[EUDGEN]

Уважаемые коллеги!
Открытию данной темы меня сподвигнула активность форумчан в обсуждении темы:
http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=6413
Аналогичных вопросов, навскидку, я могу с десяток назвать из разных СНиПов:

1. СНиП 11-23-81* Стальные конструкции:

13.21. При применении крестовой решетки связей покрытий допускается расчет по условной схеме в предположении, что раскосы воспринимают только растягивающие усилия. При определении усилий в элементах связей обжатие поясов ферм, как правило, учитывать не следует.

И из ПОСОБИЯ по проектированию...к СНиП 11-23-81*:

п.5.18(5.10). Для определения доп.усилий в раскосах перекрестной решетки... Получаемое т.о. доп.усилие в раскосах от обжатия поясов стержня сжимающей силойнеобходимо прибавить к усиусилию в раскосах от условной (или фактической) поперечной силы Q.

Итак, непонятки:
а) Рассчитывая крестовую связь по методам строймеха или по расчетным программам однозначно: одна ветка сжата, другая - растянута! Известно, что при подборе сечений определяющим явл-ся сжатие.
б) Что же нам советуют? Пусть сжатая ветвь теряет устойчивость (исключаем из работы) , а пояс и другая ножка (чуть больше растянется) и с этим справится. А при знакопеременной (горизонтальной) нагрузке сломанная (раньше была сжатой) ножка выпрямится - растянется? а другая (станет сжатой) поломается...? Что в итоге?
PS
Другие СНиПы пока не трогаю, но меня еще очень многое тревожит в наших нормах: и непонятки, и неоднозназность, и нереалистичность, и академдекларированность...
Надеюсь эта ветка может стать постоянной и пополняться по мере возникновений непоняток.
Одновременно, в какой-то степени - это призыв нашим законодателям (СНиПописателям) к совершенствованию норм.
Заранее благодарю всех за участие в обсуждении этого и других вопросов. Ждать долго не будете.
Вопросы никогда не кончатся. Такая у нас работа.
Удачи!

[p_sh]

EUDGEN, ознакомясь с великими, прихожу к выводу:
для вертикальных связей многоэтажных зданий, следует поступать именно так как - связи проектировать , воспринимающими и сжимающие усилия.

13.21. При применении крестовой решетки связей покрытий допускается расчет по условной схеме в предположении, что раскосы воспринимают только растягивающие усилия. При определении усилий в элементах связей обжатие поясов ферм, как правило, учитывать не следует.

[novinkov]

Для полноты картины.

В архиве - две вытяжные башни с выключающимися раскосами, работающими на растяжение из трубы и одиночного уголка. Гибкость раскосов в верхних ярусах ~220-250. В эксплуатации с 1968 и 1974(?). Проблем со стороны выключающихся раскосов не было.

Для одноэтажных зданий из ЛМК диспользуются прутковые преднапряженные связи связи по колоннам D=16..30 мм (Катюшин В.В. "Здания с каркасами из стальных рам переменного сечения, М., Стройиздат, 2006", также Воеводин А.А. Предварительно напряженные системы элементов конструкций, М, Строиздат. 1989)
[ATTACH]1140845605.zip[/ATTACH]

[EUDGEN]

novinkov
Так никто ж не спорит о нереалистичности таких схем. Но, в определенных сооружениях, где не допускаются большие перемещения, учет сжатых раскосов позволяет схему ужесточить и требования технологов удовлетворить. Да, это, как Вы нанее говорили, при гибкости 120...150. Для более гибких элементов (200...300) работа сжатых элеменов не должна учитываться. Расчет, проверку и подбор сечений в этом случае выполнять для растянутых эл-тов при исключении из работы сжатых. Так?

[novinkov]

to EUDGEN:
Мой последний пост не для спора - это замедленная реакция на обсуждение. Подготовил файлы и ссылки на книги еще больше недели назад, но пока освободилось время - поезд уже ушел, тема оказалась закрыта, вопросы сняты. Но не пропадать же добру (информации) - поэтому и выложил. Может кому-то пригодится. Но я не тормоз , просто работой завалили.

[Кам]

В некоторых случаях вертикальные связи проектируются диагональными. Тогда при усилии в одну сторону она работает на растяжение, а в другую на сжатие.

[Net]

СНиП 2.03.11-85 "ЗАЩИТА СТРОИТЕЛЬНЫХ
КОНСТРУКЦИЙ ОТ КОРРОЗИИ"

5.3. В зданиях для производств со среднеагрессивными и сильноагрессивными средами шаг стальных колонн и стропильных ферм должен быть 12 м и более.

почему в агрессивных средах нельзя использовать шаг колонн менее 12м, казалось должно быть наоборот?

