирания профнастила. Для 2-пролетной схемы коэффициент для средней опоры k=1.25, для 3-х пролетной - k=1.1, для 4-х пролетной k=1.14. При этом в месте разрезности листа коэффициенты меньше 1. Получается, что нагрузка на отдельные прогоны получится заниженной и прогон, возможно, будет подобран ошибочно.

[Mak]

Да, на это к своему стыду я не обратил внимание, и считал все прогоны одинаково... Успокаивает только то, что я не выжимал из расчета прогонов так сказать "ВСЕ СОКИ"

[st2008]

IBZ
А как же унификация!?
Или, "некоторые", ставят отдельные прогоны - другого сечения (подобранные - по заниженной нагрузки )?

[IBZ]

Сообщение от st2008 IBZ А как же унификация!? Или, "некоторые", ставят отдельные прогоны - другого сечения (подобранные - по заниженной нагрузки )?

А где Вы углядели, что я против унификации. В большинстве случаях считают по худшему и применяют такое сечение везде. Хотя, наверное, бывают и исключения.

[Андрей85]

[quote=IBZ;622760]ОК, Вы принесли мне расчет на экспертизу. Первое, что я Вас спрашиваю: почему применен 10-й тип КЭ, а не 5-й. Разницу понимаете ?
Поясните пожалуйста разницу в результатах расчета и чем она вызвана

[РастОК]

Как-раз считаю такой каркас.
Возникает много вопросов.
1. В местах упора связей (внизу колонн) возникают дикие моменты порядка 12т, при том, что максимальная нагрузка на такой-же узел по оси Z около 7тонн. При подстановке этих моментов получаются дикие фундаменты.
2. Учитывая в схеме все прогоны они начинают выполнять роль распорок. В этом случае ригели по верху колонн становятся сечением таким-же как и стеновые прогоны.
3. При сейсмике почему-то все усилия возникающие в стержнях очень маленькие, хотя собраны из статических. В сейсмическом загружении все усилия гораздо меньше чем в загружении где сумма этих самых нагрузок из которых состоит сейсмическое загружение.

[st2008]

РастОК
А где вопросы!?

[РастОК]

Добавьте к каждому пункту в конце слово "почему?"

[Pavel_GGS]

что-то намудрили в первом вопросе данной темы.
стандартный каркас считать по плоской раме.гораздо быстрее. а все связи и прогоны и т.п. можно посчитать по частям хоть в ручную хоть в том же скаде или лире учитывая гибкости и раскрепления.

[Mak]

Может кто поделится расчетом простого каркаса вручную в сейсмике ?

[st2008]

IBZ
Как вы смотрите на то, чтобы учитывать ещё и уклон кровли!? Т. е. скатную составляющую!

[IBZ]

Сообщение от st2008 IBZ Как вы смотрите на то, чтобы учитывать ещё и уклон кровли!? Т. е. скатную составляющую!

Положительно! Однако в зависимости от типа кровли пролет совершено разный. Например, при голом профнастиле или сборной панели он равен расстоянию между саморезами ~300-500 мм, при деревянной же обрешетке - полной длине прогона. По поводу заводских сэндвич-панелей здесь была большая перепалка - поищите С этим, кстати, неразрывно связана тема определения пролета для расчет на Фи-балочное.

[st2008]

Сообщение от Mak Ну например на том, что вертикальный предельный прогиб прогона определяется с учетом длительной снеговой нагрузки [таб.19, СНиП 2.01.07-85*], которая равна 0,5 кратковременной (см. п 1.7к СНиП 2.01.07-85*]. А вот прочность и устойчивость с учетом кратковременной... Да и еще , если прогоны не работают в схеме как распорки, то учесть это тоже проблематично, хотя и можно...

Если уж снеговая нагрузка оказывает существенное влияние, то создайте два загружения (взаимоисключаемые)..
1. Длительная снеговая нагрузка
2. Кратковременная снеговая нагрузка

[ФАХВЕРК]

если взять длительную снеговую, то её можно брать с понижением на 0.5. А если кратковременную то с полным значением. Я редко различаю это - включаю её как полное расчётное значение.

А по общему вопросу темы - я б стараюсь ограничиться плоской рамой. В большинстве случаев этого достаточно. Пространственную схему реже использую - из неё удобен экспорт в DXF для заготовок схем расположения конструкций.

[Mak]

Сообщение от ФАХВЕРК если взять длительную снеговую, то её можно брать с понижением на 0.5. А если кратковременную то с полным значением. Я редко различаю это - включаю её как полное расчётное значение.

Я поступаю точно также

[ФАХВЕРК]

Нормы , конечно, написаны для того, чтобы их соблюдать. Но (о чём далее напишу - разговор отдельный) на расчёт много времени не дают и поэтому я быстро без размусоливаний собираю нагрузки по максимуму и закладываю их в расчётную схему. О чём справедливо заметил IBZ - расчёт должен быть понятен эксперту. И пусть даже написан от руки.

[st2008]

Плоская рама хороша, когда проводится расчет только на статические нагрузки!
А вот когда речь о сейсмике, то тут так легко не отделаешься! Как вы плоской рамой крутящий момент будете учитывать!

[ФАХВЕРК]

Если сейсмика то пространственную схему надо собирать. Или хотя бы один блок температурный.

[st2008]

Сообщение от ФАХВЕРК Если сейсмика то пространственную схему надо собирать. Или хотя бы один блок температурный.

О чём и говорится в первом посте! Т. е. Вы за 1 пункт!?

[ФАХВЕРК]

В случае с сейсмикой - скорее да! За пространственную схему.

[Нитонисе]

Сообщение от IBZ Такое справедливо только при однопролетной схеме опирания профнастила. Для 2-пролетной схемы коэффициент для средней опоры k=1.25, для 3-х пролетной - k=1.1, для 4-х пролетной k=1.14.

Замечание верное, но что случится, если его не учитывать и подобрать промежуточный прогон на пределе? Я думаю, что вследствие вертикальных прогибов промежуточный прогон немного разгрузится и в работу включатся крайние прогоны... хотя, это я теоретизирую, для практических расчетов лучше учесть перегруз)

Сообщение от Pavel_GGS а все связи и прогоны и т.п. можно посчитать по частям хоть в ручную

А как связи вручную считаются?

Сообщение от st2008 Плоская рама хороша, когда проводится расчет только на статические нагрузки!

Если рассматривать пространственную схему, то наблюдается увеличение моментов в уровне заделки колонн от торцов к середине здания (по его длине). Если вы рассматриваете плоскую раму, то получаете максимальный момент на колонне, который возможно будет даже больше того, который получен по пространственной схеме. Во всяком случае у меня так получается. Может я что-то неправильно задаю и в работу включены те элементы, которые включать в нее нельзя?

[IBZ]

Сообщение от Нитонисе Замечание верное, но что случится, если его не учитывать и подобрать промежуточный прогон на пределе? Я думаю, что вследствие вертикальных прогибов промежуточный прогон немного разгрузится и в работу включатся крайние прогоны... хотя, это я теоретизирую, для практических расчетов лучше учесть перегруз)

И теоретически никакого перераспределения не будет, так как все опоры одинаково податливы. Так что коэффициент неразрезности учитывать надо обязательно. В частности для двухпролетной схемы (2 по 3 метра) с реальными жесткостями профнастила и прогонов из [20 коэффициент неразрезности получился у меня когда-то k=1.23. Чуть поменьше он теоретического еще и от того, что на крайние опоры не прикладывал реакции от смежных пролетов. Хотя бывают, конечно, случаи и чистой 2-х пролетной схемы без "смежников", но 1.23 один черт, что 1.25. А для 3-х пролетной схемы получился k=1.096 .

[arturice]

В лире задается полная схема каркаса (включая кровельные прогоны). Пространственная схема не служит для определения жестокостей прогонов или их прочности, не служит для расчета ферм, - это можно просчитать и сделать подбор на плоских моделях. Пространственная схема нужна для определения перемещений конструкции (перекосов) и характера форм колебаний (частоты, периоды), при воздействии динамических нагрузок, которые формируются как массы из постоянных загружений РСУ. При расчете на динамику нужно обязательно анализировать результаты РСУ и формировать отдельные загружения РСН. Обязательно нужны сочетания нагрузок для наихудшего положения крана, в центре секции или вблизи деформационно-температурного шва. Так как основную горизонтальную (сейсмическую) нагрузку воспринимают колонны, обычные типовые решения армирования не могут быть реализованы. В пространственной расчетной схеме нужно обязательно учитывать грунтовые условия для анализа усилий в сваях. Методом подбора расчетных сечений элементов и просчитав с десяток расчетных моделей можно прийти к требуемым результатам по деформациям здания. Анализируя усилия возникающие в узлах конструкции возможно моделирование отдельных узлов конструкции рассматривая нагрузки на фрагмент и моделируя узлы из объемных элементов.[IMG]<a target="_blank" href="http://***********/F/s005.***********/i212/1009/14/13e4a6a2e003.jpg.html"><img src="http://s005.***********/i212/1009/14/13e4a6a2e003t.jpg" ></a>[/IMG] [IMG]<a target="_blank" href="http://***********/F/s003.***********/i202/1009/2e/13ad7c47b127.jpg.html"><img src="http://s003.***********/i202/1009/2e/13ad7c47b127t.jpg" ></a>[/IMG]

[Нитонисе]

Сообщение от IBZ И теоретически никакого перераспределения не будет, так как все опоры одинаково податливы.

