[Flick]

Здравствуйте!

Проектируем гипермаркет. Исходные данные:

Размеры в плане 118х69 м.
Температурного шва нет.
Колонны стоят с шагом 12 м внутри здания и с шагом 6 м по наружной грани.
Сечение колонн 400х400 мм. Высота колонн 12 м.
Покрытие - металлические фермы (сходные с новой серией "Молодечно"), по ним уложены прогоны швеллер 24У, по ним профлист Н75 (с креплением в каждом гофре).
Связи по колоннам см. вложеннную картинку.
Колонны жестко заделаны в фундамент.

Положительного заключения экспертизы нет. Заказчик уже смонтировал колонны и монтирует металлические фермы.

Вопрос:

Допустимо ли при такой работе колонн рассчитывать их по расчетной схеме - "жесткое защемление снизу и шарнирное опирание сверху" с коэффициентом расчетной длины мю= 0.7? Или колонны будут работать как свободно стоящие?

Усилия и деформации колонн см. вложенные картинки.

Спасибо за ответы

PS: Страшно.

[Flick]

Усилия от ветра

[Кореш]

Видел склад, шарнирное защемление колонн снизу и сверху, по периметру горизонтальные связи, в крайних осях по периметру вертикальные связи, построен и стоит. Но самому пока боязно применять такие схемы.

[Flick]

Сообщение от Кореш Видел склад, шарнирное защемление колонн снизу и сверху, по периметру горизонтальные связи, в крайних осях по периметру вертикальные связи, построен и стоит. Но самому пока боязно применять такие схемы.

Вот и мне боязно. Даже не боязно, я чувствую нечто большее

[SergeyKonstr]

В плоскости поперечной рамы
-многопролетной 1,2*Н,
-однопролетной 1,5*Н.

[FEM]

Одна-две колонны в плоскости определения расчетной длины: верхний конец колонн свободен. Коэф. расчетной длины 2.
Более трех колонн в плоскости определения расчетной длины: верний конец зафиксирован от горизонтального перемещения. При шарнирном верхнем соединении - 0,7. При условии что жескости ригеля на порядка два больше. Если нет, то - 1.

[Flick]

Сообщение от SergeyKonstr В плоскости поперечной рамы -многопролетной 1,2*Н, -однопролетной 1,5*Н.

Сообщение от FEM Одна-две колонны в плоскости определения расчетной длины: верхний конец колонн свободен. Коэф. расчетной длины 2. Более трех колонн в плоскости определения расчетной длины: верний конец зафиксирован от горизонтального перемещения. При шарнирном верхнем соединении - 0,7. При условии что жескости ригеля на порядка два больше. Если нет, то - 1.

А как влияет на расчетную схему расстановка вертикальных связей? мю=1.2 и мю=0.7 я могу применить только если у меня есть связь в расчетном направлении в поперечной раме? Посмотрите, пожалуйста, на мою схему. Вопрос меня очень интересует, так как никто меня не проверяет, а здание почти построено. И если я неверно взял расчетную схему колонн....

[Ильнур]

Сообщение от Flick ...Допустимо ли ... мю= 0.7? Или колонны будут работать как свободно стоящие?..

Допустимо, колонны абсолютно несвободные, во всех направлениях. Согласно п.8.1.17 СНиП 52-01-2003 м=0,7. Как дополняющую информацию сообщите величину максимального перемещения верхов колонн по горизонтали (по любой расчетной схеме).

[SergeyKonstr]

Сообщение от Flick А как влияет на расчетную схему расстановка вертикальных связей?

Принимается 0,8*Н.

[Flick]

Сообщение от SergeyKonstr Принимается 0,8*Н.

Эммм...Я не понял, а откуда 0.8H взялось?

[Ильнур]

Сообщение от Flick Эммм...Я не понял, а откуда 0.8H взялось?

Видимо, из классической литературы, где мимоходом отмечается, что связи не совсем чугунные.

[SergeyKonstr]

Сообщение от Flick а откуда 0.8H взялось?

Offtop: А фиг его знает...Мутно там всё...\

[Бахил]

Offtop: Это же не сталь. Бетон вообще мутная вещь, а по расчётным длинам - так вообще полный завал

[Flick]

Сообщение от Ильнур Видимо, из классической литературы, где мимоходом отмечается, что связи не совсем чугунные.

Спасибо, я нашел. Один из источников - отмененный СНиП 2.03.01-84, табл. 32

Вот моя схема деформаций верхних частей колонн. Максимальная величина - 32 мм. (см. вложенную картинку)

Кстати, попробовал посчитать колонну на устойчивость с учетом жесткостей соседних колонн в плоскости поперечной рамы, предположив, что колонна связана с пружиной, жесткость которой принял по таблице 24 сх. 4. (колонны длиной 12 м, количество колонн в плоскости - 4 шт.)

Получил вот такую картину: (см. вложенную картинку)

Правильно ли я сделал?

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от SergeyKonstr Offtop: А фиг его знает...Мутно там всё...\

Спасибо, занятная таблица. А откуда она взята?

[Ильнур]

Сообщение от Flick Максимальная величина - 32 мм. ..

Будет стоять вечно.

[SergeyKonstr]

Сообщение от Flick занятная таблица. А откуда она взята?

Отсюда
http://dwg.ru/dnl/load/12287

[Юрий450]

СП 16.13330.2011
4.2.4 Расчетные схемы и основные предпосылки расчета должны отражать действительные условия работы стальных конструкций.
плоские или пространственные системы, раскрепленные (несвободные - рисунок 1, а); систему следует считать раскрепленной, если конструкция раскрепления не менее чем в 5 раз уменьшает горизонтальные перемещения системы; расчет таких конструкций может быть выполнен путем расчета отдельных элементов с учетом их взаимодействия между собой и с основанием;

----- добавлено через ~7 мин. -----
Вот от куда это пошло, что жесткий диск из металла раскрепляет все колонны? Он не такой жесткий как ж/б. И связи из металла это не ж/б диафрагмы жесткости.
И правильно очкуете.

[Flick]

Сообщение от Юрий450 СП 16.13330.2011 4.2.4 Расчетные схемы и основные предпосылки расчета должны отражать действительные условия работы стальных конструкций. плоские или пространственные системы, раскрепленные (несвободные - рисунок 1, а); систему следует считать раскрепленной, если конструкция раскрепления не менее чем в 5 раз уменьшает горизонтальные перемещения системы; расчет таких конструкций может быть выполнен путем расчета отдельных элементов с учетом их взаимодействия между собой и с основанием; ----- добавлено через ~7 мин. ----- Вот от куда это пошло, что жесткий диск из металла раскрепляет все колонны? Он не такой жесткий как ж/б. И связи из металла это не ж/б диафрагмы жесткости. И правильно очкуете.

Хорошо. Попробуйте посчитать перемещения плоской рамы от всех видов воздействий, а потом соедините ее с остальными пролетами. Я думаю, что перемещения уменьшатся не менее чем в 5 раз за счет жесткости ж/б колонн и передачи нагрузок через не такие жесткие металлические конструкции.

А жесткость диска покрытия, на мой взгляд, делает возможной передачу нагрузок на последующие пролеты.

То есть, вы утверждаете, что я допустил ошибку при назначении коэффициента расчетной длины? И что в любом многопролетном каркасе без ж.б. диафрагм необходимо принимать мю=2?

[Ильнур]

Сообщение от Flick ...что в любом многопролетном каркасе без ж.б. диафрагм необходимо принимать мю=2?

Дело не в материале диафрагмы. А в жесткости диафрагмы на сдвиг - жесткости диафрагмы из стальных предметов типа горизонтальные связи и сплошнопришитый профлист вполне достаточно для резкого уменьшения свободы рам. Естественно, монолитное перекрытие скорее жестче. Но еще есть протяженность диафрагмы от вертикальной связи до вертикальной связи и жесткости вертикальных связей.
Например вот сейчас для одной колонны получилось мю~1,4 при свободной отдельной раме и мю~0,9 при учета всей системы, причем учитывались только связи, а стальная кровля игнорировалась. А в ней больше жесткости, чем в стержневых. Многое зависит от расстояний до связей, а не только от железобетонности. Сборные плиты тоже можно понакидать как попало

[Юрий450]

Сообщение от Flick Хорошо. Попробуйте посчитать перемещения плоской рамы от всех видов воздействий, а потом соедините ее с остальными пролетами. Я думаю, что перемещения уменьшатся не менее чем в 5 раз за счет жесткости ж/б колонн и передачи нагрузок через не такие жесткие металлические конструкции. А жесткость диска покрытия, на мой взгляд, делает возможной передачу нагрузок на последующие пролеты.

Вот сейчас по этому поводу рассуждаем с главгосэкспертизой.
Выкинул из расчетной схемы торцевые связи, анализ показал, что связи не дают сокращения деформаций в 5 раз даже в соседней поперечной раме. Кстати покрытие тоже Молодечно, только колонны металл у меня.
СП просто по этому вопросу решил поступить конкретно, если ваши связи , диафрагмы или жесткие диски обеспечивают сокращение деформаций каркаса во всех пролетах в 5 раз, то можете считать такую схему как не свободную, т.е. закрепленную от перемещений в узлах и соответственно применять коэффициент 0,7 иначе надо ставить 2.

[Ильнур]

Нельзя сразу в крайности - типа вот так 2, если эдак - 0,7. СП есть СП. Есть же и поточнее информация.
Зависимость например для защемленной колонны с шарниром следующая:
Уменьшение деформации в 5 раз снижает мю=2 до 0,97. Заметьте, не 0,7.
Уменьшение деформации в 4 раз снижает мю=2 до 1,05
Уменьшение деформации в 3 раз снижает мю=2 до 1,18
Уменьшение деформации в 2 раз снижает мю=2 до 1,43.
Под деформацией подразумевается перемещение верха колонны от горизонтальной нагрузки.
Вывод: даже жалкий "резиновый" связик резко прибавляет устойчивости. Так и передайте эксперту.

[Юрий450]

Сообщение от Ильнур Нельзя сразу в крайности - типа вот так 2, если эдак - 0,7. СП есть СП. Есть же и поточнее информация.

Ну так сразу бы и писали в СП как вы расписали, но видимо очкуют писатели.
В данной расчетной схеме, чем дальше от связей находится колонна, тем ближе к 2 будет коэффициент. У меня в соседней со связями раме деформации падают раза в 3 (причем с монолитными перекрытиями в два этажа и короткое само здание) и чем дальше тем хуже. Тут каркас опупительно длинный - 2 однозначно.
СП просто дает инженерам конкретику, нефиг страдать ерундой, считайте 2 и н.е.м.

[Flick]

Сообщение от Юрий450 Ну так сразу бы и писали в СП как вы расписали, но видимо очкуют писатели. В данной расчетной схеме, чем дальше от связей находится колонна, тем ближе к 2 будет коэффициент. У меня в соседней со связями раме деформации падают раза в 3 (причем с монолитными перекрытиями в два этажа и короткое само здание) и чем дальше тем хуже. Тут каркас опупительно длинный - 2 однозначно. СП просто дает инженерам конкретику, нефиг страдать ерундой, считайте 2 и н.е.м.

Спасибо, конечно, за совет про "н.е.м", но здание почти построено. И вопрос мой касался, прежде всего, расчетной схемы. Ведь нельзя же так взять и посчитать колонну как свободно стоящую?

Ведь эпюра моментов от ветра соответствует схеме с шарнирным закреплением верхнего конца

[Бахил]

Кто так связи ставит? Offtop: Хрень какая то
Бери 1,8.

----- добавлено через 56 сек. -----
Ильнур, откуда ты это выкопал?

[Юрий450]

Сообщение от Flick Ведь эпюра моментов от ветра соответствует схеме с шарнирным закреплением верхнего конца

Эпюра, тут ничего не покажет, связи для этого и делают, чтобы передавать нагрузку от ветра на фундаменты. Вы выкиньте вертикальные связи по колоннам в торцах из расчетной схемы и посмотрите как изменились перемещение по горизонтали, если при связях перемещения были в 5 раз меньше , то можно брать 0,7 , если больше то тут вам нормативная литература не поможет, надо брать на себя ответственность. Но при этом я бы меньше 1,4 не брал.

Сообщение от Бахил Ильнур, откуда ты это выкопал?

Ильнур взял линейную зависимость.

[Flick]

Сообщение от Юрий450 Эпюра, тут ничего не покажет, связи для этого и делают, чтобы передавать нагрузку от ветра на фундаменты. Вы выкиньте вертикальные связи по колоннам в торцах из расчетной схемы и посмотрите как изменились перемещение по горизонтали, если при связях перемещения были в 5 раз меньше , то можно брать 0,7 , если больше то тут вам нормативная литература не поможет, надо брать на себя ответственность. Но при этом я бы меньше 1,4 не брал. Ильнур взял линейную зависимость.

Не могу понять одного - почему вы пренебрегаете жесткостью соседних железобетонных колонн в плоскости рамы? Ведь если в здании 6-7 пролетов, то это и будет являться решающим фактором.

Да и в любой литературе (например, Улицкий) даже в трехпролетной раме берется коэффициент м=1.5
Да и в старом СНиПе была же когда-то таблица 33

Кстати, картинка перемещений поможет нам сейчас? В однопролетной раме перемещения от ветра - 60 мм. В двухпролетной - 39 мм. В трехпролетной 30 мм. В моем случае - 15 мм. Я понимаю, что м=0.7 - брать не стоит. Но м=1.2, наверное, вполне правомерно. А СП просто обобщает все случаи и дает м=1.5 в данном варианте.

[Ильнур]

Сообщение от Бахил ...Ильнур, откуда ты это выкопал?

Не выкопал. А посчитал в соответствии с исходной установкой. СП говорит: схема без чугунно-вольфрамовых связей считай свободная. Если хочешь считать несвободной - ставь такую хрень (так теперь связи видимо называются), шоб деформации в 5 раз уменьшились. Какие деформации, интересно? Видимо, перемещения узлов - ведь несвободность именно предполагает несмещаемость узлов. Т.е. речь о податливости узлов. Т.е. о пружинах. Т.е. о том, что очень жесткую пружину можно принять за чугунный пень.
Соотвественно, для консоли я выбирал такие пружины, которые уменьшали смещение верха от единичной силы в 2 раза, 3 раза, 4 раза, и наконец, не побоюсь сказать, 5 раз. И с каждой пружиной произвел расчет на устойчивость, из которого получил ТОЧНУЮ расчетную длину для каждого случая. Результат выложил.
Зависимость пружина/мю нелинейная, это даже на глаз видно.
Вы давайте не мозги канифольте, а запишите: нужно учитывать не тупо 5-кратность, но любую мало-мальскую связь - она делает система ОФИГЕННО устойчивой. А то сразу 2 жирно не будет?

[Юрий450]

Сообщение от Ильнур А то сразу 2 жирно не будет?

Всю жизнь для таких схем считали 2, тут "бац" какой-то умник придумал поставить в торцах связи и уменьшить для 100 колонн расчетную длину в двое. Такому человеку памятник поставить нужно и Ленинскую премию дать за рац. предложение.
А как тогда обеспечивается общая устойчивость системы? Одним раскосом вертикальной связи? Спилил связь и здание сложилось.

----- добавлено через ~11 мин. -----

Сообщение от Flick Не могу понять одного - почему вы пренебрегаете жесткостью соседних железобетонных колонн в плоскости рамы? Ведь если в здании 6-7 пролетов, то это и будет являться решающим фактором.

Два пьяных мужика удержат друг друга от падения?

[Ильнур]

Сообщение от Юрий450 Всю жизнь для таких схем считали 2,

Кто считали? Кто ставил связи для красоты? Раз считали 2, то накой связи понадобились?

Сообщение от Юрий450 .. тут "бац" какой-то умник придумал поставить в торцах связи и уменьшить для 100 колонн расчетную длину в двое.

Это классическая связевая схема, со связями в торцах. Количество колонн непричем, хоть миллион - дело в "дальности" связей от центра событий и "жижости" диафрагмы.

Сообщение от Юрий450 .. Такому человеку памятник поставить нужно и Ленинскую премию дать за рац. предложение.

Это все уже выдано, сто лет назад. История связевых каркасов и горизонтальных диафрагм древна.

Сообщение от Юрий450 А как тогда обеспечивается общая устойчивость системы? Одним раскосом вертикальной связи? Спилил связь и здание сложилось.

Общая устойчивость таких сооружений всегда упирается в надежность одного элемента. Спилил колонну, и полздания сложилось. Спилил нижний пояс фермы, полздания сложилось. Или у мачты спилил тросик, и мачта упала.
Поэтому умышленно спиливать элементы (любые) не нужно.
Для случаев, когда умышленное вредительство высоковероятно и тяжко последствиями, предусмотрены спецмероприятия.

[Flick]

Сообщение от Ильнур Для случаев, когда умышленное вредительство высоковероятно и тяжко последствиями, предусмотрены спецмероприятия.

В данном случае мне как поступить (исходя из расстановки верт. связей, горизонтальных связей и т.п (см. вложения))? По какой расчетной схеме считать колонну и какую расчетную длину брать для нее?

----- добавлено через ~1 мин. -----

Сообщение от Юрий450 Два пьяных мужика удержат друг друга от падения?

