[Дима_1975]

Доброго времени суток!
Посмотрите ручной просчет колонны...вро де по книжке все сделал....а итога не пойму...особенно по гибкости!

[ERS10]

Держи:

[Дима_1975]

Спасибо....сейчас поковыряюсь!!
Это НормКад?
тут не много не понял это расчет внецентро жатой голонны?

[ERS10]

да.

[Дима_1975]

у меня центоржатое...ну пусть будет так! Спасибо! буду разбераться...))


мне вот это совсем не ясно!!! Как это истолковать
Момент сопротивления для сжатого пояса:
Wc = min(Wx1 ; Wx2) = min(580;580) = 580 см 3 .

Минимальное значение момента сопротивления нетто:
Wynmin = min(Wyn1 ; Wyn2) = min(202;202) = 202 см 3 .


Относительный эксцентриситет:
m = (Mx/N) (A/Wc) = (0/35690,07) • (66,51/580) = 0 .
И зачем вычисляеться радиус энерции если он есть?

[Dinar^^]

Не понял вообще, нынче снипы то не модны что ли? Если центральносжат, значит считается 1) по прочности на сжатие, как сигма=(F/A)<=R; 2) по гибкости: сигма=(F/фи*А)<=R. Из этих неравенств необходимо найти требуемую площадь и подобрать по сортаменту двутавр большей, либо равной площади. Подробнее в СНиП II-23-81. Раздел 5.

[Клименко Ярослав]

Сообщение от Dinar^^ 2) по гибкости: сигма=(F/фи*А)<=R.

По устойчивости.

[Дима_1975]

Вот просчитал и что ...дальше не пойму...
По УСТОЙЧИВАСТИ (F/фи*А)<=R.
500 / 0.9667*66.51
34400.5379125

Прочность на СЖАТИЕ (F/A)<=R
500/66.51
7.51766651631
Вот в БУКВАРЕ НАПИСАННО.... нормальное напряжение в сечении колоны
.... и расчет на устоичивость
Результаты в каких приделах должны???
С этим запутался полностью.......

[Dinar^^]

Сообщение от Клименко Ярослав По устойчивости.

ага, именно Че это я так сказанул то )

Прочность на СЖАТИЕ (F/A)<=R 500/66.51 7.51766651631

Вы сначала определитесь с единицами измерения. Например, 500 кН -нагрузка ваша, сталь С245. Значит, Атр=500*10^-3/245=2,041*10^-3 м2= 20,41 см2. Тут уже смотрите по сортаменту и выбираете необходимый профиль.
Так и же и с устойчивостью.

[Дима_1975]

Вот так...я вычеслил площадь сечения
Нагрузка / ФИ R условия работы
500 / (0.9081 *22.8) = 24.1491 по оси Х
500 / (0.8064 *22.8) = 27.1947 по оси У

так предельную гибкость
500/(0.9081*24.1491*22.8)= 1.00000122443
180-(60*1.00000122443)= 119.999926534по оси Х

500/(0.8064*24.1491*22.8)= 1.12611745027
180-(60*1.12611745027)= 112.432952984 по оси У

по сортаменту в расчет взял 23 К 1
Расчетное сопротивление 240 МПа
Площадь поперечного сечения 66.51 см2
Момент инерции по оси Х 6589 см4
Момент инерции по оси У 2421 см4
Радиус инерции по оси Х 9.95 см
Радиус инерции по оси У 6.03 см



дальше что?

[Чернышов Денис]

Сообщение от Дима_1975 Вот просчитал и что ...дальше не пойму... По УСТОЙЧИВАСТИ (F/фи*А)<=R. 500 / 0.9667*66.51 34400.5379125

Казнить нельзя помиловать. Ну да если разделить F на фи, а потом результат умножить на A, то и получится это число. И Фи и A должны быть в знаменателе.

[Дима_1975]

Сообщение от Чернышов Денис Казнить нельзя помиловать. Ну да если разделить F на фи, а потом результат умножить на A, то и получится это число. И Фи и A должны быть в знаменателе.

Так кто сказал по знаменатель)))

[Dinar^^]

Сообщение от Дима_1975 500 / (0.9081 *22.8) =24.1491 по оси Х 500 / (0.8064 *22.8) = 27.1947 по оси У

Я же показал пример в посте #9. от него и пляшите.
прочтите внимательнее его. Переводите значения в соответсвтвующие ед.измерения.