Да, но на крайние опоры меньшая нагрузка, соответственно они меньше деформируются. Промежуточная опора больше деформировалась (не упала, а прогнулась). Если рассматривать настил идеально жестким, то средняя опора бы и вовсе не работала (если бы крайние были надежные), но так как реальному настилу до идеальной жесткости далеко, то прогибаясь вслед за этой самой промежуточной опорой, он (настил) продолжал бы оказывать давление, при этом чуть больше включив в работу крайние опоры. Мне так кажется

[IBZ]

Сообщение от Нитонисе Да, но на крайние опоры меньшая нагрузка, соответственно они меньше деформируются. Промежуточная опора больше деформировалась (не упала, а прогнулась). Если рассматривать настил идеально жестким, то средняя опора бы и вовсе не работала (если бы крайние были надежные), но так как реальному настилу до идеальной жесткости далеко, то прогибаясь вслед за этой самой промежуточной опорой, он (настил) продолжал бы оказывать давление, при этом чуть больше включив в работу крайние опоры. Мне так кажется

Вы не правы, но спорить не буду - зачем абстрактные рассуждения, когда такой пример моделируется за 5-10 минут. Задайте реальные жесткости настила и прогонов, просчитайте и сделайте для себя вывод на всю оставшуюся жизнь

[arturice]

Пространственная схема нужна для определения усилий в колоннах, частот и форм колебаний, максимальных перемещений (перекосов) и совместного расчета основание-сооружение (подшитая модель грунта) и определения усилий в сваях. Нужно формировать РСУ и РСН (правильно расположить крановую нагрузку, сделать несколько положений) и правильно расписать сочетания, так как динамические массы образованные из собственного веса конструкций согнут колонны как сухие ветки и типовой проект станет уже совсем не типовым Можно моделировать отдельные узлы из объемных элементов и анализировать усилия, напряжения и деформации. Предварительный подбор сечений по плоским схемам, а потом где-то 10-20 расчетных схем и ваша модель будет соответствовать нужным требованиям.

[engineer+]

Сообщение от IBZ Цитата: Сообщение от Нитонисе Да, но на крайние опоры меньшая нагрузка, соответственно они меньше деформируются. Промежуточная опора больше деформировалась (не упала, а прогнулась). Если рассматривать настил идеально жестким, то средняя опора бы и вовсе не работала (если бы крайние были надежные), но так как реальному настилу до идеальной жесткости далеко, то прогибаясь вслед за этой самой промежуточной опорой, он (настил) продолжал бы оказывать давление, при этом чуть больше включив в работу крайние опоры. Мне так кажется Вы не правы, но спорить не буду - зачем абстрактные рассуждения, когда такой пример моделируется за 5-10 минут. Задайте реальные жесткости настила и прогонов, просчитайте и сделайте для себя вывод на всю оставшуюся жизнь

В том и дело, что при реальных соотношениях жесткостей настила и прогонов податливостью последних можно пренебречь. А формально Нитонисе прав в рассуждениях

[Mikka]

Предварительный подбор сечений по плоским схемам, а потом где-то 10-20 расчетных схем и ваша модель будет соответствовать нужным требованиям.

Это конечно хорошо, но по моему для обычных складских помещений, или небольших пром зданий слишком затратно, как по времени так и по усилиям...

[IBZ]

Сообщение от engineer+ В том и дело, что при реальных соотношениях жесткостей настила и прогонов податливостью последних можно пренебречь. А формально Нитонисе прав в рассуждениях

Когда зададите реальные жесткости и получите результат близкий к теоретическому, можно успокоиться и применять этот коэффициент далее вполне уверенно и осознано. А можно и поэкспериментировать дальше - увеличить на порядок-два ту или иную жесткость и получить ответ прав ли Нитонисе в своих рассуждениях даже формально

[arturice]

На картинках речь идет о судоверфи с крановой нагрузкой 100т и высота здания 30м, во и получаем в результате колонны-пилоны, и расчет связей играет большое значение на общей пространственной жесткости здания. (+ расчет на сейсмостойкость при 7-бальном землетрясении, так чтобы кран не слетел с оси кранового рельса). Кому, что нужно, то и считает.

[Нитонисе]

Сообщение от IBZ Когда зададите реальные жесткости и получите результат близкий к теоретическому, можно успокоиться и применять этот коэффициент далее вполне уверенно и осознано.

Представьте двухпролетную схему: крайние опоры, скажем двутавры 30, средняя опора - стальная полоса 10х100 мм, ориентированная вот так "-". Покрытие - монолитный железобетон толщиной 300 мм. Так как промежуточная опора обладает "никакой" жесткостью на изгиб, то она прогнется на велечину прогиба монолитного перекрытия. Работать будут только крайние опоры. А теперь представьте, что покрытие - лист фанеры, толщиной 5 мм. Так как нагрузка ничтожна, то даже жесткости средней опоры хватит воспринимать нагрузку, будут работать три опоры.
А теперь хаменим опоры и нагрузку на реальные прогоны из швеллера и покрытие из профлиста. Средняя опора изначально перегружена с k=1.25, но по мере ее деформации ей помогают работать крайние опоры (аналог с первым моим примером), так как деформируются вдвое меньше.
Ничего не утверждаю - рассуждаю

[Ильнур]

Сообщение от arturice На картинках речь идет о судоверфи ...

Последние две картинки СКАДовские. А первые две чьи?

[arturice]

Сообщение от Ильнур Последние две картинки СКАДовские. А первые две чьи?

Другие - лировские... в принципе всеравно в чем считать, главное потом правильно проанализировать полученные результаты...

[Ильнур]

Сообщение от arturice Другие - лировские... в принципе всеравно в чем считать, главное потом правильно проанализировать полученные результаты...

Это был мелкий практический интерес.
В принципе лучше считать в программе, лучше подходящей для задачи. И еще лучще, если программа в доску своя.

[arturice]

Сообщение от Ильнур Это был мелкий практический интерес. В принципе лучше считать в программе, лучше подходящей для задачи. И еще лучще, если программа в доску своя.

Все приходит с опытом и возможностями Нужно учитывать, что строительную механику никто не отменял и здравый смысл должен быть всегда.

для автора темы:

Во всех 3 случаях усилия для расчета узлов берутся из таблицы усилий элементов РСУ. Эти же усилия берутся и для расчета фундаментов...

Неплохо было бы взглянуть на Ваши расчетные схемы (все), чертежи конструкции, и таблицы загружений, выбранные вами расчетные сочетания. И немного описания проектируемого объекта: назначение, грунтовые условия... тогда можно будет дать вам рациональный ответ. Если у Вас просто сарай, тогда вам нужно упростить свою задачу, если у вас здание с большим пребыванием людей и сложным тяжелым оборудованием, и землетрясение приведет к жертвам, - тогда совсем другой подход. Нужно учитывать, что по вашим расчетным схемам вы получите результаты и будете конструировать и мелкие проверки при помощи ручного расчета "прикидочного" на листике бумаги для узлов уберегут вас от грубых ошибок. Я бы моделировал только несущий остов конструкции, а навесные панели и покрытие кровли прикладывал как нагрузки... нужно разделять где конструкция, а где элементы не придающие жесткость (просто вес).

[Mak]

Offtop: Завтра с работы выложу несколько своих расчетов...

[Ильнур]

Сообщение от arturice Все приходит с опытом и возможностями Нужно учитывать, что строительную механику никто не отменял и здравый смысл должен быть всегда...

Так-то неотмененность строймеха учитываем
Не понял логической связи между сказанными на п.49 и на п.50.

[arturice]

Сообщение от Ильнур Так-то неотмененность строймеха учитываем Не понял логической связи между сказанными на п.49 и на п.50.

Связь - логическая... все программы построены на методе перемещений, который реализуется методом конечных элементов. Первая производная от функции перемещения по времени - скорость, вторая - ускорение, вот и получаем задачи механики для расчетных схем. Узлы и наложение связей - понятия чисто строительной механики, жесткостные параметры сечений - сопромат. Все полученные усилия в стержневых элементах получаем для упругих нитей, а подбор сечений осуществляем по усилиям. Если всмотреться в расчетную схему в ДБН В.1.1-12:2006 Будівництво в сейсмічних районах - Украина - она состоит из сосредоточенных масс в рамных узлах расчетной схемы, кроме этого есть пример - решение задач строительной механики при помощи програмных комплексов, и если мы возьмем и посчитаем жестко защемленную п-образную раму методом перемещений на динамические воздействия как не "странно" там будет система из трех уравнений с тремя неизвестными параметрами метода перемещений, а в программе если зададимся теми же параметрами получим идентичный результат с такими же усилиями, но гораздо быстрее. Связь как я вижу - прямая, программа выдает не картинки, а усилия по расчету.

[Ильнур]

Сообщение от arturice Связь - логическая... все программы построены на методе перемещений, который реализуется методом конечных элементов. Первая производная от функции перемещения по времени - скорость, вторая - ускорение, вот и получаем задачи механики для расчетных схем. Узлы и наложение связей - понятия чисто строительной механики, жесткостные параметры сечений - сопромат. Все полученные усилия в стержневых элементах получаем для упругих нитей, а подбор сечений осуществляем по усилиям..

Это Вы кому рассказываете? Вернее, с какой целью? Вы что ли преподаватель и по привычке?

Сообщение от arturice Если всмотреться в расчетную схему в ДБН В.1.1-12:2006 Будівництво в сейсмічних районах - Украина .

Ну да, ну да, национальная украинская механика. Вы видимо в раж вошли

Сообщение от arturice ... Связь как я вижу - прямая, программа выдает не картинки, а усилия по расчету...

Связи - никакой: я сказал вот это:

В принципе лучше считать в программе, лучше подходящей для задачи. И еще лучще, если программа в доску своя.

Тут ни слова о форме выдачи.
Программа естественно выполняет свою основную расчетную задачу, она же не фотошоп, чтобы картинки выдавать. Тем не менее, усилия, схемы, загружения и прочая она может выдавать в виде КАРТИНОК. Вы конечно можете и в виде текста читать....
Я короче Вас ни разу не понял.

[Mak]

Вот мой пример расчета

[arturice]

Сообщение от Ильнур Это Вы кому рассказываете? Вернее, с какой целью? Вы что ли преподаватель и по привычке? Цитата: Cообщение от arturice Если всмотреться в расчетную схему в ДБН В.1.1-12:2006 Будівництво в сейсмічних районах - Украина . Ну да, ну да, национальная украинская механика. Вы видимо в раж вошли

Тут ни слова о форме выдачи.