Нет. А вот 7 пьяных мужиков (как Вы можете увидеть из горизонтальных перемещений на картинке, которую я выложил) вполне себе смогут удержать друг друга в известной степени

[Ильнур]

Сообщение от Flick В данном случае мне как поступить (исходя из расстановки верт. связей, горизонтальных связей и т.п (см. вложения))? По какой расчетной схеме считать колонну и какую расчетную длину брать для нее?

В жб дозволено считать на глаз, колонны жесткие априори из-за сечний, и не гнутся аки камыш. Поэтому берите в среднем 1. Однако у Вас колонны нагружены продольной силой совсем по-разному, и изгибаются тоже по-разному. Т.е. одни колонны держатся за другие (но не по Вашему предположению - типа чем больше пьяниц, тем лучше они держатся - будем считать, что вероятность падения в одном направлении достаточно большая, хотя у Вас конкретно колонны изначально гнутся навстречу друг другу). Ваша программа не позволяет определять мю стержней из упругого анализа? Думаю, мю самых сжатых колонн близок к 0,7. Но в жб такие мю не фигурируют, принимайте 0,8.
Конечно, провести бы полный анализ с физнелином, он бы показал, что все запроектировано с двухратным запасом.
Чтобы оценить вклад связей, уберите их и посмотрите на перемещения.

[Юрий450]

Сообщение от Flick В данном случае мне как поступить

Взять деньги за работу и свалить с измененной фамилией.
Все это за пределами вашей ответственности.
Если не хотите менять построенное - просто не парьтесь.
Хотите чтоб стояло вечно - надо принимать меры.

[Ильнур]

Сообщение от Юрий450 Взять деньги за работу и свалить с измененной фамилией.

Деньги потратить на пластику лица.
Да все будет стоять. Сто лет. Где Вы идели жб колонну, потерявшую устойчивость...

[Flick]

Сообщение от Юрий450 Взять деньги за работу и свалить с измененной фамилией. Все это за пределами вашей ответственности. Если не хотите менять построенное - просто не парьтесь. Хотите чтоб стояло вечно - надо принимать меры.

Просто я бы не хотел, чтобы потом мне же на голову упало все это чудо.

----- добавлено через ~4 мин. -----

Сообщение от Ильнур В жб дозволено считать на глаз, колонны жесткие априори из-за сечний, и не гнутся аки камыш. Поэтому берите в среднем 1. Однако у Вас колонны нагружены продольной силой совсем по-разному, и изгибаются тоже по-разному. Т.е. одни колонны держатся за другие (но не по Вашему предположению - типа чем больше пьяниц, тем лучше они держатся - будем считать, что вероятность падения в одном направлении достаточно большая, хотя у Вас конкретно колонны изначально гнутся навстречу друг другу). Ваша программа не позволяет определять мю стержней из упругого анализа? Думаю, мю самых сжатых колонн близок к 0,7. Но в жб такие мю не фигурируют, принимайте 0,8. Конечно, провести бы полный анализ с физнелином, он бы показал, что все запроектировано с двухратным запасом. Чтобы оценить вклад связей, уберите их и посмотрите на перемещения.

Я прекрасно понимаю, что мои связи, расположенные хаотично, не дают практически ничего. При расчете я принял мю=1.2, как и советует СНиП (старый). Так как я армировал колонны в программе Microfe (а точнее в Gen3Dim), коэффициенты расчетной длины оказывают влияние на армирование колонн.

[realdoc]

Сообщение от Ильнур Где Вы видели жб колонну, потерявшую устойчивость...

Куда же она денется, потеряет устойчивость как милая при соответствующих условиях. В общем-то почти любое разрушение железобетонной колонны (как и стальной) есть потеря устойчивости. Случаи очень больших эксцентриситетов, когда элемент ближе к чисто изгибаемому в расчет не берем.
Таки гнуться аки камыш

[Ильнур]

Сообщение от realdoc Куда же она денется, потеряет устойчивость как милая при соответствующих условиях.

Таких условий нет, колонны в танке. Не свободные они. Тем более что с мю=1,2 посчитаны. Можно спать спокойно, Flick.

Сообщение от realdoc В общем-то почти любое разрушение железобетонной колонны (как и стальной) есть потеря устойчивости.

Устойчивость теряют ЛСТК. Причем по причине потери локальной устойчивости. Стальная колонна в-общем-то всегда сжато-изгибаемая, и разрушение происходит в силу исчерпания прочности. А уж жб...

Случаи очень больших эксцентриситетов, когда элемент ближе к чисто изгибаемому в расчет не берем.

Достаточно одной таблэтки ветровой, чтобы колонна стала изгибаемой. Даже Александрийский столп.

Таки гнуться аки камыши

Очень неудачный пример - все разрушилось, а колонны стоят. А погнутая колонна на переднем плане - это не причина разрушения, а следствие разрушения ДРУГИХ элементов. Скорее перекрытие сломалось, от перегруза.
"Поп упал с колокольни, сам вдребезги, а калоши целы"(с).

[Бахил]

Сообщение от realdoc Таки гнуться аки камыш

Фу-ты, ну ты. Уже обсуждалось. Из одноэтажного промздания решили сляпать 6-и этажку.
Устойчивость ни причём.

[Ильнур]

Сообщение от Бахил Устойчивость ни причём.

Да!

[realdoc]

Сообщение от Ильнур Таких условий нет, колонны в танке. Не свободные они. Тем более что с мю=1,2 посчитаны. Можно спать спокойно.

Если речь о конкретном примере, то может быть. Но в принципе такое явление в жб присутствует.

Сообщение от Ильнур Стальная колонна в-общем-то всегда сжато-изгибаемая, и разрушение происходит в силу исчерпания прочности. А уж жб...

Потеря устойчивости бывает не только упругая (по Эйлеру, гибкость примерно больше 100), но и то, что Вы называете "по прочности" это тоже потеря устойчивости. В металле принято близко к Ясинскому и вроде бы Власову - от этого явление не перестает быть потерей устойчивости, только гибкость меньше 100.
Я не говорил, что все колонны с изгибающим моментом не считаются, я говорил что колонны с очень большим эксцентриситетом не считаются. В металле для этого определяется относительный эксцентриситет - если он больше 20, только тогда считается что потерей устойчивости можно пренебречь.

Сообщение от Ильнур Очень неудачный пример - все разрушилось, а колонны стоят

Очень удачный - некто очень умный решил в семиэтажном здании связи не делать, видимо тоже думал, что оне же не камыши.

----- добавлено через ~5 мин. -----

Сообщение от Бахил Фу-ты, ну ты. Уже обсуждалось. Из одноэтажного промздания решили сляпать 6-и этажку. Устойчивость ни причём.

А чем отличается 6-ти этажное здание от одноэтажного кроме нагрузки на колонны? И что происходит с колоннами когда нагрузка на них больше предельной? Не уж то просто вертикально садятся не отклоняясь в сторону? Покажи мне хоть одно здание где колонны в лепешку сдавились (что происходит со стальными цилиндрами очень малой высоты при сжатии).

[Бахил]

Сообщение от realdoc Очень удачный - некто очень умный решил в семиэтажном здании связи не делать

И что? Это в стальном СП люди корячатся с расчётными длинами, а в ж/б всё просто - единица для любого каркаса - хоть связевого, хоть чисто рамного.

Сообщение от realdoc А чем отличается 6-ти этажное здание от одноэтажного

Ригели к чему крепить будешь?

[realdoc]

Сообщение от Бахил в ж/б всё просто - единица для любого каркаса - хоть связевого, хоть чисто рамного.

А мужики-то не знают...
Сейчас вот готовлю вопросы для внутренней аттестации. Ты - не сдал уже :-).

Сообщение от Бахил Ригели к чему крепить будешь?

К колоннам, а что?

[Ильнур]

Сообщение от realdoc ..Потеря устойчивости бывает не только упругая (по Эйлеру, гибкость примерно больше 100), но и то, что Вы называете "по прочности" это тоже потеря устойчивости. В металле принято близко к Ясинскому и вроде бы Власову - от этого явление не перестает быть потерей устойчивости, только гибкость меньше 100..

Да что Вы говорите. Потеря устойчивости в любой стадии материала есть лавинообразное переформирование в попытке занять другую устойчивую форму. Потеря прочности - просто последний этап, следствие этого явления. Ригель например не теряет устойчивости, а сразу разрушается. Возможно даже хрупко.

Сообщение от realdoc .. В металле для этого определяется относительный эксцентриситет - если он больше 20, только тогда считается что потерей устойчивости можно пренебречь.).

Не совсем так - даже чисто изгибаемая балка считается на устойчивость ПФИ (есть такое у тонкостенных). Просто формы другие и расчетные длины соответствено.

Сообщение от realdoc .. Очень удачный - некто очень умный решил в семиэтажном здании связи не делать, видимо тоже думал, что оне же не камыши.).

1. Связи при шестикратной перегрузке как мертвому припарки. 2. Вы же и призываете игнорировать связи. 3. На фото никто не шатался, просто грохнулось вертикально вниз.

Сообщение от realdoc .. А чем отличается 6-ти этажное здание от одноэтажного кроме нагрузки на колонны? .

Сечением колонны.

[Бахил]

Сообщение от Ильнур Сечением колонны

Причём в одноэтажном сечение гораздо больше
Offtop: Это промка была высотой где то метров 15-18.

[realdoc]

Сообщение от Ильнур Да что Вы говорите

Если Вы почитаете про потерю устойчивости по Ясинскому, а не будете пытаться поддеть - истину установите гораздо быстрее.

Сообщение от Ильнур Потеря устойчивости в любой стадии материала есть лавинообразное переформирование в попытке занять другую устойчивую форму

Это ваше определение, точнее Ваше понимание вопроса устойчивости.
На самом деле понятие устойчивости гораздо шире.

Сообщение от Ильнур Связи при шестикратной перегрузке как мертвому припарки

На что спорим, что я приведу пример при котором элемент перегруженный в 6 раз при наличии системы связей (но не таких как Вы думаете) будет продолжать работать?

[Бахил]

Сообщение от realdoc На что спорим,

Offtop: А без спора никак?

[realdoc]

Сообщение от Ильнур На фото никто не шатался, просто грохнулось вертикально вниз.

исчерпание прочности сжатого элемента без потери устойчивости это раздавливание в лепешку - сначала образуется бочка, потом лепешка. Покажите его на фото.

Нажмите для просмотра

http://www.youtube.com/watch?v=rD55QCdp1Ys
----- добавлено через ~13 мин. -----

Сообщение от Бахил Offtop: А без спора никак?

Лично для тебя.
1. Берем сухой песок, который в естественном состоянии будучи сформованным в виде вертикального цилиндра не обладает никакой несущей способностью. Сворачиваем лист бумаги в трубочку, склеиваем. Внутрь насыпаем этот же самый песок. При желании на такой цилиндр может легко встать взрослый человек. Я наложил связи на частицы песка? Что-то еще изменилось?
2. Скажу по секрету - опрокидывание - частный случай потери устойчивости. Только это потеря устойчивости не формы, а положения. Возьмем некоторый элемент нагруженный моментом до стадии близкой к опрокидыванию. Несущая способность почти равна нулю. Добавляю связи - опрокинуться он не может. Во сколько раз возросла несущая способность? Да хоть во сколько.
3. Сдвиг подпорной стены - тоже потеря устойчивости. Тоже система связей бесполезна?
4. Берем бак с водой, но не полный. Пока вода может переливаться угол наклона бака до потери устойчивости (опрокидывания) будет один. Берем просто делим бак внутренними стенками - вода не может сливаться к краю в сторону опрокидывания - устойчивость повышается.
Причем все это примеры реально используемые в технике.
5...бесконечность - придумай сам - вариантов масса.

[Flick]

Сообщение от Бахил Offtop: А без спора никак?

Сообщение от realdoc Лично для тебя.

Сообщение от Ильнур Да!

Сегодня я встречался с заказчиком. На перстах у него были большие золотые кольца, а на рингтоне слезливая песня про вора. Стоит мне бежать на Шайтанские острова в женском платье, или можно пока пожить в своем родном городе?

И можно еще попросить Вас посоветовать мне литературу по поводу устойчивости?

[Бахил]

Сообщение от realdoc Лично для тебя.

Offtop: Фокусы
Речь не об устойчивости положения, а об устойчивости формы.

[realdoc]

Сообщение от Бахил Речь не об устойчивости положения, а об устойчивости формы.

Это частные случаи одного общего понятия - потери устойчивости. И между ними не такая четкая граница как кажется. Рассмотрим 3 схемы:
1. Абсолютно жесткий стержень установлен консольно, внизу заделка, но не жесткая, а пружинка на кручение. Очевидно такая схема будет терять устойчивость с наклоном стержня вбок, сама форма стержня при этом не меняется. Т.е. это близко к потери устойчивости положения.
2. Стержень конечно жесткости установлен консолько, внизу абсолютно жесткая заделка. Очевидно такая схема будет терять устойчивость привычно - с изгибом стержня вбок. Т.е. это по сути потеря устойчивости формы.
3. И стержень гибкий и заделка не жесткая. В этом случае потеря устойчивости будет формы или положения? Очевидно что совместная.
Причем можно подобрать нагрузки и жесткости, при которых в схеме 1 и 2 потери устойчивости не будет, а в схеме 3 - будет.
Да и что есть потеря устойчивости формы если не потеря устойчивости положения для отдельных участков стержня? В примере с песком тоже можно поспорить - форма песка в виде отформованного цилиндра не могла удерживаться без наложенных связей, так что это - потеря устойчивости формы.
Offtop: Недавно разговаривал с одним ученым - он рассказывал, что есть опыт стыкования железобетонных колонн через фрезерованный торец. Усилия в этом случае могут передаваться через очень тонкий слой раствора. Толщина слоя раствора не должна превышать 1/6 диаметра арматуры. В этом случае раствор выдерживает теже самые напряжения, что и арматурный стержень - 400-500МПа (кто тут говорил про 6-ти кратное увеличение несущей способности - по сути имеем минимум 20-ти кратное увеличение). Естественно арматура должна быть строго соосной. По сути тот же самый эффект - наложение связей в поперечном направлении.
Смотреть надо ширше.

[Ильнур]

Сообщение от realdoc Если Вы почитаете про потерю устойчивости по Ясинскому, а не будете пытаться поддеть - истину установите гораздо быстрее.

Ясинский (и не только) прочтен сто лет назад, истина давно установлена.

Сообщение от realdoc Это ваше определение, точнее Ваше понимание вопроса устойчивости. На самом деле понятие устойчивости гораздо шире.

Это констатация факта - независимо от существования широких и разных понятий об устойчивости, под устойчивостью стержня понимается потеря исходной формы именно из-за возможности других. Т.е. перенапряжения - это уже следствие.

Сообщение от realdoc На что спорим, что я приведу пример при котором элемент перегруженный в 6 раз при наличии системы связей (но не таких как Вы думаете) будет продолжать работать?

Да, пожалуйста, исходные: колонна 40х40 см, длина 80 см. Армирование максимально возможное по нормам, исходная нагрузка предельная.
Вы бы лучше отследили алгоритм расчета колонн по СНиП, и постарались хоть немного уловить влияние Lрасч на армирование реальной колонны. С моментами, поперечными и т.д.

[Бахил]

Flick, согласно СНиП, для твоего случая максимальное мю=1,2. Учитывая, что "хаотичные" связи всё таки создают некоторую неподвижность, мю можно снизить до 1.
Если гибкость колонны с мю=1,2 не больше 120, то можешь спать спокойно - в этом случае запас не менее 2.
На флуд реалдока можешь не обращать внимания.
Offtop: Как ни прискорбно, но в данном случае прав Ильнур, т.к. устойчивость в ж/б - область мифическая.

[realdoc]

Сообщение от Ильнур Вы бы лучше отследили алгоритм расчета колонн по СНиП, и постарались хоть немного уловить влияние Lрасч на армирование реальной колонны. С моментами, поперечными и т.д.

Вот и проследите как вычисляется критическая сила для железобетонных элементов и как она вычисляется по Эйлеру. Первый скрин из СП по железобетону, второй из учебника по сопромату. Все еще будете утверждать, что жб элементы не теряют устойчивость?

Сообщение от Ильнур Это констатация факта - независимо от существования широких и разных понятий об устойчивости, под устойчивостью стержня понимается потеря исходной формы именно из-за возможности других. Т.е. перенапряжения - это уже следствие.

Это не более чем Ваше мнение. Потеря устойчивости стержня возможна как в упругой стадии, так и с учетом пластических деформаций. И для железобетона учитываются именно "образование трещин и неупругие деформации бетона и арматуры".
Поэтому жесткость D, которой в формуле заменили EI определяется так же как и EI, только с понижающим коэффициентом, который зависит от:
1. Образования трещин - учитывается относительным эксцентриситетом.
2. Ползучести бетона - учитывается коэффициентом длительности нагрузки.
И поэтому как бы Вы ни хотели обратного, для железобетона не придумали ничего лучше чем поправить формулу Эйлера. Да и для металла по большому счету тоже. Иначе надо делать расчет по деформированной схеме. И я его делал - с учетом образования трещин и ползучести бетона. И выкладывал здесь - надеюсь и вы выложите что-то подобное. И по этому расчету кстати видно уже по нескольким итерациям будет ли система устойчива.

Сообщение от Ильнур Да, пожалуйста, исходные: колонна 40х40 см, длина 80 см. Армирование максимально возможное по нормам, исходная нагрузка предельная.

