[Aleksiys]

Сразу признаюсь, я не большой специалист- строитель по расчетам балок.
Просто конструктор-нестандартник с 40 летним стажем.

Пример:
Расчет на площадку обслуживания - люди:
Шарнирные опоры, L=15м, сосредоточенная нагрузка 7.5м - 0.4т,
распределенная от металлоконструкций от 0 до 15м - 0.66т и собственный вес балок.

Расчет: 2 нагрузки (с-0.4 и р-0.66)- получил спаренный двутавр 40Б1, прогиб для людей нормально;
2 нагрузки обьеденил как сосредоточенные - 1.06т - получил спаренный швеллер №22, результат конструктивно устраивает;
2 нагрузки обьеденил как распределенные - 1.06т - получил спаренный двутавр 45Б1 или одиночный 55Б1, результат не устраивает- монстры.
Я так понял, что распределенная нагрузка хуже.
У меня возникает вопрос - почему или в чем я не прав?
Прошу конкретный ответ, без отсылки на учебу и т. п. Считать умею и эпюры смотрел, даа хуже, но почему!!!!???.
Плииз!

[Aleksiys]

Огромное спасибо!
Да не так все просто с балками - монстры, тяжелые и гнутся под собств. весом и тд,
надо мостик однозначно.
Хотя на вопрос почему распределенная нагрузка, по сравнению с сосредоточенной,
дает больший профиль балки, так и никто и не ответил. По эпюрам видно но почему.

[Бармаглотище]

ответ в посте #2 и т.д..

вы неправильно задаете нагрузки.

[Бахил]

Сообщение от Aleksiys Хотя на вопрос почему распределенная нагрузка, по сравнению с сосредоточенной, дает больший профиль балки, так и никто и не ответил.

Потому что перпендикуляр!

[Leonid555]

Сообщение от Aleksiys Хотя на вопрос почему распределенная нагрузка, по сравнению с сосредоточенной, дает больший профиль балки, так и никто и не ответил. По эпюрам видно но почему.

Потому что в одном случае вы взяли одну силу равную 1,06 т и поставили ее в середину балки. А в другом случае вы взяли пятнадцать таких сил и поставили их с шагом 1 м на такую же балку. Вот и создали эти 15 сил изгибающие моменты и поперечные силы в балке бОльшие, чем одна сила в первом случае. А чем больше изгибающие моменты и поперечные силы, тем больше сечение балки.
Почему вы именно так стали задавать варианты нагрузок на балку - это только вам ведомо!
Вот еще ответ http://www.soprotmat.ru/Sopromatlekcii3.pdf
Тут все разжевано до самых мелочей и с наглядными пособиями

[Aleksiys]

Вроде понял почему распределенная нагр. хуже.
Если по простому (а не про перпендикуляр), у сосредоточенной 1 нагр. в центр и по концам балки 0.
У распределенной и в середине и по концам размазанная нагрузка. потому надо брать большее сечение балки
что бы было нормально по напряжениям и прогибу.
Только мне кажется насчет 15 тех же нагрузок - не то!
1.06т:15=0.0706..., то есть 15 нагрузок по 0.0706...

Спасибо за литературу - доходчиво!!!

----- добавлено через ~3 мин. -----
Вроде понял почему распределенная нагр. хуже.
Если по простому (а не про перпендикуляр), у сосредоточенной 1 нагр. в центр и по концам балки 0.
У распределенной и в середине и по концам размазанная нагрузка. потому надо брать большее сечение балки
что бы было нормально по напряжениям и прогибу.
Только мне кажется насчет 15 тех же нагрузок - не то!
А в другом случае вы взяли пятнадцать таких сил и поставили их с шагом 1 м на такую же балку.
1.06т:15=0.0706..., то есть 15 нагрузок по 0.0706...

Спасибо за литературу - доходчиво!!!