Дело не в форме выдачи, а в понимании, что выдает программа.
Эти положения есть в нормах беларусии и росии, и в нормах казахстана тоже.... нормативы казахстана вышли раньше украинских и в принципе все основано на старом добром СТРОИТЕЛЬСТВО В СЕЙСМИЧЕСКИХ РАЙОНАХ СНиП II-7-81, а все это начал еще в 1906 году Омори (япония) так, что сказать про национальную "украинскую" я точно не могу...
На счет проеподаватель... есть такое.... а в целом все равно какая программа, главное понимание основ! на чем программа построена и как с ней работать, будь то электрические поля или тепловые, используете вы ANSYS, Elcut, Lira, Scad, BASE, или что-то другое, основа одна - математика, и если вы не в курсе чем отличается момент силы от работы (и то и другое как не странно измеряется в джоулях или кНм и имеет вектор), и что все основано на механике. Если вы хотите я могу вам задать задачку по механике и вы убедитесь в правильности сказанного

[mahaon49]

- как получить нагрузки на фундаменты
(я беру максимальную по модулю нагрузку из таблицы "РСУ стержни")

нагрузку на фундаменты считается в лире как "нагрузка на фрагмент", лира выдает все усилия M, Q, N.

[arturice]

По модели:
1. Коэффициенты сочетаний и преобразований масс (постоянная, длительная, кратковременная): 0,9; 0,8; 0,5.
2. Ветровая нагрузка по оси X и Y - это два совсем разных загружения.
3. Загружения должны идти по порядку: Постоянные, длительные, кратковременные, сейсмические.
4. Сейсмических загружений тоже должно быть два по X и по Y.
5. Нужно учитывать грунт и моделировать фундамент, задавать ростверки и сваи, так как динамика теряет смысл при жестком защемлении концов колонн, результаты будут отличаться в разы по моделям с фундаментом и жесткой заделкой колонн. Сваи можно моделировать 51 элементом предварительно посчитав осадку сваи по СНиП Основания и фундаменты или в програмках сателитах SCAD или Lira.
6. Конструкция фермы. Я не уверен. что вам будет удобно делать узел фермы с опорным раскосом, как по мне я бы сделал жесткий ужел приварив нижний и верхний пояса фермы к стойке узел закрепления в двух точках на одной стойке (изменил конструкцию), тогда узел можно считать жестким. Слишком большое количество шарниров в расчетной схеме. Прогоны можно посчитать отдельно как шарнирно опертые балки, создать отдельный файлик расчета, для эксперимента посчитайте схемку с наименьшим количеством шарниров и сравните усилия возникающие в основаниях колонн, они могут быть больше.
7. Посчитайте РСН (задайте пользовательские) коэффициенты сочетаний возьмите из СНиП нагрузки и воздействия 0,9; 0,8; 0,5. И сформируйте сочетания 1-е постоянное, 2-е постоянное + длительное, 3-е постоянное + длительное+ кратковременное, 4-е пост.+длит.+сейсмич. и т.д.... Почитайте про расчетные сочетания и проанализируйте их.
Нужно учитывать знакопеременность нагрузок и задавать РСН как сочетания со знаком "+" и"-"
8. В торцах конструкции нету ферм... я бы сделал там тоже фермы, так как жесткость торцов при динамике играет важную роль.

[Нитонисе]

Повторю вопрос по расчету каркаса, а то он как-то затерялся.
Один пролет, длинное здание. Смоделирована поперечная рама (колонны жестко заделаны, ригеля шарнирно опираются), размножена и соединена кровельнымии прогонами, которые шарнирно опираются на ригеля. Прикладываем ветер по длинной стороне и видим, что изгибающие момент в колоннах уменьшаются от торцов к середине. Так и должно быть или моменты должны быть одинаковые? Это кровельные прогоны включаются в работу?

[Mak]

Сделано по серии молодечно, кровельные прогоны работают как распорки...

[Ильнур]

Сообщение от arturice ...если вы не в курсе чем отличается момент силы от работы ...

Я теперь окончательно не понял, почему Вы думаете, что я, Ильнур, "не в курсе" элементарных вещей? Был повод? Где?

изгибающие момент в колоннах уменьшаются от торцов к середине

Возможно, Вы не отцепили прогоны по повороту вокруг вертик. оси на опоре.

[Нитонисе]

Сообщение от Ильнур Возможно, Вы не отцепили прогоны по повороту вокруг вертик. оси на опоре.

Да, так и есть.

[IBZ]

Сообщение от Нитонисе Да, так и есть.

Ну не поленитесь, посчитайте теперь плоскую раму. И расскажите об отличиях во внутренних усилиях .

Сообщение от IBZ Ну не поленитесь, посчитайте теперь плоскую раму. И расскажите об отличиях во внутренних усилиях .

А Вы можете как эксперт прокомментировать расчетные схемы из поста №41 (пусть даже представлены они чисто визуально). Например, реально ли без учета последовательности монтажа и конструктивной нелинейности получить правильные усилия в таких перегруженных элементами схемах? Не потеряется ли точность решения из-за обилия столь разных по жесткостям элементов?

[РастОК]

Скажите, а вы считаете металлический каркас пром.здания на температурные воздействия?

[Ильнур]

Сообщение от РастОК Скажите, а вы считаете металлический каркас пром.здания на температурные воздействия?

Я например практически нет.
Было несколько случаев, когда нужно было проанализировать взаимовлияние двух каркасов (в одном объеме), и еще как-то нужно было определить перемещение для какого-то узла стыка.

[valenok@yandex.ru]

Сообщение от arturice 4. Сейсмических загружений тоже должно быть два по X и по Y.

А по оси Z? (при расположении эпицентра вблизи сооружения) или такой вариант не учитываем?

[РастОК]

Ну а если реально, каркас пусть даже простого склада, но протяжённостью 70 метров то температурные нагрузки выходят одними из основных.

[Нитонисе]

Сообщение от IBZ Ну не поленитесь, посчитайте теперь плоскую раму. И расскажите об отличиях во внутренних усилиях

Так тут дело было не в плоской раме. Просто прогоны включил работу. Сейчас по замечанию Ильнура выключил шарнирами вокруг вертикальной оси и моменты стали такие как надо - по средним колоннам все одинаковые, по крайним - вдвое меньше.

[РастОК]

Сообщение от Нитонисе выключил шарнирами вокруг вертикальной оси

Вокруг Y и Z?

[IBZ]

Сообщение от Ал-й А Вы можете как эксперт прокомментировать расчетные схемы из поста №41 (пусть даже представлены они чисто визуально). Например, реально ли без учета последовательности монтажа и конструктивной нелинейности получить правильные усилия в таких перегруженных элементами схемах? Не потеряется ли точность решения из-за обилия столь разных по жесткостям элементов?

Коментировать картинки - дело практически бесполезное. Кроме того только 1-я и 3-я схема в металле, по остальным я просто дилетант. Однако могу предположить, что простанственная схема здесь при отсутствии сейсмики или при ее наличии и равномерном расположении масс и при осутствии схемы РПК (развитой пространственный каркас) излишня.

Могу сказать только следующее. Любая расчетная схема вносит погрешности по сравнению с реальной работой конструкции. Студенты и, зачастую, преподаватели часто полагают, что чем больше факторов учтено, тем точнее. Учел пространственную работу - уточнил, учел фундаменты с грунтами - совсем точно. Только вот погрешности вносимые в такие расчеты зачастую намного перебарывают уточнения. Учли жесткий диск - не учли податливости узлов, учли грунт - а какая точность определения его свойств и состоянием под каждым фундаментом , сваю нарисовали - ну ладно, молчу...
В зависимости от вида конструкций и воздействий на нее приходится, увы, каждый раз оценивать вносимые расчетными схемами погрешности в ту или другую сторону и принимать те или иные решения. Собственно в этом и заключается умение/квалификация профессионольного расчетчика.

Общий же принцип таков: выбирать простейшую адекватную схему из всех возможных. Ну, по крайней мере, я так считаю.

А как эксперт скажу: я приму пространственную схему "сарая" (не имею права не принять ), но заверну схему консольного стержня при расчете вытяжной башни (а ведь раньше именно так и считали! и стоит до сих пор!).

TO Нитонисе " А если разницы не видно, зачем платить больше ?"

[Нитонисе]

Сообщение от РастОК Вокруг Y и Z?

Да. До этого был только вокруг Y.

IBZ, спасибо за комментарий. Я тоже сторонник максимально простых схем, особенно после того, как накосячил пару раз в сложных пространственных после института.... Помнится в арочном ангаре у меня ригели торцевого фахверка как затяжки сработали, восприняв на себя большую часть распора - хорошо, что главспец вовремя вставил мне =) Но с тех пор пространственные схемы, особенно перегруженные, включившие в себя и фахверк и прогоны, и т.п. - у меня ассоциируются с бардаком. А при проектировании - это (для сложных схем) - вообще мазохизм - в тех случаях, когда вдруг возникает необходимость срочно внести изменение в проект (жаль пока не владею параметрическим моделированием)... Теперь у меня пространственная схема идет в ход лишь после того, как все подобрано на плоских схемах - для проверки, а так-же оценки сложных воздействий типа сейсмики. Кстати, для крановых зданий можно снизить нагрузку в плоской схеме, учтя коэффициент пространственной работы здания, про который есть и в Белене (для КМ) и в Байкове (для КЖ) - это для тех, кто хочет поэкономить...

[IBZ]

Сообщение от Ал-й Кстати, для крановых зданий можно снизить нагрузку в плоской схеме, учтя коэффициент пространственной работы здания, про который есть и в Белене (для КМ) и в Байкове (для КЖ) - это для тех, кто хочет поэкономить...

Пример у Белени предполагает наличие жесткого диска покрытия. При легкой кровле все это проблематично - чаще всего такой диск приходится организовывать. Дело в том, что связи по покрытию подобранные по предельной гибкоcти Я=200 достаточно податливы и диск из них - так, пшик. Профнастил нужно считать, заводская сэдвич-панель уж совсем на роль диска не подходит. Когда подводят "дебет-кредит", оказывается, что проще чуть увеличить колонну...

[arturice]

Для автора темы: При просмотре 1-й формы колебаний в 5-м сейсмическом загружении перемещение верха центральных колонн по X равно 1 метр! (1000 мм) по Y 43 мм, нужно смотреть именно форму колебаний, а не стоящую после расчета форму перемещений. Перекос в пределах этажа при высоте здания 5м составит(корень квадратный из суммы квадратов разницы перемещений верха и низа колонны по X и Y деленный на высоту этажа=перекос) 1/5=0,2 а должен быть 1/150=0,007..... появился повод для размышления и это первый вопрос у экспертизы, а какие перекосы вашей конструкции при сейсмике. Сумма модельных масс набрала всего 40% (нужно смотреть таблицу частот колебаний в таблицах лиры) должно быть 85% модальных масс, т.е. 85% масс конструкции должно участвовать в колебании..
Нужно увеличивать число форм колебаний до тех пор пока конструкция не наберет 85% модальных масс.