1. Во-первых пример должен привести я. Так что давайте я буду заказывать исходные данные.
2. Да пожалуйста - мои связи - ограничение подвижности всех частиц колонны во всех направлениях. Спорим, что несущая способность повысится настолько насколько я захочу?
У вас зашоренное понятие что об устойчивости, что о связях.

[Ильнур]

Сообщение от realdoc ... Спорим, что несущая способность повысится настолько насколько я захочу?

Исходные: колонна 40х40 см, длина 80 см. Армирование максимально возможное по нормам, исходная нагрузка предельная. Вы проиграли, бутылку Хенесси сюда.

Сообщение от realdoc .У вас зашоренное понятие что об устойчивости, что о связях.

Сам ты зашоренный, на центральном сжатии. Жб - это сплошные гнущиеся предметы. Постепенно поймешь.

[realdoc]

Сообщение от Ильнур Сам ты зашоренный, на центральном сжатии.

Во-первых я с Вами водку не пил, чтобы на "ты" переходить.
во-вторых - что там с формулой Эйлера в жб? Будут комментарии? Иначе признаем слив засчитанным.
Центральное сжатие тут вообще не причем - эта формула применяется в жб для всех случаев и любых эксцентриситетов. Даже случайных.

Сообщение от Ильнур Исходные: колонна 40х40 см, длина 80 см. Армирование максимально возможное по нормам, исходная нагрузка предельная. Вы проиграли, бутылку Хенесси сюда.

т.е. накладывание связей на все частицы колонны не увеличивает несущей способности. Эффект обоймы, обжатие, поперечные деформации - незнакомые слова?

Offtop:

Сообщение от realdoc накладывание связей на все частицы колонны

если наложить связи по вертикальной оси - то несущая способность действительно сильно возрастет ^_^
Но в эффект обоймы в 6 раз поднимающий несущую способность колонны что-то не верится

[Ильнур]

Сообщение от realdoc ... что там с формулой Эйлера в жб? Будут комментарии?

Пожалуйста: в жб (как и во всех других) используется понятие "Расчетная длина" (запиши). Расчетная длина - это (вспомнил мультик смешарики, как перебинтованному пингвину сова читает про самолет) для сжатых стержней аналогия с Эйлеровым. Однако (с выражением) колонна здания имеет НДС, резко не похожий на центральное сжатие, и расчетная длина практически мало влияет на армирование. Поэтому: бери 1 или 1,2, один хрен, раз гнется.

Сообщение от realdoc т.е. накладывание связей на все частицы колонны не увеличивает несущей способности. Эффект обоймы, обжатие, поперечные деформации - незнакомые слова?

Я же говорю, Вы, уважаемый realdoc, не смогли ушестерить несущую способность моей колонны.

[hentan]

Offtop: мне просто кажется, или любая тема скатывается к определению расчетной длины колонны (причем сейчас уже от металла к жб плавно переходит)...

[realdoc]

Сообщение от Ильнур Однако (с выражением) колонна здания имеет НДС, резко не похожий на центральное сжатие

Где я хоть раз сказал про центральное сжатие или где в СП или хотя бы учебниках по железобетону написано что-то подобное

Сообщение от Ильнур Поэтому: бери 1 или 1,2, один хрен, раз гнется.

Не надо уходить от темы - устойчивость в жб рассматривается. И рассматривается как раз решением задачи по Эйлеру. Поэтому такое понятие как потеря устойчивости для железобетонных колонн есть. Его допускается не учитывать только если расчетная длина не более чем в 4 раза превышает соответствующий размер сечения, т.е. L0/h<=4. Потому что только при таких гибкостях этим явлением действительно можно пренебречь. Много вы знаете таких колонн?

Сообщение от Ильнур Но в эффект обоймы в 6 раз поднимающий несущую способность колонны что-то не верится

Я выше написал про 20. Так что 6 - легко

[Ильнур]

Сообщение от realdoc Ильнур: Но в эффект обоймы в 6 раз поднимающий несущую способность колонны что-то не верится

Это не я писал.
Но обоймой действительно в 20 раз можно повысить, если 19 частей нагрузки возьмут обоймы.

Не надо уходить от темы - устойчивость в жб рассматривается.

Так тема же не об рассмотрении/не рассмотрении. А о том, что у автора гнущиеся колонны, и он боится за мю=1,2. Ему кажется, что надо было 2. Откуда проистекает 2?
Я уже говорил Вам, что таких условий нет. А есть условия для 0,7. Согласно Эйлеру.

[realdoc]

Сообщение от Ильнур Но обоймой действительно в 20 раз можно повысить, если 19 частей нагрузки возьмут обоймы.

Чисто за счет эффекта поперечного обжатия - этим обойма отличается от прост внешней арматуры или внешней колонны. Куда материалу деваться при трехосном обжатии когда напряжения по всем осям будут одинаковы. В этих условиях работают даже жидкости, не говоря уже про песок, не говоря уже про раствор, не говоря уже про бетон.
Поэтому жидкости практически несжимаемы - сжатие жидкостей происходит за счет деформации молекул, а не их переупорядочивания. Очевидно, что для деформации молекул нужны силы совсем других порядков по сравнению с теми, с которыми работаем мы.
Естественно для реальных конструкций обеспечить равенство всех напряжений нереально. Но это и не нужно - мы же не с жидкостями работаем.

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от Ильнур Так тема же не об рассмотрении/не рассмотрении. А о том, что у автора гнущиеся колонны, и он боится за мю=1,2. Ему кажется, что надо было 2. Откуда проистекает 2?

Понятно. Т.е. дело только в конкретной теме - для конкретных колонн автора.
Само по себе понятие потери устойчивости для обычных железобетонных колонн Вы уже не отрицаете, я правильно понял?

[Ильнур]

Сообщение от realdoc Чисто за счет эффекта поперечного обжатия - этим обойма отличается от прост внешней арматуры или внешней колонны. Куда материалу деваться при трехосном обжатии когда напряжения по всем осям будут одинаковы. В этих условиях работают даже жидкости, не говоря уже про песок, не говоря уже про раствор, не говоря уже про бетон.

Понятно. Песчаные колонны в стальной трубе. Никуда не денутся.

Сообщение от realdoc Поэтому жидкости практически несжимаемы - сжатие жидкостей происходит за счет деформации молекул, а не их переупорядочивания.

Понятно. Колонны монокристалльные. В вольфрамовой преднапряженной обойме.

Сообщение от realdoc Само по себе понятие потери устойчивости для обычных железобетонных колонн Вы уже не отрицаете, я правильно понял?

Вы кого пытаетесь учить?
Я отрицаю усмотрение потери устойчивости жб колонн там, где НЕТ УСЛОВИЙ для потери устойчивости. Нужно на вещи смотреть реально. С фото Вы вообще расстроили меня. Там просто многократный перегруз, там есть все условия для прямого разрушения элементов. Если бы колонна потеряла устойчивость, она бы лежала сломанной.

[realdoc]

Сообщение от Ильнур Ему кажется, что надо было 2. Откуда проистекает 2

Вообще для консольного стержня загруженного силой на конце мю=2. Это общеизвестно. Также очевидно, что если у нас есть ряд защемленных стоек одинакового сечения, загруженных одинаковой нагрузкой и соединенных шарнирно примыкающими ригелями, то для каждой из этих стоек мю тоже будет равно двум. Если сечения и/или силы не равны, то мю для стоек будет отличаться - менее нагруженные колонны будут помогать более нагруженным, поэтому для менее нагруженных стоек мю будет больше чем 2, для более нагруженных - меньше чем 2.
Т.е. чисто с точки зрения строительной механики это выглядит именно так. Поэтому в СП52-101-2003 это именно так, в СП63 тоже.
Откуда взялось 1,2 - из СНиП 2.03.01-84* "Бетонные и железобетонные конструкции". Тогда была модной экономия, так как деньги были государственные. И рассматривалось решение потери устойчивости таким образом, что все колонны сразу не могут быть загружены расчетной нагрузкой и терять устойчивость одновременно. Поэтому 1,2 вполне приемлемо для одноэтажных зданий. С точки зрения строительной механики это не так.
Это все при отсутствии торцевых связей. При наличии торцевых связей и наличии жесткого диска всегда было принято брать 0.8 (в СНиПе решили что из-за неидеальности диска 0,7 брать не стоит).

Сообщение от Ильнур Я отрицаю усмотрение потери устойчивости жб колонн там, где НЕТ УСЛОВИЙ для потери устойчивости.

Его нет только если расчетная длина колонны не превышает 4-х соответствующих размеров поперечного сечения. Много Вы знаете таких колонн? Много Вы вообще просчитали колонн по деформированной схеме? Можно глянуть хоть один расчет по деформированной схеме?

Сообщение от Ильнур Там просто многократный перегруз, там есть все условия для прямого разрушения элементов.

Ссылку в студию на СНиП (СП) в котором указано, про "прямое разрушение элементов" - а то там больше про формулу Эйлера пока. Эти колонны выстояли, потому что при разрушении примыкающих элементов нагрузка на них уменьшилась. Все остальные колонны потеряли устойчивость. И когда мы делаем расчет по СНиП мы тоже делаем расчет на устойчивость, а не на какое-то "прямое разрушение". И ни одна колонна при расчете по деформированной схеме не понесет больше чем при расчете по прочности. При малых расчетных длинах учет деформированной схемы практически ничего не дает. Но при больших - очень даже. Эффект потери устойчивости для железобетона есть и предусмотрен в СНиП - поэтому и есть там формула Эйлера. И устойчивость элементы могут терять не только упруго. Железобетонные колонны не упруго.

[Бахил]

Offtop: Не, ребята, как то даже скучно стало. Чёт вы отошли от темы.
И можно покороче писать? А то много буков и я за вами не поспеваю.

[Ильнур]

Сообщение от realdoc Вообще для консольного стержня загруженного силой на конце мю=2. Это общеизвестно. Также очевидно, что если у нас есть ряд защемленных стоек одинакового сечения, загруженных одинаковой нагрузкой и соединенных шарнирно примыкающими ригелями, то для каждой из этих стоек мю тоже будет равно двум. Если сечения и/или силы не равны, то мю для стоек будет отличаться - менее нагруженные колонны будут помогать более нагруженным, поэтому для менее нагруженных стоек мю будет больше чем 2, для более нагруженных - меньше чем 2. Т.е. чисто с точки зрения строительной механики это выглядит именно так. Поэтому в СП52-101-2003 это именно так, в СП63 тоже.

Вы кого учить пытаетесь? Вопрос был простой: откуда к схеме автора проистекает 2?

Сообщение от realdoc Откуда взялось 1,2 - из СНиП 2.03.01-84* "Бетонные и железобетонные конструкции". Тогда была модной экономия, так как деньги были государственные. И рассматривалось решение потери устойчивости таким образом, что все колонны сразу не могут быть загружены расчетной нагрузкой и терять устойчивость одновременно. Поэтому 1,2 вполне приемлемо для одноэтажных зданий.

Зачем врать-то? Для экономии...было модно...Вы что несете-то? В нормах ВСЕ направлено на экономию (и не только). Но мода в нормах...особенно в расчетных длинах...Остапа понесло.

Сообщение от realdoc (в СНиПе решили что из-за неидеальности диска 0,7 брать не стоит

А Вы стояли рядом при принятии решения и записывали...

Много Вы вообще просчитали колонн по деформированной схеме?

Сильно интересует?

Его нет только если расчетная длина колонны не превышает 4-х соответствующих размеров поперечного сечения.

Вы, как понял, не вникаете в суть сказанного. Условий для потери устойчивости колонн, армированных при мю=1,2, у автора нет. Как понял вопрос?

Сообщение от realdoc Ссылку в студию на СНиП (СП) в котором указано, про "прямое разрушение элементов" ....

Любой СНиП по жб. Расчеты на прочность.
Да, спорим: у автора сооружение сто лет простоит.

[realdoc]

Сообщение от Ильнур А Вы стояли рядом при принятии решения и записывали...

Я лично спрашивал у Залесова А.С. несколько лет назад. Есть еще вопросы?

Сообщение от Ильнур Сильно интересует?

Нет - я думаю было бы что привести, привели бы. У меня было - я выкладывал. И мне за эти расчеты не стыдно.

Сообщение от Ильнур Любой СНиП по жб. Расчеты на прочность.

Фразу про "прямое разрушение элемента" в студию.

Сообщение от Ильнур Вы кого учить пытаетесь?

Самоуверенность корень всех проблем. Не надо пытаться давить на меня авторитетом: во-первых мне на него плевать, во-вторых это не красит любого человека.

Сообщение от Ильнур Условий для потери устойчивости колонн, армированных при мю=1,2, у автора нет

Ну наконец-то хоть само явление потери устойчивости для железобетонных элементов не отрицается. Уже большой шаг вперед.
Конкретно по схеме автора у меня есть мнение. Но к разговору о возможности потери устойчивости при неупругой работе материала это отношения не имеет.
Мое мнение такое:
1. Так как покрытие из стальных элементов гораздо более податливое чем железобетонные колонны, то раскрепление связями можно учитывать только в ряду, в котором присутствуют связи. Влиянием жесткого диска на обычные воздействия пренебречь.
2. На воздействия, которые являются аварийными (например удар погрузчиком, который по западным нормам требуется учитывать для магазинов) и/или направленными только на одну колонну раскрепление жестким диском учитывать.
Это при проектировании. Если бы я или кто-то другой налажал при проектировании и сделал по другому - я бы задал фактические элементы диска и посчитал реальные расчетные длины для колонн. Если бы и в этом случае не прошло - я бы уже думал, можно ли руководствоваться той-же отговоркой, что и в СНиПе-84. Скорее бы всего воспользовался.
Т.е. четкой схемы здесь быть не может. Поэтому я бы взял более безопасный вариант, а если взять его невозможно - посчитал бы и думал бы в конкретном случае. Т.е. мой ответ автору - посчитать с учетом диска и потом уже думать.

[Flick]

Сообщение от realdoc и потом уже думать.

Сообщение от Ильнур Таких условий нет, колонны в танке. Не свободные они. Тем более что с мю=1,2 посчитаны. Можно спать спокойно, Flick.

Сообщение от Бахил Flick, согласно СНиП, для твоего случая максимальное мю=1,2. Учитывая, что "хаотичные" связи всё таки создают некоторую неподвижность, мю можно снизить до 1. Если гибкость колонны с мю=1,2 не больше 120, то можешь спать спокойно - в этом случае запас не менее 2. На флуд реалдока можешь не обращать внимания.

Грустно мне. Я этот же вопрос задавал эксперту при консультации с ним. Ответ был "эта колонна выдержит и танк". Вывод - никогда больше не буду рисковать так и надеяться, что это здание будет стоять.

Большое спасибо Вам за ответы.

Я немного успокоился.

[Ильнур]

Сообщение от realdoc Я лично спрашивал у Залесова А.С. несколько лет назад. Есть еще вопросы?.

Есть, масса. Вы уверены, что вопрос был правильно задан, правильно понят, и наконец, ответ был правильно дан и понят?

Сообщение от realdoc Фразу про "прямое разрушение элемента" в студию..

Уже выносил - см. пед. посты. В контексте разговора (детского) это означает разрушение НЕ ОТ ПОТЕРИ устойчивости.

Не надо пытаться давить на меня авторитетом

Каким авторитетом? Это Залесов возможно и авторитет.

Сообщение от realdoc Ну наконец-то хоть само явление потери устойчивости для железобетонных элементов не отрицается. Уже большой шаг вперед..

Вам такое "само" отрицание померещилось, т.к. Вы невнимательны. Перечитайте тему заново.

Конкретно по схеме автора у меня есть мнение.

Это лишь Ваше мнение.

.. я бы задал фактические элементы диска и посчитал реальные расчетные длины для колонн.

И не получили бы ни одного мю=2. Там свободных колонн нет.

Сообщение от realdoc Т.е. четкой схемы здесь быть не может. .

В СНиП априори ориентировочные мю. Вот о чем разговор. А объект - четкий, даже построенный уже. И простоит 100 лет.

[Flick]

В дополнение вышесказанному

[7404307]

вообще спор не совсем понятен, и впрямь.
Если утверждать, что Жб колонны не теряют устойчивость, то, можно сказать, что и стальные колонны не теряют устойчивость (те, которые "примерно попадают в диапазон Ясинского").
Ведь методика их расчета - одинаковая, с поправкой на материал. И там и там учитывается начальная погибь (либо случайный эксцентриситет для жб) и возможность образования пластических деформаций (для стали чуть более просто, но все же). Это на примере центрального сжатия (которое центральным по сути ни там, ни там - не является). Почему тогда в одном случае речь идет о потери устойчивости, а в другом нет? Если я жб колонну сделаю достаточно гибкую, 120 скажем..? А такие есть. И она, конечно же, потеряет устойчивость при большой осевой нагрузке.
А если сделать жб табуретку скажем 6х6 с колоннами 300х300 и высотой этажа 4 метра. И сделать этажей 200 =) Что, "в бок" не уйдет?? =)

[realdoc]

Сообщение от Flick Вывод - никогда больше не буду рисковать так и надеяться, что это здание будет стоять.