Так кто сказал по знаменатель)))

Я же вам сказал)) подробности в СНиПе

[Дима_1975]

Сообщение от Dinar^^ Я же показал пример в посте #9. от него и пляшите. прочтите внимательнее его. Переводите значения в соответсвтвующие ед.измерения. Я же вам сказал)) подробности в СНиПе

Вот это меня пугаетАтр=500*10^-3/245=2,041*10^-3 м2= 20,41 см2.
это как эту абру кодабру понять!

[Dinar^^]

500*10^-3 - пятсот умноженное на десять в степени минус три
А если серьезно, я перевел кН в МН, так как расчетное сопротивление в МПА ([МПа=МН/(м2)]

[Дима_1975]

так если мы высчитуем площадь сечения КВсм....зачем КВ метры...вот в чем...не ясность
500 / (0.8064 *22.8) чем тебе так не устраивает?
и почему ты береш в расчеет 240мПа....так как нужно на коэффицент умножать...

[Dinar^^]

Сообщение от Дима_1975 500 / (0.8064 *22.8) чем тебе так не устраивает?

Вы же говорили, вам надо подобрать сечение колонны. Так вот подбирают не тыком, а расчетом требуемой площади сечения.

Сообщение от Дима_1975 так если мы высчитуем площадь сечения КВсм....зачем КВ метры...вот в чем...не ясность

Я перевл все в одни единицы, т.е. в мега и метры. Я писал ранее

Сообщение от Dinar^^ так как расчетное сопротивление в МПА ([МПа=МН/(м2)]

так вот, если мы вставим все это в формулу

Сообщение от Dinar^^ 1) по прочности на сжатие, как сигма=(F/A)<=R;

получим [А]=[МН/(МН/(м2))] вот и получается [A]=[м2] (МН и МН сокращаются, а м2 переходит в числитель.

Сообщение от Дима_1975 и почему ты береш в расчеет 240мПа....так как нужно на коэффицент умножать...

Я идеализировал и умножил на коэффициент условия работы гамма Ц=1, т.к. не знаю, где ваши колонны применяются, нужно его смотреть по таблице 6* того же СНиПа "Стальные конструкции"

[Eugene84]

Блин, задача на две копейки.
Когда-то считал курсовую по железякам, вот в экселе остался расчёт центрально-сжатых колонн. Двутавровых по СТО АСЧМ 20-93. Только будьте аккуратнее, там коэф. фи вычислялся в соответствии с пунктом 5.3, а не по таблице брался. В связи с чем, придётся Вам, в зависимости от конкретного значения лямбды с чертой (столбец W) попереставлять формулы для фи (столбец Y).
Да, и ещё: изменять можно только цифры, которые крупным (№ 14) шрифтом. Остальные ни-ни.
И второе: объясните, зачем для колонны Вы делаете расчёт на сжатие? В топку его, потому что фи меньше 1! Считайте на устойчивость сразу. Расчёт на сжатие тут абсолютно лишний.

[Дима_1975]

Eugene84
Спасибо!!
я так на сжатие проверил...ну, для собственного убеждения!
меня затрудняет само больше этого ФИ )) у меня получаеться лямба всегда уходит неже чем 70-100......примероно 20-50...и меня это путает...где в учебнике пишут что ФИ 0.542...то есть лямба 100..

[Eugene84]

Чего там затруднительного? Приложение 6, таблица 72, зависимость фи от лямбды.
Колонна и так не шибко высокая. Да Вы ещё и защемили оба её конца (по всей видимости, по побоим направлениям), что, соответственно, и отразили коэффициентом мю=0,5 (у меня он, кстати, =2, исправьте). То 20-50 и должно получиться.
К слову, где-то здесь баталии шли на тему "Какую заделку считать абсолютно жёсткой." Так что поглядите, а то вдруг у Вас мю на самом деле не 0,5.
Перед глазами у меня нет сортамента ГОСТ 26020-83, так что буду в пример приводить СТО.
Расчётная длина 180 см.
Наименьший радиус инерции для 20К1 - 4,99 см.
Делим и получаем лямбду равную 36. Ну и интерполируем по таблице 72 (брал по 2 столбцу, для стали 240 МПа. Получаем фи = 0,9088. Почти единица.
Нагрузка 350 кН.
Знаменатель: 0,9088*52,69=47,88 см2.
Делим: 350/47,88=7,3 кН/см2 или 73 МПа. 20К1 проходит только так. Пардон, не учёл коэф. условий работы. Но 20К1 всё равно проходит.
Вывод: может быть не надо проектировать жёсткие заделки, тем более по обоим концам? С ними при сборке канители много возникнет, прдрядчик потеряет время, рабочие исчерпают все запасы ненормативной лексики. А на колоннах нисколько не сэкономите.