[engineer+]

Сообщение от arturice При просмотре 1-й формы колебаний в 5-м сейсмическом загружении перемещение верха центральных колонн по X равно 1 метр! (1000 мм) по Y 43 мм, нужно смотреть именно форму колебаний, а не стоящую после расчета форму перемещений.

Аут

[Mak]

Спасибо ! А есть какие нибудь пособия, применительно к лире/скаду, для расчета сейсмики?

[IBZ]

Сообщение от arturice Для автора темы: При просмотре 1-й формы колебаний в 5-м сейсмическом загружении перемещение верха центральных колонн по X равно 1 метр! (1000 мм) по Y 43 мм, нужно смотреть именно форму колебаний, а не стоящую после расчета форму перемещений. Перекос в пределах этажа при высоте здания 5м составит(корень квадратный из суммы квадратов разницы перемещений верха и низа колонны по X и Y деленный на высоту этажа=перекос) 1/5=0,2 а должен быть 1/150=0,007..... появился повод для размышления и это первый вопрос у экспертизы, а какие перекосы вашей конструкции при сейсмике. Сумма модельных масс набрала всего 40% (нужно смотреть таблицу частот колебаний в таблицах лиры) должно быть 85% модальных масс, т.е. 85% масс конструкции должно участвовать в колебании.. Нужно увеличивать число форм колебаний до тех пор пока конструкция не наберет 85% модальных масс.

Про 1000 говорить не буду - неужели в справке не написано - не верю!
А вот требование 85% модальных масс (а что это? ) нет ни в какой нормативной литературе. ЛИРА, наверное, ей спасибо, предупреждает вас о некой несообразности расчета. Но в принципе это не криминал если: проанализированы периоды колебаний, их формы, значение инерционных сил и прочие. Не умеете анализировать, тогда для вас 95% модальных масс (когда расскажут что сие есть)

Да, про 1000 мм смешно =) Надо для интереса обратную задачу посчитать - приложить к концу колонны перемещение в 1 м и определить усилие... интересно, что за сила нужна, чтобы изогнуть стальную колонну на метр?
з.ы. Автору схему совет - сделать РСН с особым сочетанием и получить более достоверные перемещения.

[IBZ]

Сообщение от Ал-й Да, про 1000 мм смешно =) Надо для интереса обратную задачу посчитать - приложить к концу колонны перемещение в 1 м и определить усилие... интересно, что за сила нужна, чтобы изогнуть стальную колонну на метр? з.ы. Автору схему совет - сделать РСН с особым сочетанием и получить более достоверные перемещения.

Э-э-э, я имел ввиду, вообще-то, что человек смотрит в формы колебаний и делает неверные выводы ... Но пусть приложит минимальные усилия и разберется сам

Обидно, что совет так сделать дали на форуме...
в том смысле, что смотреть надо формы колебаний

[st2008]

Сообщение от arturice Для автора темы: При просмотре 1-й формы колебаний в 5-м сейсмическом загружении перемещение верха центральных колонн по X равно 1 метр! (1000 мм) по Y 43 мм, нужно смотреть именно форму колебаний, а не стоящую после расчета форму перемещений.

Ну зачем человека в заблуждение вводить! Ну где вы там увидели метр!?
ПРЕМЕЩЕНИЕ ПО ПЕРВОЙ ФОРМЕ КОЛЕБАНИЯ СОСТАВЛЯЮТ 6,29 мм. То, что вы смотрите - это безразмерные величины!

Вот вот

[arturice]

Сообщение от IBZ Про 1000 говорить не буду - неужели в справке не написано - не верю! А вот требование 85% модальных масс (а что это? ) нет ни в какой нормативной литературе. ЛИРА, наверное, ей спасибо, предупреждает вас о некой несообразности расчета. Но в принципе это не криминал если: проанализированы периоды колебаний, их формы, значение инерционных сил и прочие. Не умеете анализировать, тогда для вас 95% модальных масс (когда расскажут что сие есть)

Есть требования в ДБН и СНиП по сейсмике в разделе модальный анализ расчета конструкции, если вы знакомы с работой экспертизы по сейсмике, то это прямое требование, так как если конструкция не жесткая, то она не наберет 85% сумму модальных масс при колебаниях В модальном анализе есть и раздел о перемещениях узлов расчетной схемы (если вы не в курсе) и перемещения смотрят в формах колебаний, которые набрали максимальный процент модальных масс по формам колебаний, есть понятие максимальный вклад модальных масс одной формы колебаний и сумма модальных масс. В представленной автором расчетной схеме - в первой форме колебаний схема сразу же набрала 40% модальных масс и последующие формы дали очень маленький вклад в общую картину. Внимательней нужно читать нормативную документацию, так как требования есть и экспертиза их знает.
для IBZ - из ДБН по сейсмике, то же есть и в СНиП: Число учитываемых форм собственных колебаний здания при определении сейсмических нагрузок необходимо принимать из условия, чтобы сумма модальных масс была не менее 85% полной суммы модальных масс при колебаниях здания в горизонтальном направлении и не менее 75% этой суммы при колебаниях в вертикальном направлении.
для st2008

Ну зачем человека в заблуждение вводить! Ну где вы там увидели метр!? ПРЕМЕЩЕНИЕ ПО ПЕРВОЙ ФОРМЕ КОЛЕБАНИЯ СОСТАВЛЯЮТ 6,29 мм. То, что вы смотрите - это безразмерные величины!

Вы наверное смотрели вкладку форм перемещений, а не форм колебаний, там значения 6,29 мм - это от масс учитываемых при сейсмике - это статика!!!!! а формы колебаний - это динамика, переключите вкладку и посмотрите внимательно и значения перемещений в миллиметрах!!!! что в одном, что в другом случае и они при сейсмическом воздействии по Х при колебаниях сооружения равны 1 метр, так как схема очень гибкая.

[st2008]

Сообщение от arturice для IBZ - из ДБН по сейсмике, то же есть и в СНиП: Число учитываемых форм собственных колебаний здания при определении сейсмических нагрузок необходимо принимать из условия, чтобы сумма модальных масс была не менее 85% полной суммы модальных масс при колебаниях здания в горизонтальном направлении и не менее 75% этой суммы при колебаниях в вертикальном направлении.

СТРОИТЕЛЬСТВО В СЕЙСМИЧЕСКИХ РАЙОНАХ СНиП II-7-81*
Найдите хоть одно слово в тексте - "модальных"

[IBZ]

Сообщение от arturice для IBZ - из ДБН по сейсмике, то же есть и в СНиП: Число учитываемых форм собственных колебаний здания при определении сейсмических нагрузок необходимо принимать из условия, чтобы сумма модальных масс была не менее 85% полной суммы модальных масс при колебаниях здания в горизонтальном направлении и не менее 75% этой суммы при колебаниях в вертикальном направлении.

Ссылку на действующий в России СНиП , пожалуйста.

[engineer+]

Только что посмотрел - у меня в любой схеме в динамическом загружении при просмотре форм колебаний какие-либо перемещения обязательно равны 1000.
Подскажите, что я делаю не так???

[st2008]

Сообщение от arturice Вы наверное смотрели вкладку форм перемещений, а не форм колебаний, там значения 6,29 мм - это от масс учитываемых при сейсмике - это статика!!!!! а формы колебаний - это динамика, переключите вкладку и посмотрите внимательно и значения перемещений в миллиметрах!!!! что в одном, что в другом случае и они при сейсмическом воздействии по Х при колебаниях сооружения равны 1 метр, так как схема очень гибкая.

Не занимайтесь троллингом!

[IBZ]

Сообщение от engineer+ Только что посмотрел - у меня в любой схеме в динамическом загружении при просмотре форм колебаний перемещения равны 1000. Подскажите, что я делаю не так???

Здесь на форуме уже звучало: "и что характерно - всегда равно 1000". Кажется это от СергейД. Если ошибся - мои извинения.

[engineer+]

Спасибо, доктор! Вы мне очень помогли!

Сообщение от arturice Вы наверное смотрели вкладку форм перемещений, а не форм колебаний, там значения 6,29 мм - это от масс учитываемых при сейсмике - это статика!!!!! а формы колебаний - это динамика, переключите вкладку и посмотрите внимательно и значения перемещений в миллиметрах!!!! что в одном, что в другом случае и они при сейсмическом воздействии по Х при колебаниях сооружения равны 1 метр, так как схема очень гибкая.

Вот тут Вы неосмотрительно даете повод всем поучить вас лировскому интерфейсу и в принципе динамике...
з.ы. А покажите схему, у которой не будит в формах колебаний значения в 1000 мм...

[vanAvera]

Ладно вам, затравили человека.
Offtop: Это камень в огород лировцев - момент неочевидный. Им надо было возле каждого термина, которого нет в нормах или который не общепринят, написать рекламу: "а что это такое вы узнаете на наших курсах!"

[Нитонисе]

Сообщение от IBZ TO Нитонисе " А если разницы не видно, зачем платить больше ?"

Так да. Я не спорю. Нет смысла строить пространственную схему, если распределение усилий в ней можно проанализировать по плоской задаче.

[Mahno]

Сообщение от st2008 Ну зачем человека в заблуждение вводить! Ну где вы там увидели метр!? ПРЕМЕЩЕНИЕ ПО ПЕРВОЙ ФОРМЕ КОЛЕБАНИЯ СОСТАВЛЯЮТ 6,29 мм. То, что вы смотрите - это безразмерные величины!

как говорится "абсолютно в дырочку" . Товарищ просто не туда посмотрел

[IBZ]

Сообщение от Нитонисе Так да. Я не спорю. Нет смысла строить пространственную схему, если распределение усилий в ней можно проанализировать по плоской задаче.