Вы неправильно поняли. Бояться не надо. Надо взять и посчитать и после этого спать спокойно. Есть жесткий диск, хотите его учесть - посчитайте насколько он реально жесткий. Огульно брать 1,2 это неправильный вариант. Но СНиП 2.03.01-84* писали тоже не дураки и верность их выводов подтверждается всеми зданиями которые были построены по таким нормам. По крайней мере мне неизвестны случаи разрушения зданий построенных в 198х годы чтобы разрушение было именно из-за неверного назначения расчетной длины.

Сообщение от Flick Ответ был "эта колонна выдержит и танк"

Посчитайте. Вопрос "жесткости" жесткого диска из металла лежит за рамками норм железобетона, соответственно он лежит в плоскости "по общим правилам строительной механики". Может и танк выдержит. Но достаточно чтобы выдержала удар погрузчика. По еврокоду горизонтальная нагрузка от удара - масса погрузчика с грузом умноженная на 5. Что очень немало.

----- добавлено через ~11 мин. -----

Сообщение от Ильнур разрушение НЕ ОТ ПОТЕРИ устойчивости

Я Вам уже несколько раз написал - по действующим нормам (и уже очень давно) это возможно только если Lo/h меньше 4-х. Сколько лично Вы посчитали железобетонных колонн, для которых это условие выполняется.

Сообщение от Ильнур Вам такое "само" отрицание померещилось

Это видимо мне тоже померещилось:

Сообщение от Ильнур Устойчивость теряют ЛСТК. Причем по причине потери локальной устойчивости. Стальная колонна в-общем-то всегда сжато-изгибаемая, и разрушение происходит в силу исчерпания прочности. А уж жб...

Сообщение от Ильнур Это лишь Ваше мнение.

Я так и сказал. Мое мнение.

Сообщение от Ильнур И не получили бы ни одного мю=2. Там свободных колонн нет.

Для малонагруженных колонн бы получил - скорее всего для крайних колонн бы получил. Это первое. Второе: то что для основных колонн мю будет меньше 2-х это и так понятно - иначе бы смысла не было такой расчет делать.

[hentan]

Сообщение от realdoc Для малонагруженных колонн бы получил - скорее всего для крайних колонн бы получил. Это первое. Второе: то что для основных колонн мю будет меньше 2-х это и так понятно - иначе бы смысла не было такой расчет делать.

а можно вопрос, т.е. получается Вы считаете коэфф. свободной длины для ж.б., есть ли в этом большая экономия? И второй вопрос только в плоскости действия усилий или в обоих?

[realdoc]

Сообщение от hentan а можно вопрос, т.е. получается Вы считаете коэфф. свободной длины для ж.б.

Я не считаю - я написал, что стал бы делать это только в крайнем случае. При новом нормальном проектировании я бы взял 2 и не стал заниматься ерундой. Если бы исправлял ошибку - учел бы все аспекты.
Бывали в моей практике случаи когда действительно расчет такой делать надо. В частности опять же по старому СНиП в монолитных каркасах расчетную длину можно брать 0,7H (высота этажа). С этим я не согласен - считаю раму на устойчивость. И в общем-то в СП 2003 и 2012гг такую запись убрали.

Сообщение от hentan есть ли в этом большая экономия

Для такого здания может получиться весьма прилично. Для многоэтажных зданий от уточнения между 1 и 0,9 разницы чуть меньше чем никакой.

Сообщение от hentan И второй вопрос только в плоскости действия усилий или в обоих?

Считаю, что моменты всегда есть в двух плоскостях - это же не металл, где есть четко выделенные поперечные рамы. Поэтому если считаю, то в обоих. Единственное - в СП есть оговорка, что если эксцентриситеты равны случайным, то они не учитываются одновременно в двух направлениях - я с этой оговоркой согласен.
Конкретно в этом случае, я думаю при соответствующем расчете связей (на усилия раскрепления колонн в том числе) вполне можно взять и мю=1,2 и, ничего страшного не будет. Но в запас несущей способности при нормальном проектировании я бы взял 2 - металл отдельно, жб отдельно.

[SergeyKonstr]

Offtop: Фух-ты...Нужно было столько писать, чтобы объявить - Хочу в запас...

[Юрий450]

Сообщение от SergeyKonstr Offtop: Фух-ты...Нужно было столько писать, чтобы объявить - Хочу в запас...

Ну, так обычно все и делают. Для того и СНиПы пишут чтоб Эйлера не читать.

Надо еще попросить премию у того заказчика за зэкономленные мильон рублей. Тут главное снег вовремя соскребать.

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от Ильнур В СНиП априори ориентировочные мю. Вот о чем разговор. А объект - четкий, даже построенный уже. И простоит 100 лет.

Вы готовы внести такой пункт в СНиП?

[eilukha]

Сообщение от Flick Миниатюры

- куча закладных, связи по периметру. Осталось поставить вертикальных связей чуть по-чаще (чтобы жесткость по пути от связи до связи не терялась) и будет Вам счастье полный связевой каркас с мю=0,8-1.

[Ильнур]

Сообщение от Юрий450 Вы готовы внести такой пункт в СНиП?

Он уже в СНиП. В жб СНиПе готовые мю.

Стальная колонна в-общем-то всегда сжато-изгибаемая, и разрушение происходит в силу исчерпания прочности.

Это вот к чему - на практике основные колонны испытывают изгиб - вот скрины по Кисп по проверкам на устойчивость при сжатии, на устойчивость ПФИ при изгибе и на устойчивость сжатии-изгибе. Какой бы маленький мю я не использовал при сжатии, проверка на изгиб все поставит на свои места. Не всегда конечно так, но тем не менее. Если нет связей, значит колоннам выпадает изгибная функция. Если нет изгибной функции, значит есть связи. А если берем мю= 2 при живых связях вместо 1, значит перебор.

достаточно гибкую, 120 скажем..? А такие есть. И она, конечно же, потеряет устойчивость при большой осевой нагрузке.

При осевой потеряет, если мю занизили. При наличии изгиба заниженное мю компенсируется армированием с учетом изгиба и прочего.

А если сделать жб табуретку скажем 6х6 с колоннами 300х300 и высотой этажа 4 метра. И сделать этажей 200 =) Что, "в бок" не уйдет?? =)

Это уже потеря общей устойчивости. Одна нога может потерять устойчивость от перегруза по осевой силе, выявляемой расчетом по деформированной схеме. Высокие гибкие предметы требуют тонкого подхода. Правда, динамический расчет 200-этажки не оставит белых пятен в картине работы.

[Юрий450]

Сообщение от Ильнур Он уже в СНиП. В жб СНиПе готовые мю.

Жесткий диск нужно подтверждать по СНиП Металлические конструкции. А то все колонны держаться на саморезах.
Кароче, автору темы нужно потвердеть своемю.
Автор, задай схему со связями по торцам и без и сравни горизонтальные перемещения. Потом вам скажут чего брить.

[realdoc]

Сообщение от Ильнур Это вот к чему - на практике основные колонны испытывают изгиб - вот скрины по Кисп по проверкам на устойчивость при сжатии, на устойчивость ПФИ при изгибе и на устойчивость сжатии-изгибе.

Вот именно, все это проверки на устойчивость. Может уже хватит изголяться и пора признать, что фраза

Сообщение от Ильнур Устойчивость теряют ЛСТК. Причем по причине потери локальной устойчивости. Стальная колонна в-общем-то всегда сжато-изгибаемая, и разрушение происходит в силу исчерпания прочности. А уж жб...

Была сказана не подумав?

[Бахил]

Резюме будем подводить?
Может опрос провести какое мю в данной схеме?
С вариантами от 0,5 до 3.

[Юрий450]

Есть еще одна лазейка, она конечно относится к металлическим колоннам, но если у вас колонна подобрана по предельной гибкости то ее можно понижать.

----- добавлено через ~14 мин. -----

Сообщение от Бахил Резюме будем подводить?

Давайте.

[Flick]

Сообщение от Бахил Резюме будем подводить?

Давайте. Но, честно говоря, я до сих пор не могу поверить, что сижу и занимаюсь этим здесь сейчас.

Offtop: Опрос, ахххаха, демократия, отлично!)

[Flick]

Сообщение от Arikaikai Offtop: Опрос, ахххаха, демократия, отлично!)

Offtop: Так вот и проектирую.

[Бахил]

Offtop: Арик, колись, ты 1 отметил?

----- добавлено через ~1 мин. -----
Жаль, что опрос анонимный. Или можно посмотреть кто как голосовал?

----- добавлено через ~2 мин. -----
О! Оказывается можно.

Offtop: дык

[Flick]

Сообщение от Arikaikai Offtop: дык

Почему мю=1?

Offtop: Flick, внести разнообразие в опрос. Знал, что никто, не поставит единицу. Восстановил вселенский баланс между добром и злом. Разумные и неразумные доводы выше, 86 сообщений.

[Flick]

Сообщение от Arikaikai Offtop: Flick, внести разнообразие в опрос. Знал, что никто, не поставит единицу. Восстановил вселенский баланс между добром и злом. Разумные и неразумные доводы выше, 86 сообщений.

Offtop: Жаль, что я не могу Вас забанить за флуд))

Offtop: Flick, я собирался остановиться на 82 сообщении, но Вы меня сами всё больше и больше провоцируете.
Покрытие из профлиста - по сути вполне жесткий диск. Как определить его жесткость - написано в Рекомендации по учету жесткости диафрагм из стального профилированного настила в покрытиях.doc. Offtop: Специально оставил именительный падеж - так копировать удобней. В dnl есть.
Можно ввести в схему крестовые связи, имеющие аналогичную жесткость и посчитать там чего-нибудь.

Этот жесткий диск опирается на кучу железобетонных колонн и связей в разных направлениях. Согласно букве закона, его вполне можно считать раскрепляющим верхушки колонн. Но это не точно - тут найдется миллион людей, которые закидают Вас камнями, если Вы назовете профлист жестким диском. Хотя есть и другой, не менее малочисленный лагерь. Не стоит об этом спорить, ИМХО ^_^ Если по ЖБ-снипу это 0.7, то всё в порядке. И может быть, я что-то не вычитал в теме, но мне показалось, что никто Вас не спросил - что меняется, если дать им мю=1.2 или даже мю=2? Я почти что отказываюсь верить, что они перестанут проходить по гибкости или устойчивости. 40Ш1 или может быть 45Ш1 на такую высоту должен давать навскидку гибкость в районе 100. А тут сплошное сечение из монолитного железобетона.

[realdoc]

Arikaikai прав - по большому счету это вопрос веры. Верите Вы в свой жесткий диск или нет.
Потому как для меня

Сообщение от Arikaikai Рекомендации по учету жесткости диафрагм из стального профилированного настила в покрытиях.doc.

Не нормативный документ и тем более, не относящийся к зданиям с железобетонным каркасам. Тут ведь главное чтобы история не осудила... на большой срок. Случись что придут к Вам и что Вы покажете в свое оправдание? Рекомендации. Вот была одна авария известная - тоже человек доказывал, что его здание по действующим на момент проектирования НОРМАМ проектирования относилось ко 2-му уровню ответственности. Однако ученые мужи, которые писали экспертное заключение написали - следовало отнести к первому - типа здание уникальное, сам должен был догадаться. Не говоря уже о каких-то рекомендациях, да их сотни - и многие из них противоречат друг другу. Поэтому верить надо только себе.

Сообщение от Arikaikai Этот жесткий диск опирается на кучу железобетонных колонн и связей в разных направлениях.

Только узлы крепления металла к железобетону податливые - фасонки всякие, болты, зазоры. Вы когда считаете столбчатые фундаменты, тоже задаете жесткость надфундаментных конструкций при стальном каркасе? Вряд ли. Плюс еще металл монтируют в любую погоду, температурные деформации немалые получаются - железобетон их не любит. Так что тут действительно очень много "но". Какие и как учитывать - дело хозяйское.

Сообщение от Arikaikai Я почти что отказываюсь верить, что они перестанут проходить по гибкости или устойчивости

Совершенно напрасно - разница колоссальная. Прикладываю файл - некоторое время назад проектировал похожий торговик. При мю=1 арматуры требуется 38кв.см, при мю=2 арматуры требуется 151кв.см.
Специально в этом расчете поставил сечение 400х400. В реальном проекте я поставил мю=2, сечение 500х500 и вполне доволен. Справедливости ради - сечение 400х400 не проходило на удар погрузчика по поперечной силе. Ну это так - чтобы меня не обвинили в перерасходе денег заказчика. :-). Погрузчик там был по заданию 9т (погрузчик с грузом), т.е. удар по еврокоду 45тс получается, что достаточно много.
Добавлено: при голосовании я бы отдал голос за пункт: "2, если расчетом не обосновано иное значение".

[SergeyKonstr]

Offtop: Голос за 1,5 в плоскости рамы, как в нормах. 0,8 из плоскости при связях, для увеличения моментов, вызванных гор. нагрузкой.
Если б расчет был с учетом податливости ф-та - по за "2".

[Ильнур]

Сообщение от realdoc ...Была сказана не подумав?

Наоборот, очень хорошо подумав. Это Вы примитивно извращаете простую мысль. Я не зря про смещения спросил в самом начале. Посмотрите на картину усилий от ветра у автора темы: http://forum.dwg.ru/attachment.php?a...0&d=1415770859. Колонны буду заармированы с учетом ИЗГИБА. Изгиб будет определять армирование, соответственно надежность и прочая.
В последний раз: в данном сооружении нет условий для центрального сжатия с мю=2. Предлагаю взять конкретную колонну у автора из рабочки и проверить на все реальные НДС.

[Бахил]

Кстати. Простой пример потери устойчивости - прыжки с шестом.
Потеря устойчивости шеста не приводит к его разрушению.

SergeyKonstr, а какова тут принципиальная разница между "в плоскости рамы" и "из плоскости"? Узел опирания, я думаю, центральносимметричный, в верхушке шарнирноопертая стальная ферма...

[SergeyKonstr]

Ветер с двух сторон одновременно, чтоль, дуть будет?

[Бахил]

Offtop: А при чём здесь ветер?

[SergeyKonstr]

Как понял из (3.85) Пособия к СП (конкретно к данному случаю) момент от вертикальной нагрузки должен быть увеличен при расчетной длине к коэф-том мю=0,7, момент от ветровой с коэф-том мю=1,5 (вызывает смещение концов) -это плоскость изгиба, по п.3.50 должны расчитывать в двух плоскостях (раздельно), в перпендикулярной плоскости нет ветра, только продоль. сила со случайным эксентр., момент от неё увеличиваем при коэф-тах 1-го вида, т.е. как для продольной силы не вызывающей заметных гор. смещений.
Как то так.

[Flick]

Сообщение от Ильнур Предлагаю взять конкретную колонну у автора из рабочки и проверить на все реальные НДС.

Я могу даже файл с расчетом представить из Микрофе)

[Ильнур]

Сообщение от Flick Я могу даже файл с расчетом представить из Микрофе)

Колонна с самым большим М и колонна с самым большим N у Вас совпадают? Или разные? Унифицируете ли арматуру для всех колонн? (или группы колонн).

[Flick]

Сообщение от Ильнур Колонна с самым большим М и колонна с самым большим N у Вас совпадают? Или разные? Унифицируете ли арматуру для всех колонн? (или группы колонн).

Нет, не совпадают. Они разные. Но армирование выполнял по колонне с максимальным моментом. Для остальных колонн принял аналогичное армирование (одно армирование на все колонны объекта, даже на ненагруженные) - 4 стержня диаметром 22 мм.

Максимальный момент возникает в крайних колоннах от ветра (с учетом пульсации) - около 50-60 кН*м. В колонне, наиболее нагруженной силой N момент М почти не возникает

[Ильнур]

Сообщение от Flick Нет, не совпадают. Они разные. Но армирование выполнял по колонне с максимальным моментом. ... В колонне, наиболее нагруженной силой N момент М почти не возникает

Ну и что дает Микрофе для сжатой колонны с мю=1,2 при принятым армировании? Запасов нет?

[Flick]

Сообщение от Ильнур Ну и что дает Микрофе для сжатой колонны с мю=1,2 при принятым армировании? Запасов нет?

Для колонны, наиболее нагруженной продольной силой N=1000 кН при мю=1.2 от всех расчетных значения нагрузок Микрофе показывает нулевое армирование

[Бахил]

Сообщение от Flick ля колонны, наиболее нагруженной продольной силой N=1000 кН при мю=1.2 от всех расчетных значения нагрузок Микрофе показывает нулевое армирование

И это правильно. Всю силу воспринимает бетон. Для жб наиболее худший вариант Nmin и Mmax.

----- добавлено через ~1 мин. -----
А вообще для бетона все эти мю - сплошная фикция и не поддаётся теоретическому обоснованию.

а в таких одноэтажных системах с большим количеством шагов в обоих направлениях моменты от ветра тоже крохотными получаться будут.

[Ильнур]

Сообщение от Arikaikai а в таких одноэтажных системах с большим количеством шагов в обоих направлениях моменты от ветра тоже крохотными получаться будут.

И колонны будут получаться с нулевым армированием?

[Бахил]

Сообщение от Ильнур И колонны будут получаться с нулевым армированием?