[Хмурый]

Пролет балки L=15 м.
Нагрузка сосредоточенная в центре пролета Р=1,06 т.
максимальный прогиб f=P*L^3/(48*E*I)=1,06*15^3/(48*E*J)=74,53125/(E*J)
максимальный изгибающий момент M=P*L/4=1,06*15/4=3,975 т*м

Нагрузка равномерно-распределённая по пролёту q=P/L=1,06/15=0,07067 т/м
максимальный прогиб f=5*q*L^4/(384*E*J)=5*0,07067*15^4/(384*E*J)=46,582/(E*J)
максимальный изгибающий момент M=q*L^2/8= 0,07067*15^2/8= 1.9876 т*м

Сообщение от Aleksiys Вроде понял почему распределенная нагр. хуже. Если по простому (а не про перпендикуляр), у сосредоточенной 1 нагр. в центр и по концам балки 0. У распределенной и в середине и по концам размазанная нагрузка. потому надо брать большее сечение балки что бы было нормально по напряжениям и прогибу. Только мне кажется насчет 15 тех же нагрузок - не то! А в другом случае вы взяли пятнадцать таких сил и поставили их с шагом 1 м на такую же балку. 1.06т:15=0.0706..., то есть 15 нагрузок по 0.0706...

Непонятно, только, отчего распределённая нагрузка хуже при прочих равных.

[Leonid555]

Сообщение от Leonid555 А в другом случае вы взяли пятнадцать таких сил и поставили их с шагом 1 м на такую же балку.

Я так написал только потому что в самом начале вы САМИ, Aleksiys, написали:

Сообщение от Aleksiys 2 нагрузки обьеденил как распределенные - 1.06т - получил спаренный двутавр 45Б1 или одиночный 55Б1, результат не устраивает- монстры.

Получается, что вы САМИ приняли распределенную нагрузку на балку 1,06 т/м. Тогда на каждом метре балки стоит нагрузка с равнодействующей равной 1,06 т. Это почти то же самое как поставить на балку силы по 1,06 т с шагом 1 м - всего 15 таких сил (у вас балка длиной 15 м).

А теперь вы выкручиваетесь:

Сообщение от Aleksiys 1.06т:15=0.0706..., то есть 15 нагрузок по 0.0706...

Но в самом то начале темы вы про 0,0706 т/м ничего не писали! И от такой нагрузки вы никогда для вашей балки не получили бы спаренный двутавр 45Б1 или одиночный 55Б1. А получили бы пару спаренных швеллеров с сечениями меньше чем №22. И у вас вообще не было бы основания писать будто распределенная нагрузка хуже чем сосредоточенная.
Так что не наводите тень на плетень!

Если на вашу балку положить точно в середине пролета один кирпич (нагрузка), то действие его веса вызовет в балке изгибающий момент. Но если вы этот один кирпич растолчете в порошек и насыпете этот порошок ровным тонким слоем по верхней полке этой же балки, то вес порошка вызовет в балке изгибающий момент намного меньший, чем в первом случае. И это несмотря на то, что порошок (нагрузка) будет насыпан по всей длине балки, а не лежать как цельный кирпич в середине балки.
Если вы до сих пор этого не понимаете, то получается, что вы не знаете не только сопромат, но и теоретическую механику (раздел статика). Этому учат студентов первого курса. И не только строителей!

[Serge Krasnikov]

Сообщение от Бармаглотище Лучше не считайте строительные конструкции. Люди, они ж жить хотят... А вы их - на 15-метровый 22 швеллер загоняете. Пожалейте их...

Совершенно недавно считал такую же площадку, получился швеллер 16 с двух сторон площадки + сделал раскосы в ограждениях перил, прежде чем отправить загнал не нее народу, ну Ыстественно и сам влез, ничего, прогиба не ощЮтил
Offtop: Aleksiys, Я тоже кстати "конструктор-нестандартник с 40 летним стажем"

Сообщение от Serge Krasnikov получился швеллер 16 с двух сторон площадки

на 15-метровый пролет?

Сообщение от Serge Krasnikov прежде чем отправить загнал не нее народу

Высоко стояла?)

[Бармаглотище]

инженер-механик скоро станет неприличным словосочетанием в строительстве

на прошлой работе был главный конструктор... механик-нестандартник...
Кричал, что снипы ему нафиг не нужны, он сопромат знает.
Сидел, сам по себе что-то ваял с одним-двумя подручными, нас (строителей) за инженеров не считал. Типа, лохи-ссыкуны мы все.

Правда, ни одна его городушка (вообще - ни одна), которая попадала на экспертизу, не возвращалась обратно без замечаний, объем которых был сравним с объемом самого проекта.. А когда нам отдавали его "проекты" на снятие замечаний и мы начинали общаться с экспертами - голос у последних был весьма истеричный. И каждый раз - новый эксперт. Видимо, раз увидев его фамилию в графе "разработал" или "главный конструктор" - эксперты убегали с паническими воплями.

----- добавлено через ~3 мин. -----
P.S. КМ, выполненный строго по ЕСКД - это нечто.