Знаете, на экспертизе я так и говорю: не нужны мне ваши, господа, цветные картинки, где ничего не понять (практически любая пространственная расчетная схема); а сделайте-ка вы плоское сечение ( расчетная рама), покажите как ее загрузили, приведите нумерацию стержней/узлов, таблицу РСУ/РСН, и подбор сечений. Без такой информации пространственные схемы (даже "сараев") оценить по существу весьма затруднительно , Ввиду невозможности распознания исходных ...

P.S. Естественно, это очень утрированно и не может быть распространено на все случаи жизни

[arturice]

Сообщение от Ал-й Вот тут Вы неосмотрительно даете повод всем поучить вас лировскому интерфейсу и в принципе динамике... з.ы. А покажите схему, у которой не будит в формах колебаний значения в 1000 мм...

Я понимаю если бы у него в расчете было амплитудное значение перемещения узла пересечения связей по колоннам из плоскости колонн давало максимум, но для колонн - это уж слишком много...

IBZ Ссылку на действующий в России СНиП , пожалуйста.

Вы правы в российских нормах оговариваются только параметры для гидротехнических сооружений в п. 5.21 СНиП II-7-81* на странице 24, пункт про 85% есть только в нормах ДБН В.1.1-12:2006 на странице 16 - эти параметры нужны для определения усилий в расчетных схемах. Других источников на руках сейчас нет, но украинские были передраны с казахских норм))

В той картинке, что Вы скинули - перемещения по Y, а по X или по z - наверняка та самая 1000 мм =)
Каким образом суммировать формы колебаний - тоже не так все просто и сразу, поэтому даже если есть некое большое и правильно посчитанное перемещение по некой форме - еще не факт, что здание не проходит.
И вообще, зачастую не по х и у получаются наибольшие усилия и перемещения (не от сейсмики по x и по y).
А что касается суммы модальных масс - то лично я лишь встречал рекомендации для высотных домов... А набрать достаточное с точки зрения логики количество масс не сложно - достаточно повыкидывать из схемы второстепенные элементы, которые как правило и портят картину, отправляя привычные продольную, поперечную и вращательную форму колебаний в n-й десяток по списку...

[arturice]

Я согласен, что схема может обладать свободными консольными стержнями, которые будут колебаться отдельно от основной конструкции или если случайно не совпадут при сшивке узлы и будет не закрепленный элемент Иногда максимальные усилия мы получим не в первых 10 формах колебаний, и это может сильно повлиять на результат, так как мы не получим фактических усилий картинки со схемой прилагаю... ни по Z ни по Y ни по Х значений 1000 нет... и все из-за отсутствия жесткости у схемы...

А ну да, либо не жесткое основание... Вот Вы говорите, что правильно сейсмику считать при фактической жесткости грунта, а есть мнение, что сеймические силы необходимо посчитать при жестком закреплении (как раз появится искомая 1000 мм), а уже их приложить к схеме с учетом грунтового основания и определять усилия... Либо на крайний случай значительно увеличить жесткость грунта...

[arturice]

Возможно вы правы, что максимальное амплитудное значение, которое принято 1000 и появится только при жестком защемлении. В принципе все усилия определяются по формам перемещений.

[Speis]

Разложите профнастил так чтоб практически свести на нет перераспределение нагрузки.

[engineer+]

Сообщение от arturice ... ни по Z ни по Y ни по Х значений 1000 нет...

Значит смотрите повороты (Ux, Uy, Uz)
Offtop: Вы видите суслика? Нет? А он ЕСТЬ!!! (с)

[IBZ]

Сообщение от arturice Возможно вы правы, что максимальное амплитудное значение, которое принято 1000 и появится только при жестком защемлении. В принципе все усилия определяются по формам перемещений.

"Магическая" цифирь 1000 появляется всегда, потому что это ни что иной как максимальная относительная амплитуда по той или иной форме колебаний, а не реальные перемещения. На кой она нужна? Ну, наверное, просто чтобы анимация колебаний была более наглядной. Ведь при показе реальных отклонений мы бы видели некое непонятное дрожание.

[arturice]

Сообщение от IBZ "Магическая" цифирь 1000 появляется всегда, потому что это ни что иной как максимальная относительная амплитуда по той или иной форме колебаний, а не реальные перемещения. На кой она нужна? Ну, наверное, просто чтобы анимация колебаний была более наглядной. Ведь при показе реальных отклонений мы бы видели некое непонятное дрожание.

В лире есть коэффициент увеличения или уменьшения графического отображения перемещений. Я не думаю, что размерность 1000 связанна именно с этим. Значит вводит слово амплитудное значение это бред, ведь перемещение X=A*Sin(wt+f)? если А это максимальная относительная амплитуда колебания? а Х - смещение, то в каких единицах она измеряется? Смотрел везде, где только мог, но о величинах размерностей нет ни слова Немного не складно получается название лиры с названиями в нормах, ведь там есть слова о вычислении усилий по формам колебаний, фактически инерционные массы и усилия в лире мы можем посмотреть во вкладке форма перемещений, во вкладке форма колебаний ативно только диалоговое окно перемещения, это наводит на вопрос - зачем? И что тогда означает понятие перемещений в данном случае, может 1000 - это размерность "удивительных" графических единиц непонятно чего? И зачем нам на них смотреть с точки зрения идеи, если у нас и так есть перемещения?
У кого какие мнения для чего нужно это понятие и в каких "удивительных енотах" единицах относительно чего оно измеряется...???

[IBZ]

Сообщение от arturice У кого какие мнения для чего нужно это понятие и в каких "удивительных енотах" единицах относительно чего оно измеряется...???

Относительная величина - суть безразмерная. Поэтому ниакой размерности и не удается обнаружить А идет это все еще от ручных расчетов. Посмотрите картинки на странице 190 "Руководства по расчету зданий и сооружений на действие ветра" - ничего Вам не напоминает ?

[Vavan Metallist]

Заинтересовали меня утверждения IBZ по поводу коєфициентов неразрезности настила при расчете прогонов.
Схема в ЛИРЕ (9.4 R8)
Пролет прогонов 6м, шаг 2м. Прогоны - двутавр 18Б1, "Настил" - двутавр 10Б1.
Рис.1 - нагрузки
Рис.2 - моменты в неразрезном "настиле"
Рис.3 - моменты в разрезном "настиле"
Рис.4 - моменты в прогонах при неразрезном "настиле"
Рис.5 - моменты в прогонах при разрезном "настиле"
25.561/24.024=1.043 - это получился коэфициент неразрезности для прогонов.
Выводы:
1) таким коэфициентом по моему вполне можно пренебречь. Правда надо еще попробовать 2,3 и 4 пролетные схемы для полной ясности.
2) настил подбирать как для однопролетной схемы, если его жесткость не на много порядков меньше жескости прогонов. Хотя в принципе по моей схеме моменты в неразрезном "настиле" где то 1.8, а не 2, тоесть меньше (просто по цветной шкале не видно).

[arturice]

Сообщение от IBZ Относительная величина - суть безразмерная. Поэтому ниакой размерности и не удается обнаружить А идет это все еще от ручных расчетов. Посмотрите картинки на странице 190 "Руководства по расчету зданий и сооружений на действие ветра" - ничего Вам не напоминает ?

Напоминает, только картинка из Руководства по расчету зданий и сооружений на действие ветра вводит на с в заблуждение, так как максимальная амплитуда колебания стержня не будет одинакова для трех форм колебаний, если рассматривать их для сравнения.

Мы пользуемся для определения вида форм колебаний по спектральной теории, теорией М. Био, в предположении, что характер деформирования нам заранее известен, и для консольного стержня максимальная амплитуда перемещения будет в первой (основной) форме колебаний, что характерно видно в книге "Математические методы в инженерном деле" на стр. 253.

[st2008]

Сообщение от arturice И зачем нам на них смотреть с точки зрения идеи, если у нас и так есть перемещения? У кого какие мнения для чего нужно это понятие и в каких "удивительных енотах" единицах относительно чего оно измеряется...???

Это кнопочка нужна для того, чтобы не просто смотреть, а проводить модальный анализ! Видеть собственные формы колебаний сооружения!

[arturice]

Сообщение от st2008 Это кнопочка нужна для того, чтобы не просто смотреть, а проводить модальный анализ! Видеть собственные формы колебаний сооружения!

Я не про вкладку Форм колебаний или перемещений, а про назначение активной кнопки перемещение узлов во вкладке формы колебаний?
Для модального анализа есть таблицы частот и периодов в таблицах лиры. Формы колебаний и перемещений одинаковы по характеру деформирования конструкции, отличает только то, что анимацию можно посмотреть во вкладке формы колебаний.

[IBZ]

Сообщение от arturice Напоминает, только картинка из Руководства по расчету зданий и сооружений на действие ветра вводит на с в заблуждение, так как максимальная амплитуда колебания стержня не будет одинакова для трех форм колебаний, если рассматривать их для сравнения.

Меня не вводит в заблуждение, так я считал по молодости башни вручную и знаю что относительность распостраняется только на одну рассматриваемую форму колебаний. 1 для первой формы колебаний соответствует, своему реальному максимальному перемещению от единичной нагрузки (для картинок в руководстве), 1 для второй формы - своему и т.д. Иными словами за 1, 1000, 100000, принимается максимальное перемещение для рассматриваемой формы, а все остальные получаются переводным коэффициентом k=1(1000)*Ux/Uмах, где Ux перемещение рассматриваемой точки, а Umax - максимальное пермещение рассмаириваемой формы. Совокупность этих точек дает форму колебаний (изогнутую ось).

Vavan Metallist, расчетный файлик выложите, если в Скаде. Если в Лире, попробуйте в текстовом формате. Вечерком, гляну, если получится.

[arturice]

Сообщение от IBZ а все остальные получаются переводным коэффициентом k=1(1000)*Ux/Uмах, где Ux перемещение рассматриваемой точки, а Umax - максимальное пермещение рассмаириваемой формы.

если бы так, то максимумы были бы 1(1000)=Umax для первой формы, а разработчики "Руководства по расчету зданий и сооружений на действие ветра" сделали значение максимума равное 1(1000) и последующие значения 1(1000)/Ux, что подходит только для оценки одной формы колебаний и не подходит для сравнения различных форм, - эти значения теряют смысл для анализа. В Лире в этом смысле - все в порядке, 1000 будет иметь только основная форма колебаний.