Ага

Offtop: Ильнур, я для себя так и не разобрался до конца, от чего армирование в нормах-то в итоге и в какой степени зависит, слишком запутано всё, а уж как и откуда оно получается в расчетных программах - вообще мистика. Зачастую вижу колонны с явным эксцентриситетом в пределах ядра для всех вроде РСУ, в которых вылезает расчетная арматура. Видимо, при недостаточной несущей способности бетона, вступает в силу расчет арматуры на сжатие. Но это не точно. На всякий случай, не собираюсь в ближайшее время считать ЖБ ^_^
Для получения моментов в колоннах, когда их по расчету нет, ты и сам вроде когда-то предлагал считать их на удар балкой при развороте крана при монтаже. Тут моменты тоже можно таким образом накручивать.

[SergeyKonstr]

Сообщение от Flick Сечение колонн 400х400 мм. Высота колонн 12 м.

Сообщение от Flick при мю=1.2

Offtop: Не выполнена рекомендация 1,2*12/0,4=36...>35

[Бахил]

Сообщение от Arikaikai Видимо, при недостаточной несущей способности бетона, вступает в силу расчет арматуры на сжатие. Но это не точно

Это точно. Так оно и есть. Но это плохо. Арматура должна работать исключительно на растяжение.
Offtop: Вот и спрашивается, чего это металлисты в бетон припёрлись?

----- добавлено через ~2 мин. -----
Offtop: Однако Беркут крут! 0,7 - каков а!

[Ильнур]

Сообщение от SergeyKonstr Не выполнена рекомендация 1,2*12/0,4=36...>35

Расстрелять. За игнор рекомендаций.

Вот и спрашивается, чего это металлисты в бетон припёрлись?

У металлистов от мю и так голова пухнет. А тут еще бетонщики обостряют. Вот и пришли, расслаблять.

Offtop:

Сообщение от Бахил чего это металлисты в бетон припёрлись?

и еще и "колов" понаставили, гады такие ^___^
Вообще, смотрю я на распределение голосов и понимаю, что должен прийти кто-нибудь из самых авторитетных ЖБшников форума и поставить 2, дабы замкнуть пирамиду)

[Бахил]

Сообщение от Arikaikai из самых авторитетных ЖБшников форума и поставить 2, дабы замкнуть пирамиду)

"2" в ЖБ не существует! Нет такого Offtop: Даже Реалдок не рискнул поставить, хотя долго насчёт двойки флудил

Offtop:

Сообщение от Бахил Даже Реалдок не рискнул поставить

ты подожди, он еще не голосовал)

[realdoc]

Сообщение от Ильнур Наоборот, очень хорошо подумав. Это Вы примитивно извращаете простую мысль.

Ну так раскройте ее. Я ее читаю как написано - устойчивость теряют только ЛСТК. Разрушение стальных колонн происходит из-за исчерпания прочности, железобетонных тем более. Имеете ввиду что-то другое признайте это (что фраза сформулирована неверно). Имеете ввиду именно это - тоже скажите фраза сформулирована верно:

Сообщение от Ильнур Устойчивость теряют ЛСТК. Причем по причине потери локальной устойчивости. Стальная колонна в-общем-то всегда сжато-изгибаемая, и разрушение происходит в силу исчерпания прочности. А уж жб...

Т.е. железобетонные колонны по вашему устойчивость не теряют, что в общем-то подтверждается вот этой Вашей фразой:

Сообщение от Ильнур Да все будет стоять. Сто лет. Где Вы идели жб колонну, потерявшую устойчивость...

Но они теряют устойчивость (на вашем языке - гнуться как камыш). Все, кроме маленькой оговорки о которой я 100 раз говорил и под которую попадает менее 1% всех колонн. И я Вам это показал - ссылкой на нормы в которых приведена формула. Если Вам непонятно что такое D в формуле которую я привел, то вот более понятное объяснение (см. скрин). Надеюсь теперь Вы узнаете формулу Эйлера - теперь сомнений относительно того, что D есть пониженное EI остаться уже не должно.
Единственное, где этот эффект (потери устойчивости) присутствует, но он мал настолько, что им можно пренебречь это колонны, для которых расчетная длина не превышает 4-х размеров поперечного сечения. Но уверенности в том, что Вы считали хоть одну такую колонну у меня нет, выложить что-либо из своих железобетонных творений, ни научных ни практических у Вас не получилось.
Хотя если честно, не знаю о чем можно разговаривать в железобетоне с человеком, для которого "Залесов возможно авторитет". Если Залесов только "возможно" авторитет, то наверное продолжать бессмысленно.

Сообщение от Arikaikai ты подожди, он еще не голосовал)

Я сказал за что я голосую: "2, если расчетом не обосновано иное значение" - такого варианта нет, поэтому просто за "2" ставить не стал.

[Ильнур]

Сообщение от realdoc Ну так раскройте ее.

Она давно раскрыта.

...Если Залесов только "возможно" авторитет, то наверное продолжать бессмысленно...

Да, уже все закончено.
А кто разговаривал лично с Залесовым, тот сразу получает два уровня. Кстати, кто такой Залесов?

[realdoc]

Сообщение от Ильнур Кстати, кто такой Залесов?

занавес... Руководитель (к сожалению бывший) первой лаборатории НИИЖБ, составитель норм, кучи статей, учебников.
Поговорить с таким человеком, для любого кто любит железобетон... Не знаю даже с чем это можно сравнить. Всегда хорошей белой завистью завидовал ребятам из первой лаборатории.
Я то-думал что хотя бы введение читали прежде чем спорить беретесь.

[Юрий450]

Не точное название опроса. На самом деле или которую следовало задать?

Юрий450, а следует задавать не ту, которая на самом деле?

Offtop: Вот и они - короли расчетов, проголосовавшие за двойку!

[Бахил]

Ух ты! И откудова они её выкопали?
Предлагаю компромисс - 1,1

[Юрий450]

Сообщение от Arikaikai Юрий450, а следует задавать не ту, которая на самом деле?

В данном случае надо было взять мю=2, но на самом деле он будет меньше. Это считать надо, только 95% инженеров не смогут это сделать без бутылки.

Юрий450, а Вы сможете? И почему 2-то, а не 8?

[Юрий450]

Сообщение от Arikaikai Юрий450, а Вы сможете? И почему 2-то, а не 8?

А сколько брать для свободно стоящего столба? 0,7?
В принципе могу, тут надо схему эту у себя иметь и посчитать жесткость упругих связей.

то есть связевый блок, по-Вашему, верхушку колонн даже до 1 не раскрепляет?)

[Юрий450]

Сообщение от Arikaikai то есть связевый блок, по-Вашему, верхушку колонн даже до 1 не раскрепляет?)

Вы СП по металлу читали п.4.2.4? Это нужно доказать сначала, что жесткий диск - жесткий. Как раз в связевом блоке все нормально, связи держат колонны, а вот в других рамах нет.

Юрий450, а рядом со связевым блоком? Прогоны и фермы не распорки? Или Вы их жесткость приняли такой, что они прям вот совсем соседние колонны не держат?

[Юрий450]

Сообщение от Arikaikai Юрий450, а рядом со связевым блоком? Прогоны и фермы не распорки? Или Вы их жесткость приняли такой, что они прям вот совсем соседние колонны не держат?

жесткость я задаю такую какая есть, у меня есть похожая рама "Молодечно, поставил колоннам (кроме торцевых) нулевую жесткость чтобы они не влияли на перемещения. В узел опирания фермы на колонну(которая не в связевом блоке) ставлю единичную нагрузку, потом оцениваю перемещения и определяю жесткость этого узла т/м.
В первой от связевого блока раме мю - 1
Во-второй - 1,2
В-третьей - 1,33
и.т.д
Брать расчетную схему автора и считать жесткость упругих опор.

[Бахил]

Ребята, не забывайте, что бетон, а не металл. Бетон по Эйлеру не считают.

[Юрий450]

Сообщение от Бахил Ребята, не забывайте, что бетон, а не металл. Бетон по Эйлеру не считают.

Ну автор же просил мю посчитать, мы и считаем.

[Бахил]

Дык в бетоне мю не считается (как в металле), а принимается от балды по СНиПу ЖБ.

[Юрий450]

Сообщение от Бахил Дык в бетоне мю не считается (как в металле), а принимается от балды по СНиПу ЖБ.

Ну так в бетоне пожестче все будет. Если диафрагма, то ж/б стена. Если диск перекрытий, то ж/б. Потому и упростили наверно мю до подбора по табл. СНиП.
Тут каркас комбинированный по материалу, потому мю надо доказать.

[realdoc]

Сообщение от Бахил Дык в бетоне мю не считается (как в металле), а принимается от балды по СНиПу ЖБ.

И в бетоне и в металле для относительно простых схем мю приведены в СНиПе.
И в бетоне и в металле для более сложных схем мю необходимо определять расчетом.
Это потому что и железобетон и металл (как частный случай железобетона :-) ) подчиняется общим правилам строительной механики.

Сообщение от Бахил Бетон по Эйлеру не считают.

А по кому считают? ты тоже не видишь формулы Эйлера в тех скринах что я привел?

Сообщение от Бахил Дык в бетоне мю не считается

А после того как взял из СНиП, ты это мю куда подставляешь? не в формулу Эйлера?

[Ильнур]

Сообщение от realdoc ...А по кому считают? ..

По прочности. При этом условная устойчивость рассматривается лишь для учета выгиба.
Термин "расчет на устойчивость" в жб применяется в мостах и трубах.

[SergeyKonstr]

Offtop: И в тонкостенных конструкциях.

Чёта в нормах не встачал

Сообщение от realdoc ...в бетоне ....мю необходимо определять расчетом.

[Юрий450]

Куда автор темы пропал? Закопали?

[Flick]

Сообщение от Юрий450 Куда автор темы пропал? Закопали?

Никого не закопали)) Ну, что я могу сделать теперь? Начнут трещать, сделают усиление и все. Я сомневаюсь, что будет резкое обрушение без каких-то предпосылок. Так ведь?

Для колонн, удаленных от связей я принял мю=1.2. Для колонн наиболее нагруженных (нижний правый угол здания) принял мю=0.7...1, так как они находятся непосредственно в плоскости вертикальных связей. Расчет вел по деформированной схеме.

[Бахил]

Да будет всё стоять - не переживай.

[Flick]

Сообщение от Бахил Да будет всё стоять - не переживай.

Спасибо большое за ответы.

Другой вопрос зародился, в связи с этой темой....В случае чего отвечает юр. лицо? Или тот, кто исполнял документацию?

[Ильнур]

Сообщение от Flick ...Другой вопрос зародился, в связи с этой темой....В случае чего отвечает юр. лицо? Или тот, кто исполнял документацию?

"Чего" (в связи темой) не случится.
В других случаях садится ГИП, юрлицо несет расходы, а исполнитель просто будет опрошен как свидетель.

[realdoc]

Сообщение от SergeyKonstr Чёта в нормах не встачал

1. Об этом сказано косвенно "следует производить расчет по деформированной схеме ..... допускается по недеформированной схеме". Разница между понятиями "следует" и "допускается" здесь очень важна.
2. Сравните таблички с коэффициентами мю в СНиП 2.03.01-84* и СП52, СП63. Разница колоссальная:
- где брать допустим коэффициенты для подкрановой части колонны по СП? реально - можно посмотреть в СНиПе. Формально - определять расчетом. Случись что - на старый СНиП не сошлешься
- почему же их все таки убрали. Да потому что нельзя так описать на все случаи жизни все возможные колонны. Всегда найдутся люди готовые оспорить.
По сути в СП рассмотрены лишь самые простые случаи и так очевидные из строительной механики. Все более сложные случаи подпадают под "по деформированной схеме".

6.2.8. Влияние продольного изгиба при определении усилий в сжатых элементах (колоннах, стенах, ядрах жесткости) несущей конструктивной системы следует учитывать от действия полных расчетных вертикальных и горизонтальных нагрузок двумя способами независимо друг от друга. При этом принимается наиболее неблагоприятный результат. По первому способу учет влияния продольного изгиба производится при расчете конструктивной системы здания по деформированной схеме (с учетом геометрической нелинейности) с использованием специальных компьютерных сертифицированных программ. При этом жесткостные характеристики конечных элементов принимаются с учетом влияния трещин (если они образуются по расчету) и неупругих деформаций бетона и арматуры (с учетом физической нелинейности). По второму способу учет влияния продольного изгиба производится для отдельных элементов конструктивной системы в пределах одного этажа с использованием критической продольной силы согласно действующим нормативным документам.

Сообщение от Ильнур По прочности. При этом условная устойчивость рассматривается лишь для учета выгиба.

Вы сказали, что для Вас тема раскрыта. Хорошо. Мне нечего сказать о железобетоне человеку, который не знает кто такой Залесов. Предлагаю Вам на этом закончить - я своем мнение сложил, Вы тоже - зачем ломать копья.

[Ильнур]

Сообщение от realdoc ... Мне нечего сказать...

Вам действительно нечего сказать - Вы привели ссылку на то, что я и сказал:

При этом условная устойчивость рассматривается лишь для учета выгиба.

Залесов правильно записал в СНиПе., уважаю.

[7404307]

Ильнур, если

Сообщение от Ильнур При этом условная устойчивость рассматривается лишь для учета выгиба.

то почему в стальном СНиП это называется как "расчет на устойчивость"? А не расчет на прочность? Ведь методика "один в один" с ЖБ нормами

[Ильнур]

Сообщение от 7404307 Ильнур, если то почему в стальном СНиП это называется как "расчет на устойчивость"? А не расчет на прочность? Ведь методика "один в один" с ЖБ нормами

Методика совсем разная. Похожая методика с СНиП "Мосты и трубы".
В стальном СНиП в прочности кроме E и R ничего из физики материала не участвует, поэтому имеется возможность дать "фи" табличные. Гибкости (L/sqrt(J/A) стальных очень высокие, 80,100, 150, 200, 400 и т.д. Процесс разрушения несильно отличается от потери устойчивости неразрушаемого стержня.
В жб материал сложнейший, сечения большие и т.д., физика другая, поведение другое.
Видимо поэтому.

[7404307]

Ильнур, так разница вся только в том, что в стальном СНиПе все сделали за Вас - "При решении поставленной задачи был рассмотрен внецентренно-сжатый стержень, схема которого приведена на рис. 3, а. При этом решение выполнялось в предположении малости перемещений по деформированной схеме с учетом пластических деформаций, а значение расчетной несущей способности принято равным предельному значению сжимающей силы Nu, которая может быть воспринята элементом (рис. 3, б). Форма изогнутой оси принималась по полуволне синусоиды."
Это цитата из пособия к стальному СНиП. Коэффициенты Фи были получены расчетом по деформированной схеме с учетом пластической работы стали и начального искривления. Методика абсолютно один в один с требуемой по нормам для ЖБ. Если взять и посчитать стальной стержень с тем самым начальным искривлением и диаграммой Прандтля, по деформированной схеме - получится результат один в один как если просто взять табличное Фи. Понятно, что для очень гибких стержней в ходу уже идет Эйлер, о чем в пособии написано, но для "не гибких" - то же самое что и с ЖБ. По сути, можно написать и использовать одну программку в Экселе, наверняка Евгений даже пробовал так делать (либо его студенты) - и именно такие примеры просил у Вас ранее по теме...

[realdoc]

Сообщение от 7404307 то почему в стальном СНиП это называется как "расчет на устойчивость"? А не расчет на прочность? Ведь методика "один в один" с ЖБ нормами

бесполезно, не мечите бисер.
Это нам с вами понятно - расчет на устойчивость включает расчет на прочность, но не ограничивается им. Все правильно говорите - и посчитать так конечно можно любой материал. Хоть бетон, хоть стеклопластик, хоть оба вместе.
Все материалы подчиняются одним правилам строительной механики, описываемыми физически и геометрически нелинейным расчетом - т.е. расчета общего вида. Если делать этот расчет, то любые другие материалы в него легко улягутся как простые частные случаи. И металл тут не будет отличаться от железобетона ровно ничем. Поэтому в СП описали насколько смогли простые случаи, остальные оставили для расчета по деформированной схеме. И если делать этот расчет, то можно учесть любые случаи, любые материалы, с любыми начальными несовершенствами, с любыми начальными напряжения материалов. В общем-то если разобраться один раз, то потом уже расчет не такой сложный становится.

----- добавлено через ~5 мин. -----

Сообщение от 7404307 даже пробовал так делать (либо его студенты)

Конечно делал, и не раз вот например

[Ильнур]

Сообщение от 7404307 Ильнур, так разница вся только в том

Это принципиальная разница, см. ниже:

Сообщение от 7404307 значение расчетной несущей способности принято равным предельному значению сжимающей силы Nu, которая может быть воспринята элементом

Nu стального элемента принимается расчетной. В жб Nu не может быть вычислена для универсального применения, физика другая.

Сообщение от 7404307 Методика абсолютно один в один с требуемой по нормам для ЖБ.

Методика в корне отличается - вычислив Ncr, который еще можно вычислить универсально (и то с учетом нюансов конкретного сечения) определяется влияние выгиба на все остальные прочностные расчеты и по трещинам. В стальных нет трещин вообще.

Сообщение от 7404307 Если взять и посчитать стальной стержень с тем самым начальным искривлением и диаграммой Прандтля, по деформированной схеме - получится результат один в один как если просто взять табличное Фи. Понятно, что для очень гибких стержней в ходу уже идет Эйлер, о чем в пособии написано, но для "не гибких" - то же самое что и с ЖБ. По сути, можно написать и использовать одну программку в Экселе, наверняка Евгений даже пробовал так делать (либо его студенты) - и именно такие примеры просил у Вас ранее по теме...