[Om81]

Видимо, чтобы меньше было колонн и ферм (а следовательно, и фасонок и узлов - самых проблемных мест) :roll:

[Net]

Сообщение от Om81 Видимо, чтобы меньше было колонн и ферм (а следовательно, и фасонок и узлов - самых проблемных мест) :roll:

так на протяженной конструкции возможность образования прокороззированных участков увеличивается

[AIK]

Во первых агрессивная технология располагается все-таки внизу, именно там наибольшая концентрация активных примесей, но с этим утверждением можно спорить,
во вторых: с увеличением пролета растет толщина элементов, а вот это однозначно увеличивает коррозионную стойкость.

[Net]

значит по-вашему , например, в промышленных многоэтажных зданиях шаг металлических колонн должен быть не менее 12 м.?

[AIK]

Сообщение от Net значит по-вашему , например, в промышленных многоэтажных зданиях шаг металлических колонн должен быть не менее 12 м.?

Есть такое понятие: "принцип концентрации материалов", то есть при больших пролетах - большие сечения, при больших сечениях можно применять сквозные конструкции, в покрытиях -мембраны и прочие вещи, в которых работа элементов сводится к осевым нагрузкам, т.е. обеспечивается оптимальная работа металла. Естественно все зависит от нагрузок, технологии и т.д. Перекрытия башен-близнецов в NY были из 18м ферм высотой 600мм.

[wjea]

AIK
На близнецах не фермы, а система прутковых прогонов.

[AIK]

Понятия не имел что эта штука прутковым прогоном называется
И живьем их нигде не встречал (разве что в выставочных стендах). Один черт, стержневая система с осевыми нагрузками. В принципе тонкостенные балки тоже расчитываются как фермы, с допущением хлопунов по стенке. Серия "Канск", например.

[Net]

AIK
для одноэтажный промышленных зданий вопросов нет
у меня другой вопрос, можно ли в многоэтажных зданиях использовать шаг колонн менее 12м?
(я не говорю о целесообразности применения тех или иных конструкций, о выгодной работе структурных конструкций лишь с осевыми усилиями. Всё не однозначно. Если на больших пролетах заменять балочную клетку фермами, я смогу использовать пространсво прекрытия для коммуникаций, но не всегда смогу смонтировать оборудование и обеспечить габариты для грузоподъемных механизмов- теперь представьте как увеличится высота моего сооружения)
В моей практике сетка металлических каркасов многоэтажных зданий не отличается от ж.б. (технология от каркаса не меняется - всё унифицированно) - 6х6 и 6х9. Значит все эти сооружения не соответствуют нормам?

[Om81]

Вот еще момент интересный.. либо что-то упустили при правке, либо специально таким языком пишут:
СНиП II-22-81* Каменные и армокаменные конструкции:
п.6.20, таблица 29, примечание 1

Общий коэффициент снижения отношений b, определяемый путем умножения отдельного коэффициента снижения k (табл. 29), принимается не ниже коэффициента снижения kp, указанного в табл. 30 для столбов.

Сразу куча вопросов:
1. "путем умножения отдельного коэффициента k".. - на что умножения? Может быть, перемножения.. или умножения b на несколько разных k?
2. принимается не ниже коэф. kp.. - во первых (смотрим таблицу 30) - там нет никакого Кр, а есть "к для столбов". Во-вторых - "указанного в табл. 30 для столбов" - так принимать не ниже, если у меня столб? Или имеется в виду, что таблица для столбов? А если у меня перегородка, - мне что делать, - принимать как есть или НЕ ниже..? Ничего не понятно.

Теперь реальный пример. У меня, допустим, перегородка толщиной 12 см, с проемами, свободной длины L больше, чем 3.5 H (высоты этажа).
Нужно определить, какой максимальной высоты может быть перегородка, если она закреплена сверху, следуя пунктам 6.17-6-20. Казалось бы - все просто. Но по таблице 29 перегородка сразу подходит к трем условиям как минимум.. Допустим, перемножаем коэффициенты снижения(?), получаем некий очень малый коэффициент. Что теперь делать? Принимать его, или принимать не меньше чем для столбов (почему-то)..?
Это еще не вспоминая о пересекающихся условиях в пп. 6.17 и 6.19...