[IBZ]

Сообщение от arturice если бы так, то максимумы были бы 1(1000)*Umax? а разработчики сделали значение максимума равное 1(1000) и последующие значения 1(1000)/Ux, что подходит только для оценки одной формы колебаний и не подходит для сравнения различных форм, - эти значения теряют смысл для анализа.

Не врубюаюсь, почему? Разве из приведенной мной зависимостьи это следует? При Ux=Umax A=1000*Ux/Umax=1000 По этому показателю формы между собой, разумеется, сравнивать детально низ-зя. Да что там - и одну форму количественно не оценить. Зато можно оценить принципиально правильно ли выглядит рассматриваемая форма. Если я вижу для вытяжной башни с приблизительно равномерным распределением масс 1-ю форму с изогнутой осью по нескольким волнам, то начинаю сразу искать ошибку . Этого вполне, на мой взгляд, достаточно, чтобы такая подача программой имела право на жизнь. Ну и анимация, опять же.

[Vavan Metallist]

Сообщение от IBZ Vavan Metallist, расчетный файлик выложите, если в Скаде. Если в Лире, попробуйте в текстовом формате. Вечерком, гляну, если получится.

Вот текст

[SergeyMetallist]

Сообщение от Vavan Metallist 25.561/24.024=1.043 - это получился коэфициент неразрезности для прогонов. Выводы: 1) таким коэфициентом по моему вполне можно пренебречь. Правда надо еще попробовать 2,3 и 4 пролетные схемы для полной ясности. .

Повышение нагрузки на нижележащие балки вследствии неразрезности вышележащих следует учитывать при двухпролетной схеме верхних балок. Тогда разница с разрезными составляет 15-20%. Для трех пролетов и более это не столь существенно.

[IBZ]

Вот только руки дошли глянуть - запарка, блин

Сообщение от Vavan Metallist Заинтересовали меня утверждения IBZ по поводу коєфициентов неразрезности настила при расчете прогонов. Схема в ЛИРЕ (9.4 R8) Пролет прогонов 6м, шаг 2м. Прогоны - двутавр 18Б1, "Настил" - двутавр 10Б1. 25.561/24.024=1.043 - это получился коэфициент неразрезности для прогонов.

1. Для элементов 16 (неразрезная схема) и 65 (схема с пррезными шарнирами) Скад выдал значения M16=2.604, M65=2.447 И коэффициент соответственно k=2.604/2.447=1.064.

2. Представленная схема учитывает совместную работу настила и прогона - часть момента берет на себя настил. Не то, чтобы этого нельзя было бы учесть, но:
- при такой схеме задание жесткостей должно быть абсолютно конкретно (для среднего настила жесткость в примере завышена где-то раза в 2;
- если уж учитывать совместную работу, то где учет фермы, колонны и неравномерной осадки фундаментов (я слабо представляю себе равномерную );
- при числе пролетов более 2-х и учете возможности незагруженности рядов пролетов временными нагрузками реакция/момент вырастут еще.

Сообщение от Vavan Metallist Выводы: 1) таким коэфициентом по моему вполне можно пренебречь. Правда надо еще попробовать 2,3 и 4 пролетные схемы для полной ясности. ).

Если у Вас сечение перегружено на 5%, Вы этим спокойно пренебрегаете? Экспертиза - нет.

Сообщение от Vavan Metallist 2) настил подбирать как для однопролетной схемы, если его жесткость не на много порядков меньше жескости прогонов. Хотя в принципе по моей схеме моменты в неразрезном "настиле" где то 1.8, а не 2, тоесть меньше (просто по цветной шкале не видно).

А вот это уже совсем не верно. Если посмотреть таблицу несущей способности настила (например, в томе 2 Горева), то выяснятся прелюбопытные вещи: зачастую несущая способность многопролетных схем ниже, чем однопролетной (там стоят толи буковки, толи звездочки, объясняющие этот момент). Дело, чаще всего, в устойчивости стенки над опорой (с учетом коэффициента неразрезности )

Выводы делайте каждый сам для себя, но мое мнение, что с учетом всех изложенных обстоятельств вполне разумно брать теоретические коэффициенты для числа пролетов больше 1. Такого же мнения предерживаются авторы старой Молодеченской серии (ЛенПСК советских времен). Совместную работу можно учесть, если уж совсем накосячили и этим можно хоть как-то что-то обосновать. Но это уже совсем "секретный резерв главного командования", после которого остается еще только один, уже самый последний, да и то не всегда

[Геннадий1147]

Позволю себе вмешаться в спор про коэффициенты неразрезности В архиве ручной расчет четырехпролетной неразрезной балки методом трех моментов. Прошу прощения за некоторую неряшливость, отсутствие пояснений и почерк - делал давно и для себя. А вишь ты - пригодилось на белые куски не обращайте внимания - вымарал ненужное.

[таи]

Сообщение от IBZ Но это уже совсем "секретный резерв главного командования", после которого остается еще только один, уже самый последний, да и то не всегда

Да фигня энтот коэффициент неразрезности -1.25.
Попробуйте не учесть скатность кровли при расчете прогонов и будет вам - "здрасте я Ваша тетя".
Offtop: (Я, IBZ, тут даю ссылку на Вашу ссылку на Д.В. Бычкова "Строительная механика тонкостенных стержневых конструкций" - Вы уж извините, что я Вас против Вас же.)

Пошли дальше про "секретность" - снеговая нагрузка может быть кратковременной и длительно действующей в зависимости от средней температуры января. У Вас,IBZ, она видимо - Offtop: лень на карту смотреть - берется как кратковременная, в остальных случаях уверен на 95% - никаких понижающих коэффициентов 0.5 большинство "расчетчиков" не вводит. А тут приличные запасы - коэффициент неразрезности потеряется только так - и с микроскопом не найдешь.
Далее при долговременной нагрузке возможен еще финт ушами - снижение снеговой нагрузки на 0.8 при определенной скатности кровли и скорости ветра в январе - что приблизительно при наличии легкой кровли "уравновесит" коэффициент неразрезности.
С Экспертами надо бороться до конца!

[SergeyMetallist]

Сообщение от IBZ 1. Для элементов 16 (неразрезная схема) и 65 (схема с пррезными шарнирами) Скад выдал значения M16=2.604, M65=2.447 И коэффициент соответственно k=2.604/2.447=1.064.

У меня Лира тоже выдала k = 1.064

[IBZ]

Сообщение от таи Да фигня энтот коэффициент неразрезности -1.25.

Начнем с того, что коэффициент неразрезности объективно существует, что показывает даже приведенный пример. Пока оставим за кадром его величину, хотя считаю, что и 6% требуют своего учета - ведь не игнорирум же мы коэффициент надежности по нагрузке для стальных конструкций k-1.05 .

Сообщение от таи Попробуйте не учесть скатность кровли при расчете прогонов и будет вам - "здрасте я Ваша тетя". Offtop: (Я, IBZ, тут даю ссылку на Вашу ссылку на Д.В. Бычкова "Строительная механика тонкостенных стержневых конструкций" - Вы уж извините, что я Вас против Вас же.)

Сей абзац мне непонятен, cовсем. Почему это я должен пробовать не учитывать скатность кровли ?. Да надо ее учитывать, причем с тем же коэффициентом неразрезности, поскольку она производная от вертикальной нагрузки. Не будем сейчас поднимать вопрос о расчетном пролете для вычисления момента из плоскости, а то погрязнем в спорах окончательно. Ну и где Бычков пртив меня?

Сообщение от таи Пошли дальше про "секретность" - снеговая нагрузка может быть кратковременной и длительно действующей в зависимости от средней температуры января. У Вас,IBZ, она видимо - Offtop: лень на карту смотреть - берется как кратковременная, в остальных случаях уверен на 95% - никаких понижающих коэффициентов 0.5 большинство "расчетчиков" не вводит. А тут приличные запасы - коэффициент неразрезности потеряется только так - и с микроскопом не найдешь.

Снова ничего не понятно... Снеговая нагрузка является кратковременной при любых температурах, а вот считаться временной длительной с пониженным значением может, действительно, не всегда. Для расчета по прочности металлоконструкций берется всегда кратковременная снеговая нагрузка. Для расчета же по деформативности принимается в зависимости от зимней температуры либо снег с коэффициентом 0.35 - нормативная длительно действующая (знаю, знаю как она правильно называется ), либо не берется вовсе. Если я поступаю строго по нормам, то никакого запаса опять же нет, а если считаю прогиб на полный снег, то получаю вердикат о неверном учете снеговой нагрузки, и как следствие - о необоснованном перерасходе металла. А вот загрузка пролетов снегом в "шахматном" порядке дает как раз-таки увеличение нагрузки на отдельные опоры, чего мы, как правило, не учитываем. Что, понятно, идет отнюдь не в запас.

Сообщение от таи Далее при долговременной нагрузке возможен еще финт ушами - снижение снеговой нагрузки на 0.8 при определенной скатности кровли и скорости ветра в январе - что приблизительно при наличии легкой кровли "уравновесит" коэффициент неразрезности.

Этот финт возможен, практически, только в "чистом поле". В населенных пунктах он реально не применим из за невозможности гарантий "непостройки" рядом закрывающих зданий или сооружений. Я вообще считаю, что из сопоставления условий отнесения местности к типу ветрового воздействия и требования к возможности учета сдувания снега тип ветровой местности В никак не совместим со сдуванием. И опять же учет/неучет сдувания никак не сказывается на коэффициенте неразрезности.

Если корректно учтены все снижающие факторы, а коэффициент неразрезности проигнорирован, то сечение вполне может не пройти. Впрочем, с тем же успехом может не хватить и всех сделанных запасов. Ну и кому это нужно гадать после "пройдет-не пройдет" и какой этот коэффициент будет в конкретном случае. Я сторонник принятия теоретических крэффициентов неразрезности для многопролетных балок (проседающие опорв тут ничего не дадут, так как не учтется совместная работа с настилом), а дапее все строго по СНиП.

Сообщение от таи С Экспертами надо бороться до конца!

Это верно, но почему-то на ум сразу пришло назнание одного из произведений Солженицына

P.S. А вообще по сути вопрос стоит так: что лучше, учесть в расчете лишних 3-5%% нагрузки или заведомо проигнорировать 5-20 %%. Лично для меня ответ очевиден .