Ну и для полного счастья (чтоб спать спокойно по ночам) остаётся только проверить стенку и полки на местную устойчивость.

[Dinar^^]

Дима_1975, старайтесЬ, считать вручную некоторое время, тем более делов тут на 10 минут. Зато будете знать, что и и по каким формулам считается и откуда берутся те или иные значения...

Сообщение от Eugene84 И второе: объясните, зачем для колонны Вы делаете расчёт на сжатие? В топку его, потому что фи меньше 1! Считайте на устойчивость сразу. Расчёт на сжатие тут абсолютно лишний.

Можно. Тогда нужно пояснить сиё действие. От 2х лишних строчек хуже не станет, наоборот, потренькается с расчетами

Сообщение от Eugene84 Вывод: может быть не надо проектировать жёсткие заделки, тем более по обоим концам? С ними при сборке канители много возникнет, прдрядчик потеряет время, рабочие исчерпают все запасы ненормативной лексики. А на колоннах нисколько не сэкономите.

Меня вот терзает вопрос, как на производстве делают жесткие и шарнирные узлы? Если знаете, подскажите, где рыть, плиз!

[Eugene84]

Сообщение от Dinar^^ Тогда нужно пояснить сиё действие.

Ну что тут скажешь? СНиП требует... Поэтому Ваша правда. Но попробуйте только со мной не согласиться , что этот расчёт лишний (если подходить с математической точки зрения).

Сообщение от Dinar^^ Меня вот терзает вопрос, как на производстве делают жесткие и шарнирные узлы?

А товарищ Беленя об этом ничего не говорит? Посмотрите ещё учебники Горева. А кроме того, я ссылочку давал на тему. Там даже мэтры IBZ и 024 собирались сухари сушить. Ну и Вам, собственно, лучше бы их расспросить про типовые серии.
Собственно, узел, который обсуждался в той теме (который был назван "полужёстким") я бы считал:
а) Жёстким - в случае центрально-сжатой колонны;
б) Шарнирным - в случае внецентренно-сжатой или сжато-изгибаемой колонны.
Мне почему-то так кажется. Но доказать не могу.

Сообщение от Dinar^^ Дима_1975, старайтесЬ, считать вручную некоторое время

С одной стороны, какое Вы, студент, моральное право имеете "поучать" человека с образованием, да ещё и (судя по всему) старше Вас.
С другой стороны, не могу с Вами не согласиться. Тем более, что совсем недавно, имея на руках реальный рабочий проект (АС-часть) рассказывал проектировщикам (страшно подумать! ), что такое общая устойчивость стальной балки. Вчитайтесь в формулировку: я им рассказывал, что это такое. И только потом рассказывал, как это надо считать. А что делать? Если 7-метровый двутавр в проект заложили, а закрепление его из плоскости не предусмотрели? Кошмар!

[Dinar^^]

Сообщение от Eugene84 Ну что тут скажешь? СНиП требует... Поэтому Ваша правда. Но попробуйте только со мной не согласиться , что этот расчёт лишний (если подходить с математической точки зрения).

Я еще как согласен, чего тут таить! фи меньше 1, он находится в знаменателе -> напряжения больше.

Сообщение от Eugene84 А товарищ Беленя об этом ничего не говорит? Посмотрите ещё учебники Горева. А кроме того, я ссылочку давал на тему. Там даже мэтры IBZ и 024 собирались сухари сушить. Ну и Вам, собственно, лучше бы их расспросить про типовые серии.

Надо бы скачать. Спасибо.

[Дима_1975]

Dinar^^
Спасибо за поддрежку....тоже так считаю что нужно, тем боле...если конкретно в никнуть то делов конечно 10 минут...зато...огого!
на счет узлов...жеских...то могу начертить как он примерно выглядит..если конечно нужно....