[Serge Krasnikov]

Сообщение от Arikaikai на 15-метровый пролет?

Угу

Сообщение от Arikaikai Высоко стояла?)

На испытаниях нет, ну а вообще, на кране 7 м

Сообщение от Бармаглотище на прошлой работе был главный конструктор... механик-нестандартник... Кричал, что снипы ему нафиг не нужны, он сопромат знает.

Он шутил , а вообще я знал одного гидравлика, он утверждал, что знает лучше Башты, мы долго смеялись

Сообщение от Бармаглотище Сидел, сам по себе что-то ваял с одним-двумя подручными, нас (строителей) за инженеров не считал.

Ну почему, я бы от напарника строителя не отказался бы, хотя сознаю не все было бы без трения

Сообщение от Бармаглотище P.S. КМ, выполненный строго по ЕСКД - это нечто.

Ну вообще то я делаю металлоконструкции, не давно выдал своим строительные КМ, радости у них оне не вызвали, хотя в принципе с небольшими объяснениями разобрались с легкостью
ЗЫЖ А ты можесь себе на минуту представить КМ на машиностроительную продукцию, я как то видел

[Бахил]

Сообщение от Serge Krasnikov А ты можесь себе на минуту представить КМ на машиностроительную продукцию, я как то видел

Так все "жигули" по строительным КМ сделаны.

[miko2009]

Сообщение от Leonid555 Извиняюсь. Мне как то в голову не пришло, что вы швеллер №22 на действие собственного веса проверяете. Неужели вы швеллеров не видели? Ну пусть не 15 м, так хотя бы хлысты длиной 12 м? И по вашему такой швеллер может от собственного веса провиснуть как бельевая веревка? Тут и проверять нечего.

Вообще есть что проверять, например 12 швеллер спаренный в виде распорки в каркаснике провиснет на 12-15 см на 12 метрах и это покажет любой расчет и дальнейшее воплощение в реальности, где то фотки были ......
Если по теме : разницы особой нету, но короткие балки лучше считать на сосредоточенную нагр (меньше 3 м.) все что свыше лучше на распред. Когда то задался таким же вопросом что будет с балкой или распоркой или связью под собственным весом , но только связь мне нужно было поставить 60 метров , ну да ладно......что касается 15 метров если одиночный то например вот что будет с 22У под собственным весом , если не так понял сути проблемы то поправьте , времени читать все нету...

[Leonid555]

Сообщение от miko2009 например 12 швеллер спаренный в виде распорки в каркаснике провиснет на 12-15 см на 12 метрах и это покажет любой расчет и дальнейшее воплощение в реальности, где то фотки были ......

Прямоугольного сечения труба, сваренная из двух швеллеров №12У (стенки швеллеров направлены в плоскости изгиба, т.е. вертикально) при пролете 12 м и при нагрузке только от собственного веса прогнется примерно на 4,4 см. Если эту же трубу повернуть на 90 градусов (полками швеллеров вертикально), то прогиб от собственного веса будет равен 6,4 см. Но никак не 12-15 см.
И это показывает расчет по стандартной формуле для определения прогибов в однопролетной шарнирно опертой балке от действия распределенной нагрузки (см. пост 12 или любой справочник по сопромату).
Вот если над этими вашими швеллерами продолжать издеваться и, соединив швеллера стенками (создав из них двутавр), повернуть сечение полками швеллеров вертикально, то тогда прогиб от собственного веса такой балки на пролете 12 м составит 21,3 см. Но зачем же так делать?

Сообщение от miko2009 что касается 15 метров если одиночный то например вот что будет с 22У под собственным весом

Прогиб уже посчитали и без вашего Ансиса. Смотрите пост 12.

Сообщение от miko2009 если не так понял сути проблемы то поправьте , времени читать все нету...

А время выдергивать отдельные фразы из чужих постов и писать на них замечания - получается у вас есть.

[miko2009]

Leonid555 тогда почему результаты не сошлись ANSYS и "руки" ?

[Бармаглотище]

Сообщение от Serge Krasnikov Он шутил ,

да нет, он это на полном серьезе.