Такие расчеты я делал в теме про "устойчивую прочность" или "стержень в трубе", там выкладывал готовую формулу для одного вида сечения для расчетов на устойчивую прочность по книге Вольмира. Но для жб такая формула вообще невозможна - слишком сложная физика. Поэтому все сводится к имитации деформированной схемы и к обычным прочностным расчетам. Ну или МКЭ с нелинейностями.
Вы можете спокойно применять термин "устойчивость" к тонким длинным жб предметам. Или к толстым бетонным. Это не меняет сути методики расчета жб колонн.

[7404307]

realdoc, осталось только тот самый файл из п.4 найти - http://forum.dwg.ru/showpost.php?p=473580&postcount=21
И все станет окончательно понятно - но я пока не успеваю поискать - завал... Если ранее никто не выложит - то найду

----- добавлено через ~4 мин. -----
Ильнур, так причем тут Ncr и т.п...? Это всего лишь упрощенная симуляция расчета по деформированной схеме, которая дает похожие результаты (и то не всегда) по сравнению с расчетом по деформированной схеме, который обязательный и основной по нормам..?
А все отличие только в диаграммах деформирования, да - в ЖБ образуются трещины, что диаграммами и будет учтено. Вот и все отличие. И начальные несовершенства разные.
Короче, "ну нет так нет".
Я думаю, кому было интересно - все пробовали считать по деформированной схеме что металл, что жб и понимают что суть расчета - одинаковая.

[realdoc]

Сообщение от 7404307 realdoc, осталось только тот самый файл из п.4 найти

Я думаю если бы alle не шифровался, а захотел выложить он бы это сделал :-).

[7404307]

realdoc, да точно где то есть, в downloads... Тогда, в 2009-м я его специально находил, думаю пошастать в старых темах - можно найти. Ну либо спросить на ветке ansys, его все равно раз в год кто то с нуля "в первый раз" воспроизводит =)

[SergeyKonstr]

Сообщение от realdoc Об этом сказано косвенно "следует производить расчет по деформированной схеме

Не, уважаемый. Может я, конечно не прав, по в п. про L0 (а следовательно и мю) написано, что её определяют "....как для элементов рамной конструкции с учетом её деформированного состояния...", и нет никаких "следует" и т.п., а так же, как вы пишите "необходимо".

Сообщение от realdoc Всегда найдутся люди готовые оспорить.

Offtop: Только в окружности околотеоретической брехни. Я говорю, бери, строй по моему проекту ...и доказывай.

Цитата из какого СП?

[Ильнур]

Сообщение от 7404307 ...Ильнур, так причем тут Ncr и т.п...?

Вот в этом:

Сообщение от 7404307 Это всего лишь упрощенная симуляция ..

Неточность мю при такой симуляции перекрывается учетом выгиба при последующих прочностных расчетах. А в реальных колоннах к тому же всегда есть прдольный изгиб.
В стальном СНиП расчет центрально-сжатого стержня производится в одну элементарную формулу. Что требует точного определения мю.
realdoc

не мечите бисер.

Перед свиньей Ильнуром?

[realdoc]

Сообщение от SergeyKonstr Может я, конечно не прав, по в п. про L0 (а следовательно и мю) написано, что её определяют "....как для элементов рамной конструкции с учетом её деформированного состояния...", и нет никаких "следует" и т.п., а так же, как вы пишите "необходимо".

Конечно. Следует рассчитывать по деформированной схеме, но допускается... и дальше ровно то о чем Вы говорите. Тот скрин был из старого СНиП, в СП63 написано так как вы говорите. Но "с учетом ее деформированного состояния" это и есть по деформированной схеме.
Вот скрин из пособия к СП52 - тоже самое.
Цитата была из МГСН "Многофункциональные высотные здания и комплексы".
Расчет по деформированной схеме всегда более точный и правильный. Но сложный, не для понимания, а для вычислений (на тех компьютерах которые были когда писали СНиП). Поэтому писали как должно быть, но сразу оговаривали как можно чтобы были практические расчеты, что Вы и подтверждаете:

Сообщение от SergeyKonstr Я говорю, бери, строй по моему проекту ...и доказывай.

Как возьмете для колонны например в виде конуса уменьшающегося к верху и загруженного по высоте 4-мя силами и нагрузкой от собственного веса (которая очевидно неравномерно распределена). Я имею ввиду не как вы возьмете "в запас", как Вы обоснуете принятое значение. Аргумент вида "я никому не обосновываю" мне не интересен.

[SergeyKonstr]

Сообщение от realdoc Как возьмете для колонны например в виде конуса

Ну вот, говорили- говорили, на конусы перешли.

Сообщение от realdoc Конечно. Следует рассчитывать по деформированной схеме, но допускается... и дальше ровно то о чем Вы говорите. Тот скрин был из старого СНиП, в СП63 написано так как вы говорите. Но "с учетом ее деформированного состояния" это и есть по деформированной схеме.

Что вы всё время юлите.
Написали, что мю необходимо определять.
Всего-то прошу показать пункт норм, где так и записано, что необходимо. Все-го то.

[Бахил]

Сообщение от 7404307 ...думаю пошастать в старых темах - можно найти.

Ага, на гвоздике. Только, наверное, его уже использовали...
Offtop: Забавно, однако ваши споры наблюдать - всё в одной куче.
1. Эйлер получил решение для идеального, абсолютно-упругого стержня.
Для стали его решение даёт погрешность примерно 10-20%. Для бетона порядка 300%
2. К сожалению, бетон не подпадает под гипотезы сопромата и строймеха. Отсюда всякие надуманные снижения начального модуля упругости.
3. Никакого "физнелина" в стальных нормах не предусмотрено. Особенно в сжатых стержнях.
Offtop: Опять вытащили "деформированную схему". Оторвать бы уши тому кто этот термин ввёл. Не могу найти автора.

[7404307]

Сообщение от Бахил 3. Никакого "физнелина" в стальных нормах не предусмотрено. Особенно в сжатых стержнях.

да есть он, это прямо написано в пособии к стальному СНиП - это раз. А два - это если без стального СНиП просто посчитать с учетом

Сообщение от Бахил Никакого "физнелина"

то результат будет один в один, как если посчитать с Фи - и на форуме это столько раз делалось и обсуждалось.
Неужели думаете, что Фи экспериментально получен?? Не переоценивайте расходы Союза на науку =)) Все было тупо посчитано с учетом физнелина, и полученные Фи вставлены в СНиП. Это обсуждалось и доказывалось с момента основания форума так много раз, что уже просто писать про это не хочется... а главное это и не надо доказывать, т.к. в пособии к стальному снип это написано прямым текстом.

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от Бахил 2. К сожалению, бетон не подпадает под гипотезы сопромата и строймеха. Отсюда всякие надуманные снижения начального модуля упругости.

Он попадает "с трудом", со своими оговорками. Дело не в этом. Дело в том, что нормы строго предписывают считать именно гипотезами строймеха и сопромата - плоские сечения и т.д., все это мы обязаны принимать. Ну либо вешать на гвоздь. Оговорюсь - речь о расчетах по НДМ. Понятно дело, при расчетах по разрушающим нагрузкам - сопромата еще меньше...

[Бахил]

Offtop: Как это там кто-то что-то учит на ошибках. Бесполезно.
ну считай, как считаешь.

[7404307]

Сообщение от Бахил ну считай, как считаешь.

Ну до тех пор, пока проектирую в РФ - мне придется считать как считаю, т.е. по СНиП, т.е. с учетом Фи, т.е. с учетом физнелина, заложенного авторами в этот Фи.
Кто хочет - пусть считает по Эйлеру и накидывает 10-20% Кстати, авторы СНиП накинули поболя - цитирую их - При нормировании коэффициентов фи определялась также критическая сила упругих идеальных стержней по методу Эйлера. Окончательные значения коэффициентов фи принимались наименьшими из двух: вычисленных с учетом начальных несовершенств или по методу Эйлера с введением коэффициента надежности гамма е = 1,3 . Это было сделано для ограничения прогибов сжатых стержней при относительно больших гибкостях, когда влияние начальных несовершенств, определяемых по формуле (19), становилось несущественным. И т.д....
В общем, мне тоже нечего добавить =)

[Ильнур]

Сообщение от 7404307 ...Все было тупо посчитано с учетом физнелина, и полученные Фи вставлены в СНиП. Это обсуждалось и доказывалось с момента основания форума так много раз, что уже просто писать про это не хочется... а главное это и не надо доказывать, т.к. в пособии к стальному снип это написано прямым текстом...

А я помню, что в последний раз Разработчик назвал физнелин в СНиПовских фи фикцией. Но Бахил не знает ни этого, ни другого. Ему известно главное.
А вообще поиск аналогии методик мк и жб - глупое занятие. Никто не отрицает законов физики, все оттуда. Однако несущая способность железобетонной колонны одноэтажного промздания определяется прочностью после получения небольшого выгиба. Стальная колонна при той же высоте и несущей способности выгнется в разы больше.

[atos88]

Ильнур
Поправлю немного - Разработчик говорил про фи балочное. И там явно видно, что момент потери устойчивости не зависит от R, кроме оговорки, что при phi1>0.85 phib=0.68+0.1*phi1

[Бахил]

Ребята! Считайте точно по СНиП или СП и не фантазируйте. Какая вам разница как получены эти фи?

[ETCartman]

В Америке фермы делают жестко с колоннами и берут похоже 0.5 или около того
но я бы так просто не переносил опыт с одного места на другое (потому что остальные нормы в этой части отличаются если не фундаментально, то сильно)
Я бы сказал так: для тех что в центре может быть в районе полутора даже. для тех что близко к связевым блокам - ближе к 0,7
Обсудали же тут методику расчета - прямой метод так сказать.

[Flick]

Сообщение от ETCartman Обсудали же тут методику расчета - прямой метод так сказать.

На форуме есть похожая тема?

[Ильнур]

Вот тут что-то типа аналититическое решение по деформированной схеме для стального стержня: http://forum.dwg.ru/showpost.php?p=1043453&postcount=12
Но такое решение непригодно для жб.
А вот тут (см. пп. 592,595, и т.д. до 627) можно видеть, как Евгений Екатеринбург, на Exel-калькуляторы которого здесь ссылались (видимо из-за того, что в них употреблен термин "устойчивость") легко обучается, не скандалит, как его поклонники, серьезный человек, на замечания реагирует адекватно, высказанное другим, вызывающщее в нем сомнения, изволит перепроверить (Эйлеров стержень в Ансисе согнул в бублик): http://forum.dwg.ru/showpost.php?p=557174&postcount=592
Обилие в общении скриншотов с подчеркнутыми фамилиями, ссылки на авторитеты, ссылки на фразы из печатных текстов создают некое конкретное мнение о компетентности.
atos88

Поправлю немного - Разработчик говорил про фи балочное

Спасибо за поправку, путаю уже. Вот кстати пример ссылки на авторитет

[Flick]

По всей видимости, нужно начать свое обучение на ПГС заново. С сопромата.

[Юрий450]

Сообщение от Flick Мое желание проектировать уменьшается с каждым постом( По всей видимости, нужно начать свое обучение на ПГС заново. С сопромата.

Обычно в торцах связи не ставят в таких рамах, где покрытие и связи металл и берут мю 2.
Вот что ты сэкономил, а сколько головняка приобрел?
Экономия на спичках.

[Ильнур]

Головняка нет. Есть добротно заармированные колонны, которые простоят 100 лет.

[realdoc]

Сообщение от SergeyKonstr Ну вот, говорили- говорили, на конусы перешли.

И все же - как вы получите значение, если не расчетом?
Ну пусть с конусом редкая ситуация, но допустим в рамках действующего СП63 или СП52, не суть как вы возьмете мю для подкрановой части колонны в плоскости рамы? Не практически "возьму из старого СНиПа", а именно какое значение возьмете и как обоснуете? или для ступенчатой стойки. Допустим стойка состоит из 3-х частей - с жесткостями (снизу вверх) 10EI, 5EI, 2EI. Думаю ступенчатая стойка не такая уж редкая ситуация? Какую расчетную длину берем для каждой из частей?

Сообщение от SergeyKonstr Написали, что мю необходимо определять. Всего-то прошу показать пункт норм, где так и записано, что необходимо. Все-го то.

Не знаю как Вам, но по мне если написано "следует по деформированной схеме, допускается по недеформированной по таким-то случаям" и если ваш случай не оговорен, то значит его необходимо относить к "следует" и определять расчетом.

Сообщение от Ильнур легко обучается, не скандалит, как его поклонники, серьезный человек, на замечания реагирует адекватно, высказанное другим, вызывающщее в нем сомнения, изволит перепроверить (Эйлеров стержень в Ансисе согнул в бублик)

Я что тогда, что сейчас стараюсь быть вежливым насколько это возможно, поэтому если заметите - несмотря на Ваши оскорбления, называю Вас на Вы. И к критике готов прислушиваться и сейчас. Но что тогда, что сейчас я знаю что термин устойчивость относится и к упругой потере несущей способности, что к неупругой потери несущей способности. И то что Вы называете "расчетом по прочности" в данному случае является частью расчета на неупругую устойчивость. И если Вы готовы вернуться в конструктивное русло, а не русло "вы все водолазы, а я Д'артаньян", то давайте обсудим вместе и покажем, как исчерание прочности приводит "к лавинообразному нарастанию чего-то там" описанному Вами как потеря устойчивости. В данном случае - лавинообразное нарастание кривизны - то что Вы называете выгибом. И от того что потеря устойчивости в данном случае происходит вследствие потери прочности (а не потеря прочности как следствие потери устойчивости) это не перестает быть потерей устойчивости формы.

[hentan]

Offtop: realdoc, а вы и Евгений Екатеринбург одно лицо?

[SergeyKonstr]

Сообщение от realdoc И все же - как вы получите значение, если не расчетом?

Сообщение от realdoc в рамках действующего СП63 или СП52

К сожалению, эти документы загоняют проектировщика-практика в круг гадания по нелинейщине, что порой не соответствует тому, что на стройке происходит.
Однако не пойму, если выполнить расчеты по нелинейщины (геом. и физ. нелинейность), зачем эта мю? К чему после этого расчета её применить?

Сообщение от realdoc Не знаю как Вам, но по мне если написано "следует по деформированной схеме, допускается по недеформированной по таким-то случаям" и если ваш случай не оговорен, то значит его необходимо относить к "следует" и определять расчетом.

Ну, значит, не всегда есть необходимость в определении мю расчетом. Так?

[realdoc]

Сообщение от SergeyKonstr К сожалению, эти документы загоняют проектировщика-практика в круг гадания по нелинейщине, что порой не соответствует тому, что на стройке происходит.

Мое мнение такое, что нелинейность есть непременная принадлежность железобетона. Поэтому работая с железобетоном необходимо знать и помнить и о нелинейности. Согласен - даже с учетом нелинейности точность определения допустим прогиба +100/-50%, поэтому получить полное соответствие опыта и теории не получается. Но стремиться к этому надо. Причем дело не в неточности теории, а в том, что на стройке уж слишком много факторов, отклоняющих результат в ту или другую сторону - т.е. точность теории намного больше, чем точность выполнение конкретной конструктивной схемы на практике.

Сообщение от SergeyKonstr Однако не пойму, если выполнить расчеты по нелинейщины (геом. и физ. нелинейность), зачем эта мю? К чему после этого расчета её применить?

По сути варианта 2:
1. Делать расчет рамной схемы такой, чтобы жесткости примерно соответствовали реальным. Именно так получены значения мю указанные в СП. Т.е. получаем жесткость D=Ered*I, из нее получаем Ered, задаем ее в раму, считаем на устойчивость, получаем из нее мю. Дальше делаем обычный расчет по недеформированной схеме. Это совершенно нормальный практический способ. Точность метода под большим вопросом, но раз авторы СП для простых схем сделали так, значит и нам так можно. В этом случае всю "нелинейщину" Вы, как и авторы СП загоняете в D, которая есть по сути
D=Kb*(Eb*Ib)+Ks*(Es*Is), где
kb=0,15/(PhiL*(0,3+DeltaE)),
Ks=0,7
Вся "нелинейщина" учтена коэффициентом PhiL отвечающим за ползучесть и DeltaE отвечающим за эксцентриситет, т.е. по сути за образование трещин.
Сильно или несильно эти коэффициенты снижают жесткость? Давайте посмотрим
kb=0,15/(PhiL*(0,3+DeltaE))
0,15 это уже в 6 раз снижение.
PhiL всяко не меньше единицы, как правило где-то 1,8. Ближе к 2-м.
0,3+DeltaE получается не менее 0,45.
т.е. получается что коэффициент снижения жесткости примерно 0,2. В общем-то очень сильно снижается жесткость, поэтому думаю что расчет выполненный таким образом очень даже с большим запасом.

2. Делаем расчет по деформированной схеме. Точный расчет, к которому не придраться. Точный в силу точности принятых предпосылок. Например большое значение имеет форма начальной кривизны. Даже не величина, а форма. Нигде (в том числе в западных нормах) эта форма не оговорена. Сделать такой расчет можно, программы для него тоже есть. Можно и в экселе. Но для практических целей расчет негодится. По крайней мере для расчета большого числа колонн.

Сообщение от SergeyKonstr Ну, значит, не всегда есть необходимость в определении мю расчетом. Так?