Eugene84
а) Жёстким - в случае центрально-сжатой колонны;
б) Шарнирным - в случае внецентренно-сжатой или сжато-изгибаемой колонны.
На счет этой тиории...это большая ошибка...можно сделать такой узел внецентрожатой колонны что его можно делить на три...для просчета гибкости ФИ а, не два...просто цена будет за изделия кусаться....
Запас...колон еще какой..тем более там будет квадратная труда 250 на 8.....просто высота не маленькая....на 75 метрах...и еще плюс три этажа...
вот и запас ...просто не хочу под балками раскосы ставить...вот еще и колон ставлю больше...

[Dinar^^]

Сообщение от Eugene84 С одной стороны, какое Вы, студент, моральное право имеете "поучать" человека с образованием, да ещё и (судя по всему) старше Вас.

Я не поучаю, боже упаси . Я просто предлагаю, высказываю свою точку зрения мб...
я уже выпускник, скажем без пяти "инженер"(шепотом).
Может человек работал на стройке и решил податься в проектирование, а вспоминать все нюансы огого как сложно (я так думаю). Всякое бывает...

Сообщение от Дима_1975 то могу начертить как он примерно выглядит..если конечно нужно....

Не буду утруждать Вас Я бы вообще глянул на всевозможные шарнирные и жеские узлы, что бы видя их в реальности можно было различать, или же наоборот предлагать использовать те или иные решения... Offtop: Как же много хочется знать

[Дима_1975]

Dinar^^ не сложно...сделаю "на колени"...то есть от руки в произвольном порядке...но, постораюсь достаточно ясно...но, только чуть позже

[Dinar^^]

Сообщение от Дима_1975 Dinar^^ не сложно...сделаю "на колени"...то есть от руки в произвольном порядке...но, постораюсь достаточно ясно...но, только чуть позже

хорошо! буду следить на темой )

[Eugene84]

Прежде всего, товарищ Дима_1975, не сочтите за труд: http://forum.dwg.ru/showpost.php?p=359468&postcount=5. А то очень тяжело читать Ваши посты. Многоточия на многоточиях, слова в каком-то непонятном порядке, как будто мысли их опережают километров на 100.

Сообщение от Дима_1975 На счет этой тиории...это большая ошибка...можно сделать такой узел внецентрожатой колонны что его можно делить на три...для просчета гибкости

Что конкретно является ошибкой? Предлагался вариант анкерные болты крепить непосредственно к траверсам - трудно не согласиться. Если болты прикрепить к 4 траверсам, это будет абсолютно жёсткая заделка. Но только в одной плоскости. А в перпендикулярной плоскости получится "туда-сюда". И чтоб сделать и в этой плоскости абсолютно жёсткую заделку - придётся ставить ещё 4 траверсы, и к ним болты. А то, понимаешь ли, найдутся люди, которые раскритикуют.
А вообще, на мой дилетантский взгляд, каждый узел имеет свои "границы применимости". И "границы принятия" его таким или этаким, в зависимости от условий работы.

Сообщение от Дима_1975 просто не хочу под балками раскосы ставить

А что? Если мешают планировке - то конечно. А если просто "не хотите", то уж лучше поставьте "через не хочу". Хотя... Вам же потом ночами не спать, если что. Особенно, если рабочие согрешат, авторский надзор не уследит и т. д.

Сообщение от Дима_1975 просто высота не маленькая....на 75 метрах...и еще плюс три этажа

Какие 75 метров? Где 3 этажа? Давайте-ка, дорогой товарищ, планировку в студию. И предполагаемые узлы. Сейчас начнём критиковать.

Сообщение от Dinar^^ а вспоминать все нюансы огого как сложно (я так думаю). Всякое бывает

Прежде всего: СНиП. Потом посмотреть типовые серии. Полистать учебники. И правда, надо бы всё это дело нашим проектировщикам принести, пускай поизучают. А если откажутся - купить хлеба и отдать им. Ну это я опять ворчу, хоть и молод ещё.

Сообщение от Dinar^^ Я не поучаю, боже упаси

А надо бы иногда, учитывая мои постоянные "ворчания".

Сообщение от Dinar^^ Я бы вообще глянул на всевозможные шарнирные и жеские узлы

Ну классика шарнирного узла сверху и снизу следующая: ставите ряд колонн. В крайних пролётах крестовые связи. И единая горизонтальная связь по верху колонн. Даже болты не нужны. И правда, узел "два болта" применяется только для фиксации колонны в проектном положении до завершения монтажа. И всё. мю = 1 для всех колонн.