[Нитонисе]

Сообщение от IBZ Если корректно учтены все снижающие факторы, а коэффициент неразрезности проигнорирован, то сечение вполне может не пройти.

По-моему таи имел ввиду что "корректно" 95% процентов расчетчиков не учитывают в частности кратковременность снеговой нагрузки. А стало быть карта эксперта - "А где коэффициент неразрезности 1.25?" - почти всегда может быть бита козырем - "Хорошо, только я не учитывал кратковременность снеговой, а теперь учел и профили остались те же!"))

[IBZ]

Сообщение от Нитонисе По-моему таи имел ввиду что "корректно" 95% процентов расчетчиков не учитывают в частности кратковременность снеговой нагрузки. А стало быть карта эксперта - "А где коэффициент неразрезности 1.25?" - почти всегда может быть бита козырем - "Хорошо, только я не учитывал кратковременность снеговой, а теперь учел и профили остались те же!"))

Поясните, что Вы понимаете под словосочетанием "корректнный учет кратковременности снеговой нагрузки".

А козырь в перфразе выглядит так: я все посчитал неправильно, но сечение случайно осталось без изменений. Ну и как эксперт после этого должен относится к такому "товарисчу" ?

[Нитонисе]

Сообщение от IBZ Поясните, что Вы понимаете под словосочетанием "корректнный учет кратковременности снеговой нагрузки".

Расчетчики принимают снег как длительнодействующую нагрузку, не пользуясь определением, что снег это кратковременная нагрузка с длительной частью 0.5. Во всяком случае лично я так и поступаю. По правде сказать я вообще не видел людей, которые учитывают снег как кратковременная нагрузка. В том числе среди местных экспертов.

Сообщение от IBZ А козырь в перфразе выглядит так: я все посчитал неправильно, но сечение случайно осталось без изменений. Ну и как эксперт после этого должен относится к такому "товарисчу" ?

Я думаю,что в проектировании "правильно" и "неправильно" нужно трактовать несколько иначе, чем это принято в общем. "Правильно" - это скорее надо понимать как "Надежно". А "Неправильно" - соответственно "Ненадежно". В этом смысле завышенные снеговые нагрузки и получившиеся соответственно сечения - это "Правильно" (пусть и не совсем грамотно). А вот если снег учтен так как надо и при этом что-то забыли учесть (например коэффициент неразрезности) и сечения не удовлетворяют расчету, вот это уже и "Неправильно" и неграмотно. Вы же даете оценку больше из теоретических соображений. Если придираться, то любой расчет будет "Неправильным", по той причине, что никто не соберет нагрузку точно. Не учтут вес гвоздей, сварных швов, подвешенных проводов и т.д.

[IBZ]

Сообщение от Нитонисе Расчетчики принимают снег как длительнодействующую нагрузку, не пользуясь определением, что снег это кратковременная нагрузка с длительной частью 0.5. Во всяком случае лично я так и поступаю. По правде сказать я вообще не видел людей, которые учитывают снег как кратковременная нагрузка. В том числе среди местных экспертов.

Видимо, я сегодня туго соображаю, ибо очередной раз ничего не понимаю. Приведите, пожалуста, числовой пример расчета прогона (можно без подбора сечений - только силовые факторы) "как считают расчетчики и эксперты". Ну пусть будет пример для 3-го снегового района, постоянную нагрузку вместе с прогонами возьмите, скажем, 60кг/м2, а шаг прогонов 3 (м).

Сообщение от Нитонисе Я думаю,что в проектировании "правильно" и "неправильно" нужно трактовать несколько иначе, чем это принято в общем. "Правильно" - это скорее надо понимать как "Надежно". А "Неправильно" - соответственно "Ненадежно". В этом смысле завышенные снеговые нагрузки и получившиеся соответственно сечения - это "Правильно" (пусть и не совсем грамотно). А вот если снег учтен так как надо и при этом что-то забыли учесть (например коэффициент неразрезности) и сечения не удовлетворяют расчету, вот это уже и "Неправильно" и неграмотно. Вы же даете оценку больше из теоретических соображений. Если придираться, то любой расчет будет "Неправильным", по той причине, что никто не соберет нагрузку точно. Не учтут вес гвоздей, сварных швов, подвешенных проводов и т.д.

Вообще-то экспертиза выполняется в интересах заказчика и за его деньги. Поэтому при назначении сечений должно быть соблюдено два принципа: необходимо и достаточно. Вряд ли Вам, как заказчику-инвестору понравится очень надежный каркас с двойным перерасходом металла, особенно если это "сарайчик" 192х300 метров. Вы готовы компенсировать разницу и заплатить штрафы? А доказать в суде (в лучшем случае) ничего не получится, потому как Вам укажут пункт СНиПа:

1.9. Элементы стальных конструкций должны иметь минимальные сечения, удовлетворяющие требованиям настоящих норм с учетом сортамента на прокат и трубы. В составных сечениях, устанавливаемых расчетом, недонапряжение не должно превышать 5%.

Спасает, обычно, только то, что заказчик и инвестор разные лица, и до последнего в реультате такая информация не доходит. Хотя бывают и исключения ....

[Нитонисе]

Сообщение от IBZ Приведите, пожалуста, числовой пример расчета прогона

Почитал СНиП по нагрузкам и немного запутался. Основное сочетание нагрузок - это постоянные плюс временные (кратковременные и длительные). Мне казалось, что кратковременные тут не фигурируют, или если фигурируют, то с понижающими коэффициентами. А так получается, что расчетная нагрузка будет равна постоянным плюс кратковременная снеговая, или 60+180. У меня тогда вопрос, а в каких случаях тогда используется длительная часть снеговой? Я этими вопросами обычно не озадачиваюсь и не делю временные нагрузки на длительные и кратковременные.

Сообщение от IBZ Вообще-то экспертиза выполняется в интересах заказчика и за его деньги. Поэтому при назначении сечений должно быть соблюдено два принципа: необходимо и достаточно.

Это идеальный случай. На практике это недостижимо, потому что многие проектировщики не обладают соответствующим уровнем знаний. Логика такая - "Наверняка я где-то что-то не учел, заложу свой коэффициент надежности". И это правильно в данном случае. Лучше перестраховаться, если не уверен.

[IBZ]

Сообщение от Нитонисе Почитал СНиП по нагрузкам и немного запутался. Основное сочетание нагрузок - это постоянные плюс временные (кратковременные и длительные). Мне казалось, что кратковременные тут не фигурируют, или если фигурируют, то с понижающими коэффициентами. А так получается, что расчетная нагрузка будет равна постоянным плюс кратковременная снеговая, или 60+180. У меня тогда вопрос, а в каких случаях тогда используется длительная часть снеговой? Я этими вопросами обычно не озадачиваюсь и не делю временные нагрузки на длительные и кратковременные.

Вот это уже другой разговор . Длительная часть (а точнее снеговая нагрузка в качестве длительной) используется для определения прогибов. Кроме того, чтобы перевести ее в нормативную используется коэффициент k=0.7. В результате получается, что снеговая нагрузка, используемая для оценки прогиба, составляет 0.5*0.7=0.35 от полной (кратковременной).

Сообщение от Нитонисе Это идеальный случай. На практике это недостижимо, потому что многие проектировщики не обладают соответствующим уровнем знаний. Логика такая - "Наверняка я где-то что-то не учел, заложу свой коэффициент надежности". И это правильно в данном случае. Лучше перестраховаться, если не уверен.

А здесь я категоричен: не умеешь (не знаешь) - учись или меняй профессию. Ну или не удивляйся потом и будь готов, что кто-то переделал как надо, а тебя "поставили на бабки"

[таи]

Сообщение от IBZ коэффициент неразрезности объективно существует

Никогда этого и не отрицал. Имел ввиду более важные параметры, упускаемые расчетчиками.

Сообщение от IBZ Почему это я должен пробовать не учитывать скатность кровли ?

Опять же мамой клянусь имел ввиду, не Вас - а вообще расчетчиков.
Кстати, - Вы как Эксперт - это видите в каждом случае расчета прогона скатной кровли?
Игорь Борисович, только честно - положа руку на сердце. Я Вам поверю.

Сообщение от IBZ Снеговая нагрузка является кратковременной при любых температурах, а вот считаться временной длительной с пониженным значением может, действительно, не всегда.

Здесь мы уже спорили много раз, но факт остается фактом - доказать что для объекта, который стоит на территории, имеющей температуру ниже средней по январю -5 градусов и может иметь кратковременную нагрузку в виде снега довольно сложно.
Ну выпал, он гад, в начале зимы и лежит, не тая всю зиму - а мы его как кратковременную.

Сообщение от IBZ Этот финт возможен, практически, только в "чистом поле".

Этот финт можно применить, когда больше финтить нечем-с – кстати, он достаточно четко оговорен СНиПом по вопросам применения .

Сообщение от IBZ Это верно, но почему-то на ум сразу пришло название одного из произведений Солженицына

Не похож мой случай на диссидентский - ShaggyDoC - определил его как люмпен-интеллигента с "проектантским" уклоном - польстил моему самолюбию.
[b]Нитонисе[b] правильно заметил основную "идею" моего сообщения - бороться за от 1,064 до 1,25, конечно, можно и нужно, если вы (в смысле все) владеете вообще каноном проектирования.
Offtop: Игорь Борисович, прошу прошения, но и в мыслях не было Вас как - то обидеть.

[Нитонисе]

Сообщение от IBZ А здесь я категоричен: не умеешь (не знаешь) - учись или меняй профессию.