Да, для схем приведенных в СП расчет уже сделан, точнее там приведены очень простые схемы, которые и так понятны из строительной механики.

[Ильнур]

Сообщение от realdoc ...Я что тогда, что сейчас стараюсь быть вежливым ...

Замечательно, что это Вы сам. А то как-то некомфортно было, пришлось маненько повздорить.

Сообщение от realdoc И к критике готов прислушиваться и сейчас..

Тогда все просто - критика такая: на объекте автора все колонны просчитаны/заармированы с учетом изгиба от горизонтальных сил из статрасчета. А это практически всегда так, поэтому я так и сказал - "жб стойки не гнутся аки камыши (чтобы беспокоиться об устойчивости). Теперь можно выразиться и так: жб колонны гнутся аки дубы. Так почему же такую простую мысль нельзя нормально воспринять?

Сообщение от realdoc ...давайте обсудим вместе и покажем, как исчерание прочности приводит "к лавинообразному нарастанию чего-то там" описанному Вами как потеря устойчивости. В данном случае - лавинообразное нарастание кривизны - то что Вы называете выгибом. И от того что потеря устойчивости в данном случае происходит вследствие потери прочности (а не потеря прочности как следствие потери устойчивости) это не перестает быть потерей устойчивости формы.

В целом это и не нужно "раскрывать". Можно (в контексте сказанного выше) взять колонну автора 40х40 12 м и т.д. и т.п., и посчитать, при какой ВЕРТИКАЛЬНОЙ нагрузке колонна потеряет устойчивость. Затем сравнить с вертикальной составляющей автора. Затем проверить с вертикальной и моментом автора. Т.е. показать, насколько "опасно" принимать мю=1 вместо мю=2 в конкретной ситуации.

[Flick]

Сообщение от Ильнур взять колонну автора 40х40 12 м и т.д. и т.п., и посчитать, при какой ВЕРТИКАЛЬНОЙ нагрузке колонна потеряет устойчивость

Было бы очень познавательно для всех, кто читает эту тему. Надеюсь, у Вас, Ильнур, найдется на это время!

[eilukha]

Сообщение от Ильнур аки дубы

Сообщение от Ильнур насколько "опасно" принимать мю=1 вместо мю=2 в конкретной ситуации

- согласен. У ЖБК зависимость устойчивости несущей способности от гибкости, наверняка, не такая сильная как у МК.

[Ильнур]

Сообщение от Flick Было бы очень познавательно для всех, кто читает эту тему. Надеюсь, у Вас, Ильнур, найдется на это время!

У Ильнура конечно время найдется. Вот ни у кого времени кроме на флуд не найдется, а у....
Для начала можно в Арбате провериться - там все по СНиП. Потом методику Евгения возьмем. Потом может еще по какой.
Значит, говорите, 40х40 см, 12 м, арматура какая где (в виде инженерного эскиза, а не в виде бабушкиных рассказов), бетон какой, РСУ (для чисто сжатой колонны и для максимально изгибаемой) для 1ПС и 2ПС тоже не помешает, ну и все остальная влияющая информация (а вот тут у мну дыра была в колонне, забыл.

[Flick]

1. Армирование колонн см. файл dwg.
2. РСУ (колонны помечены на картинке):

2.1 Колонна наиболее нагруженная:
- расчетные значения N=1000 кН, Mx=10,1 кН*м, My=21.23 кН*м.
- нормативные значения N=730 кН, Mx=7.48 кН*м, My=15.72 кН*м.

Поверху этих колонн выполнена монолитная железобетонная плита по профнастилу (для устройства котельной, обозначена штриховкой на рисунке)

2.2 Колонна крайняя, наименее нагруженная
- расчетные значения N=69.43 кН, Mx=74.1 кН*м, My=4.69 кН*м.
- нормативные значения N=51.43 кН, Mx=54.9 кН*м, My=3.48 кН*м.

[7404307]

...да уж, вот так всегда - тема про Фому плавно перетекает в обсуждение Еремы ))

Сообщение от eilukha Сообщение от Ильнур аки дубы Цитата: Сообщение от Ильнур насколько "опасно" принимать мю=1 вместо мю=2 в конкретной ситуации - согласен. У ЖБК зависимость устойчивости несущей способности от гибкости, наверняка, не такая сильная как у МК.

И сейчас обсуждение уже будет в том ключе, будто на предыдущих страница именно это и обсуждалось, и об этом был спор. А потом сравнят какую то колонну жб с различным в 2 раза мю - и кто то скажет: "Вот видите, я был прав" =))
Просто копия политики =))

А почему никто не хочет сравнить стержень стальной с гибкостью 10 и 30, из стали с Ру=200МПа? Сравните Фи для него. Мю аж в три раза отличается, а несущая способность - на считанные проценты, еще более показательный пример, чем любая жб колонна. Неужели тут по другому? Неужели тут не будет того самого, в формулировке Ильнура "разрушения по прочности с добавкой от продольного изгиба", а сами колонны неужели не будут "как дубы"?
Но это не мешает такой расчет называть расчетом на устойчивость и уверять, что он отличается по физическому смыслу от расчета жб колонн )

Сообщение от Ильнур на объекте автора все колонны просчитаны/заармированы с учетом изгиба от горизонтальных сил из статрасчета. А это практически всегда так, поэтому я так и сказал - "жб стойки не гнутся аки камыши (чтобы беспокоиться об устойчивости). Теперь можно выразиться и так: жб колонны гнутся аки дубы. Так почему же такую простую мысль нельзя нормально воспринять?

Дело в том, что эта мысль не то что не оспаривалась - она даже не обсуждалась на всех предыдущих страницах...

Сообщение от Ильнур В целом это и не нужно "раскрывать".

А то, что Вы хотите не "раскрывать" - единообразие физического смысла расчетов, которые Вы относите в разные группы - и было единственным вопросом к Вам.

И как тут поможет, и на что даст ответ предложенное ниже:

Сообщение от Ильнур Можно (в контексте сказанного выше) взять колонну автора 40х40 12 м и т.д. и т.п., и посчитать, при какой ВЕРТИКАЛЬНОЙ нагрузке колонна потеряет устойчивость. Затем сравнить с вертикальной составляющей автора. Затем проверить с вертикальной и моментом автора. Т.е. показать, насколько "опасно" принимать мю=1 вместо мю=2 в конкретной ситуации.

совершенно не понятно =)

Хотя это все очень свойственно для тем форума, тут уж ничего не поделаешь - не нравится - можно не читать... =(

[Ильнур]

Сообщение от 7404307 ...да уж, вот так всегда - тема про Фому плавно перетекает в обсуждение Еремы ))

Наоборот, искаженная в ходе дебатов простая мысль возвращена на место.

Сообщение от 7404307 И сейчас обсуждение уже будет в том ключе, будто на предыдущих страница именно это и обсуждалось, и об этом был спор.

На предыдущих страницах обсуждалась гепотетическая устойчивость. Теперь будет конкретика по конкретному объекту.

Сообщение от 7404307 А потом сравнят какую то колонну жб с различным в 2 раза мю - и кто то скажет: "Вот видите, я был прав"

Не какую-то колонну, а конкретную, из жизни. И еще неизвестно, кто окажется прав.

Сообщение от 7404307 Просто копия политики

Начальная мысль была проста, ее распылили в теории устойчивости.

Сообщение от 7404307 А почему никто не хочет сравнить стержень стальной с гибкостью 10 и 30, из стали с Ру=200МПа? Сравните Фи для него. Мю аж в три раза отличается, а несущая способность - на считанные проценты, еще более показательный пример, чем любая жб колонна. Неужели тут по другому?

Именно так - по -другому. В жизни стальная колонна будет иметь гибкость порядка 100 (120, 150). Вот о чем речь. Собственно, из-за ограничения по предельной гибкости стальные колонны так же малоуязвимы в смысле устойчивости. Особенно с учетом наличия изгиба (ветер и т.д.) А стальная колонна гибкостью 10 (например консоль 40Ш1 С245 высотой 80 см - точно пень, разрушится от 250 тонн просто от исчерпания прочности даже без учета деформирования. И это - при простейшем материале.

Дело в том, что эта мысль не то что не оспаривалась - она даже не обсуждалась на всех предыдущих страницах...

Да, вместо того, чтобы просто сказать автору "спи спокойно, друг", начали про устойчивость жб колонн в широком (от Эйлера до трубобетонов) диапазоне.

Сообщение от 7404307 А то, что Вы хотите не "раскрывать" - единообразие физического смысла расчетов, которые Вы относите в разные группы - и было единственным вопросом к Вам.

Физический смысл расчетов жб колонны от стальной отличается сильно, потому что сильно отличается физика материала. Сталь - это очень простая и надежная вещь, а железобетон - это сложная композиция.

И как тут поможет, и на что даст ответ предложенное ниже.....совершенно не понятно

Для начала нужно оценить масштаб катастрофы: для первого случая автора при мю=1 колонны могли бы нести тонн 90, при мю=2 тонны 24. Для второго случая при мю=1 колонна не ломается, при мю=1,2 не ломается, при мю=1,5 начинает ломаться и при мю=2 конкретно ломается.
Теперь понятно, что для второго случая нужно провести прямой расчет с учетом податливости верха.

[Flick]

Сообщение от Ильнур ля начала нужно оценить масштаб катастрофы: для первого случая автора при мю=1 колонны могли бы нести тонн 90, при мю=2 тонны 24. Для второго случая при мю=1 колонна не ломается, при мю=1,2 не ломается, при мю=1,5 начинает ломаться и при мю=2 конкретно ломается. Теперь понятно, что для второго случая нужно провести прямой расчет с учетом податливости верха.

Тонн 90? То есть, она ломается даже при мю=1? Ее не спасает даже железобетонная плита, залитая поверху?

[7404307]

Ладно, тогда я вкратце:
по физическому смыслу раз не получится дискуссий (по разным причинам) и все будет сведено к сравнению практики, то могу лишь пару замечаний:

Сообщение от Ильнур (например консоль 40Ш1 С245 высотой 80 см - точно пень, разрушится от 250 тонн просто от исчерпания прочности даже без учета деформирования.

Если бы при малых гибкостях не было бы вклада устойчивости - не было бы и Фи. А было бы просто N/A. Но Фи есть, просто дающий минимальную поправку. И в случае с Жб при их стандартных для жизни Мю вклад также, как правило, небольшой (а вот у автора может будет и заметный - не всматривался в схему..).

Сообщение от Ильнур Физический смысл расчетов жб колонны от стальной отличается сильно, потому что сильно отличается физика материала.

Если иметь ввиду поправку на материал - то методика один в один, а отличие в диаграммах деформирования (ну и, также, в начальных несовершенствах). Т.е. методикой можно пользоваться для дерева, металла, пластика, жб и т.д. - и она совпадет с любыми нормами при условии, что будут приняты те же материалы и те же погиби, что и в нормах - это не предположение, это проверялось (мною в том числе - на примерах стали и жб - разве что в нормах не расписана методика расчета жб по деформированной схеме, но результаты можно взять и из коммерческих программ типа Статики). Так что если материал вынести за скобку (о чем писалось с первых же сообщений) - то методика одинаковая. Можно даже с виртуальным материалом считать. Методика не эмпирическая, она полностью теоретическая, именно такая и заложена в нормах.

Сообщение от Ильнур Для начала нужно оценить масштаб катастрофы:

Автор считает в микрофе, там же это делается "на раз", тем более можно два файла одновременно открывать. Пусть в одном задаст Мю=1, в другом, Мю=2, в третьем... И сделает принтскрин с требуемыми площадями и выложит тут. Это делать - 10-15 минут, все смогут отдохнуть, заняться своими делами. Делов-то =)

[Flick]

Меня сейчас волнует, каким образом можно посчитать жесткость пружины для податливого опирания верхнего конца колонны. Считаю я колонны в "Статике" и по деформированной схеме. Вопрос только в правильном задании жесткости опоры.

realdoc говорит вырезать одну раму со связью вертикальной и приложить единичную горизонтальную силу. Разделив силу на максимальные перемещения рамы, получить значение жесткости, поделить ее на количество колонн и задать при расчете. Для рам, в которых нет вертикальных связей, считать, что жесткий диск покрытия, в совокупности с горизонтальными связями, передаст всю нагрузку на эти же самые вертикальные связи. Правильно ли я его понял?

[Ильнур]

Сообщение от 7404307 .. методика один в один...

Если считать 1:1, то при пружине ~20т/м (из условия перемещения на 36 м при моменте 7,4 т*м у корня консоли мю=1,37. С которым колонна выдерживает.

Тонн 90? То есть, она ломается даже при мю=1?

А у Вас не ломается? При наличии перекрытия мю=не 1, а мю=0,7 (по норме 0,8, т.е. здесь уже не совсем 1:1). С которым колонна держит свои 100 тонн.

[Flick]

Сообщение от Ильнур мю=0,7 (по норме 0,8). С которым колонна держит свои 100 тонн.

С мю=0.7 она держит всю свою нагрузку с запасом. На мой взгляд, для колон, связанных поверху еще и монолитом, можно взять и мю=0.7

Объясните мне, пожалуйста, про жесткость опоры!

[Ильнур]

Сообщение от Flick ... про жесткость опоры!

Жесткость опоры - перемещение точки опоры (без колонны) от единичной силы со стороны колонны. Т.к. опора перемещается и от других (кроме колонны) воздействий, то нужно это перемещение определять для конкретного РСН. Освободите колонну в этой точке от связи по интересующему направлению, вместо отброшенной связи приложите 1. Или столько (подбором), чтобы перемещение совпало с исходным.
Из полученной пружины отнять пружинистость самой колонны (свободной).

[Flick]

Сообщение от Ильнур ткость опоры - перемещение точки опоры (без колонны) от единичной силы со стороны колонны. Т.к. опора перемещается и от других (кроме колонны) воздействий, то нужно это перемещение определять для конкретного РСН. Освободите колонну в этой точке от связи по интересующему направлению, вместо отброшенной связи приложите 1. Или столько (подбором), чтобы перемещение совпало с исходным.

Подскажите, пожалуйста, где об этом можно почитать?

И как вычислить пружинность самой колонны? В голове уже каша какая-то

[Бахил]

Offtop: Опять нафлудили и нафантазировали.
Flick, не слушай этих троешников. В твоём случае мю=1,2 крайний, даже если убрать все связи - больше не будет.
Если собираешься уменьшить до 0,7, тогда можешь попытаться вы... по Ильнуру.
По программе ничего не получишь, потому что там классический Эйлер, а бетон Эйлеру не подчиняется.

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от 7404307 Можно даже с виртуальным материалом считать. Методика не эмпирическая, она полностью теоретическая, именно такая и заложена в нормах.

Это по программам ты можешь считать "виртуально", а в СНиПах чистая эмпирика.

[SergeyKonstr]

Сообщение от realdoc Делать расчет рамной схемы такой, чтобы жесткости примерно соответствовали реальным. Именно так получены значения мю указанные в СП

Сомневаюсь я что рамы там считали.

Сообщение от Flick И как вычислить пружинность самой колонны?

Дело не простое.
Жесткость на каждом участке по длине колонны может быть принята как момент поделенный на кривизну. И по сему процесс иттерационный.

Сообщение от Flick В голове уже каша какая-то

Ну и берите, по простецки, как в СП - мю=1,5.
Хотите приближенно, то к свободной стойке (мю=2) при двух колоннах в раме примените коэ-т =квадратный корень из выражения (жесткость колонны/усредненную жесткость всех колонн)=корень из 0,5=0,71, тогда мю будет 2*0,71=1,42 (взять 1,5), при трех колоннах в раме =корень из 0,333=0,58, тогда мю будет 2*0,58=1,16 (взять 1,2).

[Flick]

Сообщение от SergeyKonstr Ну и берите, по простецки, как в СП - мю=1,5.

В следующий раз я обязательно возьму мю=1.5 и не буду переживать. А сейчас - здание почти построено) (см. пост #68)

[Ильнур]

Сообщение от Flick ...И как вычислить пружинность самой колонны?

Интересно. У Вас нет вопросов с вычислением перемещений в Статике. Откуда тогда вопрос с перемещением верха одной свободной колонны от 1 силы?
Думаю, что раз армирование ведется по СНиП, где учитывается допмомент от "продольного" изгиба через чистое мю (например консоль -2, независимо от наличия/отсутствия изгиба), то и нам (троечникам, как выразился Бахил) достаточно вычислить мю через деформации по Статике.
Попробуйте в Статике. Я не знаю, в какой нелинейности реализованы в Статике расчеты по деформированной схеме. Наверно в геометрической.