Сообщение от Serge Krasnikov Ну вообще то я делаю металлоконструкции, не давно выдал своим строительные КМ, радости у них оне не вызвали, хотя в принципе с небольшими объяснениями разобрались с легкостью ЗЫЖ А ты можесь себе на минуту представить КМ на машиностроительную продукцию, я как то видел

всему своя ниша.
имхо, ескд больше ориентировано на массовый выпуск продукции по каждому чертежу. При этом - масса различных мех. обработок для каждой детали. И там да, есть большой смысл делать "одна деталь - один чертеж", т.к. детали для какого-нибудь двигателя могут быть по 10 цехам раскиданы, а собирать вообще в 11-м будут. Если не на другом заводе...
строительные же кмд ориентированы на другое. Намного больше "индивидуальщины". У нас в месяц 10 человек (из них 1 - гк, второй - зам. гк, три человека - оторви и выбрось, еще один - с серединки на половинку) тысячи деталей вычерчивают и специфицируют. Поэтому оформление упрощено. При этом изготовление подавляющего большинства деталей (за исключением, пожалуй, всяких токарных обработок и вальцовок) и сборосварка проходят в одном цехе. Частенько даже мастер - один. И там намного удобнее, когда много разных железок и спецификация находятся на одном листе.
К тому же, со строительными чертежами очень часто ползают по стройке. А копаться в пачке а4-х листов так на 300, сидя на отметке +50 на ветру - удовольствие намного ниже среднего. Большой же лист свернул нужной стороной вверх, потом пересвернул - и а1 постоянно размером не больше одного а3. Это очень удобно.

ну и последнее - кто к чему привык. Нам вон как-то заказчик дал КМД, сделанный в текле. строго по ескд. Я никогда столько мата от цеховых не слышал... Они пока разобрались, как там что... Думаю, много стаканов потребовалось.

[Leonid555]

Сообщение от miko2009 Leonid555 тогда почему результаты не сошлись ANSYS и "руки" ?

Мне отсюда не видно как именно вы задавали расчетную схему в ANSYS.
У меня нет оснований сомневаться в результатах расчета в ручную.
Расчет по аналитической формуле - это одно, а расчет методом конечных элементов (МКЭ) - это совсем другое. Результаты практически никогда не совпадают абсолютно точно.

[Бахил]

Мико, по всей видимости не те КЭ применил или нагрузки неправильно приложил. Результаты будут различаться, но не намного. Ты посчитал по теории упругости (ANSYS), а Леонид по сопромату.

[Stanum]

Бахил, по моему miko сравнивал результаты от собственного веса с результатами от нагрузки 1 т/м

[miko2009]

Leonid555 я не в коем разе не хочу вас обидеть в следующем сообщении , но вы не правы, даже выложив модель ( а это просто твердотельная модель ) в которой происходит определение внутренних напряжений ни с точки зрения плоских сечений теории прочности Мора и определения внутренних усилий теории Максвелла, а с точки зрения ..........скажем не абсолютно упругого тела. Многие даже не понимают что они каждый раз считая даже обычную балку используют метод конечных элементов. Вот взяли вы балку , это конечный элемент только в единичном представлении, решили уточнить задачу ввели узел , решили еще больше уточнить еще ввели и тд. так что не нужно говорить что я решаю МКЭ, а вы сопроматом, все мы используем формулы сопромата только некоторые используют более совершенные теории прочности без начальных несовершенств.
Вот берем для примера формулу по которой вы посчитали ! ничего в ней не смущает ?
1. "Е" из закона Гука в ней const, а по факту металл обладает гипер упругими свойствами и верхняя полка просто не может сжиматься бесконечно , у ее "Е" принимает значение близкое к бесконечности , для доказательства попробуйте сжать лист стали 4 мм и построить диаграмму, такого пресса не существует что бы увидеть хотя бы предел упругости.
2. Даже не знаю как объяснить , эта формула не применима к собственному весу, только к внешне приложенным нагрузкам или нагрузкам которые кратно выше собственного веса конструкции , так как у вас "I" зависит от "q", даже нет , у вас \f\ зависит от \I\ и от \q\ при этом это все нужно как то запихнуть в двойной интеграл при чем он будет обратный с десятком итераций по поиску нужного отношения 1*Х/EJ кому не лень может в мачкаде попробовать найти. и то не факт что я прав и все дело просто в геом. нелине.
3. Ну и самое основное формула для симметричных сечений , в ней не хватает еще кое чего
Можно конечно по СНиПу п10.10 но нам нужен другой результат.
Как говорил мой так скажем сенсей в металлах с учетом развития численных методов уже нужно переучивать и пересматривать многие теории как классического сопромата так и теории упругости так и строительной и теоретической механики.