[EUDGEN]

Уважаемые коллеги!
Видимо, только у немногих возникают непонятки в трактовках СНиПов, иной раз, ставя в тупик...
Конкретный пример:
1. 5-ти этажное каркасное, с заполнением, здание больницы;
2. Сейсмичность площадки 7 баллов; Категория по сейсмич.св-вам 1;
3. Жесткость заполнения не учитывается.
Согласно СНиП 11-7-81 имеем:
а) К1=1;
б) К2=1;
в) Кпси=1.
г) по табл.5 для особо ответственных зданий + один бал, т.е. 8 баллов (т.е.А=0.2).
В итоге имеем: А* К1*К2*Кпси=0.2; Это 8-ми кратное превышение сейсмической нагрузки, если бы здание было бы обычным жилым???
Думаю, что одновременно учитывать особость в К1 и по табл. 5 необоснованно - либо там, либо там. В СНиПе это не оговорено.
4. Можно было бы проглотить сию непонятку, так ведь арматура в колоннах бешенная получается. Понятно, соотношение N и M при увеличенной сейсмической нагрузки в 8 раз для бетонного сечения просто губительное... А что бы произошло для 8-ми бальной площадки? Жуть...
5. И еще один пункт из СНиПа:

2.2. Расчеты зданий и сооружений на особые сочетания нагрузок с учетом сейсмических воздействий следует выполнять: а) на нагрузки, определяемые в соответствии с указаниями п. 2.5; б) с использованием инструментальных записей ускорений основания при землетрясении, наиболее опасных для данного здания или сооружения, а также синтезированных акселерограмм. При этом максимальные амплитуды ускорений основания следует принимать не менее 100, 200 или 400 см/с2 при сейсмичности площадок строительства 7, 8 и 9 баллов соответственно. При расчете по п. "б" следует учитывать возможность развития неупругих деформаций конструкций. Расчет по п. "а" следует выполнять для всех зданий и сооружений. Расчет по п. "б" следует выполнять при проектировании особо ответственных сооружений и высоких (более 16 этажей) зданий.

Т.е. для 15-ти эт.здания не следует... Дело-то в чем: пункт формальный и многие это понимают, но при прохождении экспертизы - весомая зацепка для торможения и напряга... А ведь, не объяснишь, что получить синтезированную акселерограмму для конкретной плошадки не просто - может и не быть, а аналог по соседству - иногда небо и земля.
PS
Эх, где наш спаситель Юрий? :roll:

[Nick2]

to EUDGEN
В СНиП II-7-81* есть еще таблица 1, согласно которой для грунтов 1 категории сейсмичность на балл снижается. Или я чего то не понимаю и у Вас сейсмичность площадки 7 баллов уже с учетом таблицы 1?

[DEM]

Во первых согласно прим. к табл. 3 К 1 принимается в соответствии с требованиями заказчика.
Во вторых откуда у вас появилась табл. 5, она была исключена.

[EUDGEN]

Nick2
Менньше 7 баллов для Кишинева не бывает.
Dem
Может в Российских нормах и отменено, но у нас действуект СНиП 11-7-81*, и там:

Таблица 5 Характеристика зданий и сооружений Расчетная сейсмичность при сейсмичности площа¬дки строительства, баллы 7 8 9 1. Жилые, общественные и производст¬венные здания и сооружения, за исклю¬чением указанных в пп. 2-5 7 8 9 2. Особо ответственные здания и соо¬ружения* 8 9 9** 3. Здания и сооружения, повреждение которых связано с особенно тяжелыми последствиями (большие и средние во¬кзалы, крытые стадионы и т. п.) 7 8 9 4. Здания и сооружения, функциониро¬вание которых необходимо при ликви¬дации последствий землетрясений (системы энерго- и водоснабжения, по¬жарное дело, системы пожаротушения, некоторые сооружения связи и т.п.) 7 8 9 5. Здания и сооружения, разрушение которых не связано с гибелью людей, порчей ценного оборудования и не вы¬зывает прекращения непрерывных производственных процессов (склады, крановые или ремонтные эстакады, небольшие мастерские и др.), а также временные здания и сооружения Без учета сейсмических воздействий Отнесение зданий и сооружений к п. 2 производится заказчиком. **Здания и сооружения рассчитываются на нагрузку, соответствующую расчетной сейсмичности, умноженную на дополнительный коэффициент 1.5. То же с коэффициентом 1.2.

Я соглашусь, что К1 может назначить сам заказчик на основании каких-то местных нормативов, осознавая, что затраты будут адекватными. Но зачем дважды вводить "особенность особоважных сооружений" (Табл.5). Настаиваю на своей непонятке:

В итоге имеем: А* К1*К2*Кпси=0.2; Это 8-ми кратное превышение сейсмической нагрузки, если бы здание было бы обычным жилым??? Думаю, что одновременно учитывать особость в К1 и по табл. 5 необоснованно - либо там, либо там. В СНиПе это не оговорено.

[DEM]

Ну не знаю как у вас в Кишиневе но у нас действует СНиП с редакцией от 2000-го года. В котором

Таблицы 4 и 5 исключены.

8)