Боюсь те кто останется не справятся с объемами работ)

[SergeyMetallist]

Сообщение от IBZ А здесь я категоричен: не умеешь (не знаешь) - учись или меняй профессию. Ну или не удивляйся потом и будь готов, что кто-то переделал как надо, а тебя "поставили на бабки"

Ну не соглашусь я с Вами тут. Просто у нас в стране помимо раличного рода НИИ и прочих серьезных структур, есть масса фирм где на плечи одного-двух расчетчиков со стажем работы 3-5 лет ложится непреподъемная тяжесть расчетов всего, что только можно (металл, ж/б, фундаменты, сложные грунтовые условия, сейсмика и т.д. и т.п.) А менять работу ой как не хочется, если и условия неплохие и перспективы хорошие. Вот и приходится крутится как можешь. Учишься так сказать в процессе проектирования и на собственном опыте. И далеко не факт, что влет все учтешь и до всего дойдешь. Так что, ИМХО, коэффициент спокойного сна - штука необходимая. Он обратно пропорционален опыту и уровню знаний, т.е. с годами должен снижаться.
Скажу больше, даже если область Вашего проектирования узка, и Вам кажется, что все уже в ней изведано, в один прекрасный момент может всплыть нечто неожиданное и неприятное (неучтенное примечание СНипа, мелким шрифтом в конце таблицы, глюк в программе (Вашей или общественной), неприменимость используемой методики в каких-нибудь узких диапазонах (и как назло Вы в этот диапазон попадаете), ну или просто банальная ошибка при вычислениях). А вообще, век живи - век учись.

[таи]

Offtop:

Сообщение от Нитонисе Боюсь те кто останется не справятся с объемами работ)

Все гораздо проще - все будут до поры до времени при деле. Offtop: прошу "пардону", что влезаю на территорию IBZ .
Как говорил, Константин Шашкин, который-то ли навсегда покинул нас? - то ли услышь, Господи, мои молитвы - на время -
"Если бы все неправильно рассчитанные здания падали, то мы бы жили в развалинах ".

Есть еще такая штука, как автоматизация, кажется Елпанов тему поднимал – но его автоматизация проектного дела очень даже крутая, но даже «программами на коленке» можно увеличить чисто расчетную часть проектирования на порядок во времени.
Вообще это все уже обсуждалось умными головами на форуме – я с удовольствием читал-с - не без пользы.

[IBZ]

Сообщение от таи Кстати, - Вы как Эксперт - это видите в каждом случае расчета прогона скатной кровли? Игорь Борисович, только честно - положа руку на сердце. Я Вам поверю.

Положил руку на сердце и отвечаю как на духу: я их столько насчитал, что непосредственно расчет практически не смотрю - мне вполне достаточно просто видеть конечное сечение. Как правило, оно завышено на номер, а то и на два-три .

Сообщение от таи Здесь мы уже спорили много раз, но факт остается фактом - доказать что для объекта, который стоит на территории, имеющей температуру ниже средней по январю -5 градусов и может иметь кратковременную нагрузку в виде снега довольно сложно. Ну выпал, он гад, в начале зимы и лежит, не тая всю зиму - а мы его как кратковременную.

Сложно? Да ничуть! Открываем СНиП находим пункт 1.8*

К кратковременным нагрузкам следует относить:
....................................................................
д) снеговые нагрузки с полным расчетным значеним;

Все прочие рассуждения (в том числе и не лишенные логики) являются не больше чем нашими домыслами. Да и разницы для прогонов при расчете на прочность в большинстве случаев никакой, как поведал нам в посте 124 Нитонисе.

Сообщение от таи Этот финт можно применить, когда больше финтить нечем-с – кстати, он достаточно четко оговорен СНиПом по вопросам применения .

Для этого в условиях города нужно всего навсего добыть официальную справку, что поблизости ничего высокого строить не будут. Никогда .


P.S. А на ум мне при чтении Вашей фразы о борьбе с экспертизой почему-то сразу пришло Солженицинское название "Бодался теленок с дубом"

[Vavan Metallist]

Сообщение от IBZ Если у Вас сечение перегружено на 5%, Вы этим спокойно пренебрегаете? Экспертиза - нет.

Вот со всем согласен. А с этим нет. Точность подбора сечения 5% - это нонсенс. Да и очень сомневаюсь я, что использование вами названных коэфициентов дает большую точность, чем 5%.

Сообщение от IBZ Выводы делайте каждый сам для себя, но мое мнение, что с учетом всех изложенных обстоятельств вполне разумно брать теоретические коэффициенты для числа пролетов больше 1

Ну хорошо, я согласен. Где их брать? Ну в серии Молодечно вы сказали есть для профнастила. А если я сендвич панель кровельную использую? Или он одинаков, просто зависит от числа пролетов?

[IBZ]

Сообщение от Vavan Metallist Вот со всем согласен. А с этим нет. Точность подбора сечения 5% - это нонсенс. Да и очень сомневаюсь я, что использование вами названных коэфициентов дает большую точность, чем 5%.

Вы можете не соглашаться сколько угодно, но любое превышение установленных значений есть нарушение действующих норм. Вы, видимо, не сталкивались со случаями аварий и просто с ненадлежащим состоянием конструкций. Я, к сожалению, сталкивался. Этот Ваш аргумент (вполне, кстати здравый - вряд ли от такого превышения что-нибудь серьезное произойдет) не будет никем принят во внимание: в проекте нарушены норы - извольте ответить. Ну и зачем так подставляться?

Сообщение от Vavan Metallist Ну хорошо, я согласен. Где их брать? Ну в серии Молодечно вы сказали есть для профнастила. А если я сендвич панель кровельную использую? Или он одинаков, просто зависит от числа пролетов?

Например, "Справочник проектировщика. Расчетно тееоретический. том1 1972 г." страницы 393-399. Значения от материала и жесткостей не зависят никак - влияние оказывает величина пролетов, их количество, величина и характер нарузок.

[РастОК]

Сообщение от Нитонисе По правде сказать я вообще не видел людей, которые учитывают снег как кратковременная нагрузка. В том числе среди местных экспертов.

Значит такие вам люди и такие-же эксперты попадались. Снег - длительная нагрузка это почти смешно. Давайте и ветер тогда в длительную нагрузку загоним (а вдруг он весь год будет дуть непрекращая). Так что читайте СНиПы (или ДБНы) внимательнее и не слушайте всяких там экспертов, иначе перерасход металла у вас будет колоссальный.

[таи]

Offtop: Эх, разомнуся..

Сообщение от РастОК Снег - длительная нагрузка это почти смешно.

Для Одессы -папы энто точно смешно. А мне не очень по старому СНиПу снеговая нагрузка была по основному району, где я щас сижу - 70кг/м2х1.4=98кг/м2 (расчетная) - и все стояло!
А щас - расчетная -180кг/м2 -что снегу стало больше зимой в два раза, что ли?
А если перейти на долговременную снеговую температура января с учетом коэффициента 0.5 180кг/м2х0.5=90 кг/м2.
Кто то одним росчерком пера закатал перерасход металла - мама не балуйся.
А Вы говорите.

Сообщение от РастОК Так что читайте СНиПы (или ДБНы) внимательнее и не слушайте всяких там экспертов, иначе перерасход металла у вас будет колоссальный.

Мы очень внимательно не только слушаем Экспертов, но еще более внимательно изучаем их советы и рекомендации.
Offtop: Но перерасход металла, как говорил Петька Чапаеву имеется - как факт на рыло.

[Нитонисе]

Сообщение от IBZ Вы можете не соглашаться сколько угодно, но любое превышение установленных значений есть нарушение действующих норм. Вы, видимо, не сталкивались со случаями аварий и просто с ненадлежащим состоянием конструкций. Я, к сожалению, сталкивался. Этот Ваш аргумент (вполне, кстати здравый - вряд ли от такого превышения что-нибудь серьезное произойдет) не будет никем принят во внимание: в проекте нарушены норы - извольте ответить. Ну и зачем так подставляться?

Ответить за что? Произошла авария. Эксперты произвели контрольные расчеты и выяснили, что заложены (условно) двутавры 20, хотя по расчету нужны 18. И что теперь? Проектировщики виноваты в аварии?

Сообщение от РастОК Значит такие вам люди и такие-же эксперты попадались. Снег - длительная нагрузка это почти смешно.

Тогда очень интересно получается. Для Беларуси доля длительной нагрузки и вовсе 0.3 (при расчете деревянных конструкций). Получается, что при расчете деревянных стропил на прочность снеговая нагрузка 200 кг/м2 (расчетная кратковременная), а при расчете прогибов 40 кг/м2 (нормативная длительная).

[РастОК]

Сообщение от Нитонисе Тогда очень интересно получается

Да, получается так.

[IBZ]

Сообщение от Нитонисе Ответить за что? Произошла авария. Эксперты произвели контрольные расчеты и выяснили, что заложены (условно) двутавры 20, хотя по расчету нужны 18. И что теперь? Проектировщики виноваты в аварии?

Превышение имелось ввиду, естественно, предельных значений, установленных нормами. Так если применен [18 и с ним что-то случилось, а комиссия определила, что несущая способность по прочности превышена на 5%, то вину свалят на проектировщиков, уж будьте уверены .

[таи]

Offtop: А позвольте Люмпен-интеллигенту с "проектантским" уклоном...

Сообщение от IBZ Превышение имелось ввиду, естественно, предельных значений, установленных нормами. Так если применен [18 и с ним что-то случилось, а комиссия определила, что несущая способность по прочности превышена на 5%, то вину свалят на проектировщиков, уж будьте уверены .

Мы ведем вероятностные расчеты, так что конкретный швеллер может испытывать и не такое.
Игорь Борисович, хватит пугать молодежь.
Вы же знаете - есть нелинейность там по швеллерам запас по табл. 73 СНиПа до 20%. Кроме того узел "шарнирный" поймает еще 10-15% момента.
Спишут то на проектировщиков спишут - но и отбиваться надо до последнего от экспертов-с.

[Нитонисе]

Сообщение от IBZ Так если применен [18 и с ним что-то случилось, а комиссия определила, что несущая способность по прочности превышена на 5%, то вину свалят на проектировщиков, уж будьте уверены

Ни за что не поверю)

[РастОК]

Сообщение от Нитонисе Ни за что не поверю)

Почему? Пишется в заключении, что несущая способность не соответствует результатам расчётов. Итог: проектировщик виновен. И никто потом не будет разбираться, что она на 5% завышена, а не занижена, когда в заключении будет стоять слово "несоответствует".

[Нитонисе]

Сообщение от РастОК Почему? Пишется в заключении, что несущая способность не соответствует результатам расчётов. Итог: проектировщик виновен. И никто потом не будет разбираться, что она на 5% завышена, а не занижена, когда в заключении будет стоять слово "несоответствует".

Еще как будут разбираться))