Сообщение от Дима_1975 Dinar^^ не сложно...сделаю "на колени"...то есть от руки в произвольном порядке...но, постораюсь достаточно ясно...но, только чуть позже

Сообщение от Dinar^^ хорошо! буду следить на темой )

Присоединяюсь.

[Dinar^^]

Сообщение от Eugene84 Ну классика шарнирного узла сверху и снизу следующая: ставите ряд колонн. В крайних пролётах крестовые связи. И единая горизонтальная связь по верху колонн

Ну про геометрическую неизменяемость и связи то ясно более или менее. А вот сами узлы сопряжения элементов, применимость их в конкретных условиях работы очень интересует...

[Дима_1975]

Eugene84
Критику выслушаю, и прийму на воружения)))
Это визуальный так сказать проект, он далек отреального в лани планировке, но принцип расчета такой.

Dinar^^помню про своё обещания...нарисую покажу.

[Dinar^^]

Сообщение от Дима_1975 Форум.rar (150.6 Кб, 1 просмотров)

Прикольно Я тоже хочу такое проектировать))))

[Eugene84]

Сообщение от Дима_1975 Это визуальный так сказать проект

Это весть дом такой? В смысле, стальной каркас. Или только надстройка? Один из возможных вариантов узлов: http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=64630

[Дима_1975]

Да,дом монолит 17 этажей с верху надстройка три этажа.
Конструкция будет полностью сварная,болты гайки саморезы гвозди клей и сопли не беру в расчет)))
Eugene84
Данное соединение возможно не плохое, но слишко будет муторное лучше сварил зачистил и краской облил...и не какой гнили под болтами и пластинами.

[Eugene84]

Offtop: Мать моя женщина! Не в той теме написал.
То есть ниже этого металлокаркаса - только монолитный железобетон?
Далее: полностью сварная конструкция неудобна при монтаже. Кроме того, при ручной сварке листы и профили неизбежно туда-сюда поведёт.
Саморезы, гвозди, клей и прочие "сопли" брать в расчёт и не надо. Эти "сопли" - для деревянных конструкций. Но вот болты с гайками наверное зря недолюбливаете...

[Дима_1975]

Dinar^^
Обещанное!

Eugene84
не согласен не с одним Вашим поводом...монтаж легшесварной...тут доказательства не нужны..
А поведет какркас или нет это уже зависит от мастера..

[Eugene84]

Сообщение от Дима_1975 монтаж легшесварной

Ну-у, смотрите сами. Я когда курсач по железякам сдавал, тоже всё на сварке, преподаватель мне рассказал: Сам подрабатывал в бытность студентом. Попал как раз на железяки подсобником. Привозили с завода сварные двутавры (метра 1,5 высотой) кусками, метров по 5-10. К ним пластины и болты. Отверстия уже просверлены. Оставалось только наложить пластины и затянуть болтами. А у Вас тут подогнали, пластины наложили, только потом варить.
А тонкий лист повёдет, можете не сомневаться. Спросите товарищей IBZ и 024.
А узлы колонн да, действительно, так и норовят быть "абсолютно жёсткими".

[Дима_1975]

Не правельный подход к нагреву металла грозит его деформации!
По твоему металл который 0.8 мм и меньше...не ведет от температуру?! но его варят и сплошным швом!
так что с дуру можно и перегреть метал 20 мм.
Так еще раз повторюсь зависит от мастера и опыта работы знание пластичности металла это "нутром чувствовать нужно"
Слышал что такое спапель..(почитай) так что стапельшиком обучиться просто так НЕ ВОЗМОЖНО!
А, теперь по сборным конструксиям, да не сомнено собрать конструкцию на болтовых соединениях куда проще...но изготовить и подогнать задача не излегких и очень муторно сверлить отверстия в полках где станок не подлазит. и перед мантожом конструкцию нужно собрать 100% про нумеровать все узлы, и разобрать...
А самое главное Эфелева башня гниет ПОД заклепками.

Крепленее колон да очень оень приблежона к "защемлению только при маленьком условии но очень важное. нужно правельно подойти к подбору анкерам и ДВЕ гаики на анкер.а то и по Четыри!!!