[realdoc]

Ильнур, Я думал мы обсуждаем тему устойчивости вообще, а вопросы автора - перестали относиться к теме со 2-й страницы (по сложившейся уже традиции). С вопросом автора как раз все понятно и все вроде бы уже сошлись во мнении как можно посчитать мю в данном случае. Если говорить о результате проходит/непроходит - я уже давно посчитал и выяснил, что действительно проходит. Поэтому и остаюсь верным своему варианту ответа: 2 если расчетом не обосновано иное значение.
Что касается устойчивости вообще это можно обсудить.
Для начала предлагаю выяснить 3 различных ситуации:
1. Конструкция начинает терять устойчивость в упругой стадии и переходит в новое устойчивое состояние также в упругой стадии. Это характерно для стержней большой гибкости, низкого модуля упругости и большой (хоть и конечной) прочности. Т.е. получаем тот самый "бублик". У меня получалось руками так свернуть стержень из стеклопластика (диаметр 4мм, длина 400мм). Для наших дальнейших рассуждений этот случай вряд ли имеет практическое значение.
2. Конструкция начинает терять устойчивость в упругой стадии и уже после этого вследствие значительного выгиба теряет прочность (хотя это не совсем верное понятие - если под потерей прочности подразумевать разрушение сечения). Это характерно для стержней большой гибкости, высокого модуля упругости и малой (относительно модуля упругости) прочности. Этот случай характерен, например, для стальных конструкций с большой гибкостью. Они теряют устойчивость по Эйлеру, но в "бублик" их не свернуть. Т.е. гнутся аки камыш.
3. Конструкция начинает терять устойчивость в неупругой стадии и при определенном значении кривизны начинается необратимый рост этой самой кривизны. Такой случай имеет место для стальных стержней малой гибкости и малой прочности. Сюда же отнесем и практически все правильно запроектированные железобетонные колонны. Т.е. гнутся аки дубы.
Как видим, принципиальных отличий стальных и железобетонных конструкций действительно нет. Можно выделить только одно отличие - для стали может быть принята достаточно простая диаграмма деформирования, из-за чего формулы для определения фи могут быть интегрируемыми и выражение для фи можно получить в достаточно простой форме. Для бетона в принципе тоже можно было бы так сделать. Но не для железобетона и тем более не для железобетона с трещинами.
Потерю устойчивости можно представить таким образом (для всех 3-х случаев): при наличии некоторого начального эксцентриситета получаем дополнительный выгиб конструкции от данного эксцентриситета, от дополнительного выгиба получаем увеличение эксцентриситета и так далее по замкнутому кругу. Конечен ли этот круг? Теоретически нет. Но если эксцентриситеты на каждом шаге выстроить в ряд, то ряд может быть сходящимся (вида 1; 1,5; 1,75; 1,875; ....), а может быть расходящимся (вида 1; 2; 4; 8; 16; ....). В первом случае устойчивость обеспечена, во втором - нет. Т.е. решать такие задачи следует итерационно. Метод Эйлера предполагает сразу оценку конечного члена ряда через начальный член и коэффициент. Если коэффициент имеет конечное значение (N<Ncr), то имеет смысл проверять прочность с учетом выгиба по последнему члену рядя. Если N>Ncr, то проверять собственно нечего - при любой конечной прочности материала эта прочность будет исчерпана. Этот подход не учитывает переход в новое устойчивое состояние ("бублик"), однако для строительных конструкций этого достаточно (хотя в целом в технике конечно используется переход в новое устойчивое состояние).
Можно ли разработать универсальный механизм расчета для любого материала? можно - заменяя интегрирование суммированием, т.е. делая расчет по нелинейной деформационной модели для прочности, расчет по деформированной схеме для выгиба. Эта модель универсальна и работает как для стали, так и для железобетона, так и для любых других материалов если известна их диаграмма деформирования. Для железобетона есть одно но - непостоянная жесткость элемента на участках между трещинами. В нормах эта проблема снимается осреднением жесткости на данном участке через PsiS - коэффициент неравномерности напряжений в арматуре. Подход не безгрешный. Но в нормах решенный.

Сообщение от Ильнур Я не знаю, в какой нелинейности реализованы в Статике расчеты по деформированной схеме. Наверно в геометрической.

Деформированная схема=геометрическая нелинейность. При этом физическая нелинейность может использоваться, а может и нет.
Конкретно в СТАТИКЕ реализовано с учетом физической нелинейности. Но сходимость с расчетами в Экселе я не проверял - один дипломник делал в СТАТИКЕ, второй в Экселе. Видимо в этом году будет третий, который сравнит :-).

[Flick]

Сообщение от realdoc а вопросы автора - перестали относиться к теме со 2-й страницы

Offtop: Где ж они перестали относиться к теме? Я, наоборот, пытаюсь разобраться в этом всем и задаю вопросы...

[realdoc]

Сообщение от Flick Где ж они перестали относиться к теме? Я, наоборот, пытаюсь разобраться в этом всем и задаю вопросы...

Да это я так шучу - по старой доброй традиции этого форума на 2..3 странице темы все забывают про автора и обсуждают одно и тоже - жесткость железобетонных элементов с трещинами. Заканчивается все фразой "да все равно по сложному там все слишком сложно, а по простому все слишком просто". И тема умирает на пару месяцев. До очередного новичка (а может и кого-то из местных, кто делает удачный наброс г... на вентилятор).

Offtop:

Сообщение от Flick Где ж они перестали относиться к теме?

Это тема перестала относиться к вопросам автора ^_^

[Юрий450]

Сообщение от Flick Подскажите, пожалуйста, где об этом можно почитать? И как вычислить пружинность самой колонны? В голове уже каша какая-то

Пружинность колонны вы не должны учитывать. В данном случае нужно определить пружинность покрытия потому как оно является опорой. Поставте нулевую жесткость колоннам (кроме связевых блоков), чтобы они не влияли на определение пружинности опорного узла покрытия или ползун на месте опоры колонны на фундамент, не суть. Потом ставите еденичную нагрузку в узел по 'x' и смотрите перемещение, важно ставить только в один узел, чтобы точно определить и потом повторяете для остальных узлов.

[realdoc]

Сообщение от Flick И как вычислить пружинность самой колонны? В голове уже каша какая-то

Идти надо от простого к сложному. Ваша схема слишком сложна - выкиньте ее пока. Сделайте следующие шаги:
1. Посчитайте колонну с упругой опорой - посмотрите что меняется от жесткости опоры от нуля до бесконечности.
2. Задайте один плоский связевый блок, определите для него жесткость на горизонтальную нагрузку от единичной силы.
3. Объедините одну колонну и один связевый блок в единую систему и проверьте соответствует ли результат полученным из расчета разных систем.
4. Сделайте тоже, что в п.3. в простой объемной схеме, состоящей из а) двух взаимно перпендикулярных связевых блоков, б) трех связевых блоков пересекающихся в одной точке, в) трех связевых блоков в виде буквы П.
5. Посчитайте свою схему.
Совет:

Сообщение от Юрий450 Поставте нулевую жесткость колоннам (кроме связевых блоков), чтобы они не влияли на определение пружинности опорного узла покрытия или ползун на месте опоры колонны на фундамент, не суть. Потом ставите еденичную нагрузку в узел по 'x' и смотрите перемещение, важно ставить только в один узел, чтобы точно определить и потом повторяете для остальных узлов. Жесткость (пружинность) - параметр, определяющий какое усилие надо приложить к узлу чтобы он переместился на 1 м. Вы определите перемещение от 1 т. и пропорцией экстраполируйте на 1м.

Является верным. Но для Вас пока сложным.

[Юрий450]

...

[Ильнур]

Сообщение от realdoc ...Можно ли разработать универсальный механизм расчета для любого материала? можно - заменяя интегрирование суммированием, т.е. делая расчет по нелинейной деформационной модели для прочности, расчет по деформированной схеме для выгиба. Эта модель универсальна и работает как для стали, так и для железобетона, так и для любых других материалов если известна их диаграмма деформирования. Для железобетона есть одно но - непостоянная жесткость элемента на участках между трещинами. В нормах эта проблема снимается осреднением жесткости на данном участке через PsiS - коэффициент неравномерности напряжений в арматуре. Подход не безгрешный. Но в нормах решенный.

Со всем сказанным на п.188 согласен. Особенно с выделенным - для железобетона (особенно с трещинами) расчет на устойчивость всяко преобразовывается в расчет на прочность по деформировнной схеме. Прямо или через инженерные упрощения. В Жб-СНиПе термин устойчивость не применен (только упоминание для тонкостенных), оперируется терминами "по ПС1", "по ПС2", "прочность" и т.д.

Пружинность колонны вы не должны учитывать.

Пружинность колонны нужно вычесть из полученной пружинности опоры. Потому что пружинность опоры нужно определять не для голой системы без нагрузок, а именно с учетом всех воздействий в конкретном РСН. Пример: допустим, имеется прогон на двух шарнирных неподвижных опорах. К середине прислоняется верх колонны. Нас интересует пружинность прогона для верха колонны. Без нагрузок на прогон (в горизонтальной плоскости) это будет голая пружина=прогон. Но если на прогон действует гориз. нагрузка, то прогон от этой нагрузки уже и без колонны выгибается, и колонна уже испытывает меньший (или больший, в зависимости направления выгиба) отпор. При этом отпорность самой колонны влияет на выгиб. Т.е. например если от имеющийся гор нагрузки свободный прогон выгибается на 2 см, то с колонной - на 1,5 см. Теперь мы прикладываем свою контрольную силу 1т именно в точке опоры (без колонны, с нагрузкой на прогон), и имеем выгиб допустим 4 см, из них 2 см от имеющейся прогонной нагрузки. Однако понятно, что нагрузка на прогон смещает эту точку только на 1,5 см (с колонной). 0,5 см - лишние. Поэтому, определив пружинистость без колонны, например 1т/4см, мы должны из нее отнять пружинистость колонны, чтобы получить 1т/3,5см.
Желательно определять пружинистость не при 1 ед. силе, а при такой, которая дает примерно такие перемещения, которые показывает статрасчет, система не обязательно ведет себя строго линейно.
Как-то так...

[Юрий450]

Сообщение от Ильнур Пружинность колонны нужно вычесть из полученной пружинности опоры. Потому что пружинность опоры нужно определять не для голой системы без нагрузок, а именно с учетом всех воздействий в конкретном РСН. Пример: допустим, имеется прогон на двух шарнирных неподвижных опорах. К середине прислоняется верх колонны. Нас интересует пружинность прогона для верха колонны. Без нагрузок на прогон (в горизонтальной плоскости) это будет голая пружина=прогон. Но если на прогон действует гориз. нагрузка, то прогон от этой нагрузки уже и без колонны выгибается, и колонна уже испытывает меньший (или больший, в зависимости направления выгиба) отпор. При этом отпорность самой колонны влияет на выгиб. Т.е. например если от имеющийся гор нагрузки свободный прогон выгибается на 2 см, то с колонной - на 1,5 см. Теперь мы прикладываем свою контрольную силу 1т именно в точке опоры (без колонны, с нагрузкой на прогон), и имеем выгиб допустим 4 см, из них 2 см от имеющейся прогонной нагрузки. Однако понятно, что нагрузка на прогон смещает эту точку только на 1,5 см (с колонной). 0,5 см - лишние. Поэтому, определив пружинистость без колонны, например 1т/4см, мы должны из нее отнять пружинистость колонны, чтобы получить 1т/3,5см.

Если мы из пружинности этого узла вычтим пружинность верха отдельной колонны, то получим пружинность отдельного узла покрытия. Как-то так должно быть.

Сообщение от Ильнур Желательно определять пружинистость не при 1 ед. силе, а при такой, которая дает примерно такие перемещения, которые показывает статрасчет, система не обязательно ведет себя строго линейно.

Так и надо делать, но это очень долго.

[Ильнур]

Сообщение от Юрий450 Если мы из пружинности этого узла вычтим пружинность верха отдельной колонны, то получим пружинность отдельного узла покрытия. .

Мы и ищем пружинность опоры. Для колонны опорой является узел покрытия.
Flick, отчего 100 тонн на колонну?

[realdoc]

Сообщение от Ильнур Желательно определять пружинистость не при 1 ед. силе, а при такой, которая дает примерно такие перемещения, которые показывает статрасчет, система не обязательно ведет себя строго линейно.

Если в опциях расчета не задано, что расчет нелинейный, то любая система будет вести себя линейно. Например перемещение при сжатии можно получить и такое, что оно превысит собственно размер стержня - программе-то все равно, она расчитывает конечными элементами матрицы жесткости которых выведены из предположения малых деформаций - то что перемещения немалые ответственность несет расчетчик, а не программа. Т.е. чтобы система при расчете вела себя нелинейно это еще надо изловчиться.
Если речь идет о том, что физическая система работает нелинейно, то тогда и на устойчивость надо считать нелинейно и жесткость связи получать нелинейную. Получить в некоторой точке секущую жесткость связи и на нее посчитать это конечно вариант, но не бесспорный.

Сообщение от Ильнур В Жб-СНиПе термин устойчивость не применен (только упоминание для тонкостенных), оперируется терминами "по ПС1", "по ПС2", "прочность" и т.д.

Да, термин устойчивость не применяется. Затрудняюсь сказать почему. Может чтобы не путать понятия с линейной устойчивостью.

[Flick]

Сообщение от Ильнур Flick, отчего 100 тонн на колонну?

60 тонн от снега (зона снегового мешка+снег на кровле крышной венткамеры). Остальное - от монолитного перекрытия и полезная нагрузка в венткамере.

[Ильнур]

Сообщение от realdoc Если в опциях расчета не задано, что расчет нелинейный,.

.. Автор вроде по деформированной схеме считает.

снегового мешка... крышной венткамеры.

Вот на земле места нет, да? Экономят все, да? В Японии или где понятно, но тут-то.. поставь на землю, надежную, добрую.. Руки бы ГИПу оторвать.

[Flick]

Сообщение от Ильнур Вот на земле места нет, да? Экономят все, да? В Японии или где понятно, но тут-то.. поставь на землю, надежную, добрую.. Руки бы ГИПу оторвать.

Offtop: Порадую Вас. Тут еще и котельная на крыше))

[Юрий450]

Сообщение от Ильнур Мы и ищем пружинность опоры. Для колонны опорой является узел покрытия.

Так я и писал, что сразу надо считать для отдельной опоры, зачем колонну включать, если ее вычитать придется.
Ха, глянул внимательнее на схему, там и внутри связи есть. Не все так плачевно, думаю до двойки может не дойдет. Но нужно считать, и в двух плоскостях.

[realdoc]

Сообщение от Ильнур Автор вроде по деформированной схеме считает.

Силен... Я дальше расчета одного стержня не ушел в расчетах по деформированной схеме.

Сообщение от Ильнур Вот на земле места нет, да? Экономят все, да?

На одном из объектов люди залезали на 2 этажа в землю - ниже уровня реки которая протекает рядом, расчет барражного эффекта, все дела. На мой вопрос: почему бы не сделать дополнительно два этажа сверху, а не снизу. Они ответили: понимаешь, нам нужны склады. Все что мы построим над землей, мы не устоим и продадим под магазины. И получатся магазины без складов. А нам нужны склады. Поэтому мы строим такие помещения, которые под магазины не продадим.

[Бахил]

В результате опроса мю=1,23.

----- добавлено через ~1 мин. -----
Offtop: Вы бы отдельную тему создали бы. По "устойчивости" бетонных колонн.

[Flick]

Сообщение от realdoc Силен... Я дальше расчета одного стержня не ушел в расчетах по деформированной схеме.

Так я один стержень и считаю))

А про жесткость опоры - я вечером выложу то, что я посчитал, подробно, с иллюстрациями)

[realdoc]

Сообщение от Flick Так я один стержень и считаю))

Вы делаете не расчет по деформированной схеме, а расчет с упругими опорами. В этом случае перемещение опор пропорционально нагрузке. Т.е. сама схема конечно деформируема (как в общем-то любая другая), но это не тоже самое что расчет по деформированной схеме. В общем-то расчет по деформированной схеме тоже можно сделать с упругими (и даже неупругими опорами), только я подозреваю что Вы не это делаете. А Ильнур просто шутит таким образом.
По крайней мере Вам стоит просчитать кучу простых схем, прежде чем браться за расчеты по деформированной схеме.

[Flick]

Сообщение от realdoc Вы делаете не расчет по деформированной схеме

Если я в "Статике" считаю одну колонну с упругой опорой и выбираю опцию "Нелинейный расчет по деформированной схеме", то это значит, что я не делаю расчет по деформированной схеме?

Offtop:

Сообщение от Ильнур Вот на земле места нет, да? Экономят все, да? В Японии или где понятно, но тут-то.. поставь на землю, надежную, добрую.. Руки бы ГИПу оторвать.

Ты видел недавно тему про мужика, который несколько тыщ квадратов нормальной крыши закрывает фермами 48-метровыми, чтоб там какие-то шкуры сушить?)

[realdoc]

Сообщение от Flick Если я в "Статике" считаю одну колонну с упругой опорой и выбираю опцию "Нелинейный расчет по деформированной схеме", то это значит, что я не делаю расчет по деформированной схеме?

В программе S406? если так, то конечно по деформированной схеме. Только тут много нюансов есть - в первую очередь начальное отклонение - как величина, так и форма. Причем форма имеет очень важное значение.
Offtop:

Сообщение от Arikaikai Ты видел недавно тему про мужика, который несколько тыщ квадратов нормальной крыши закрывает фермами 48-метровыми, чтоб там какие-то шкуры сушить?)

Это он написал что шкуры, а на самом деле он там совсем другое сушить будет.

[Ильнур]

Сообщение от Arikaikai Offtop: Ты видел недавно тему про мужика, который несколько тыщ квадратов нормальной крыши закрывает фермами 48-метровыми, чтоб там какие-то шкуры сушить?)

Мужики вообще лепят всякое. Дома из морских контейнеров...
По крышам - видимо логика проста - есть огромная крыша, пустует, а понаставлю-ка хрени всякой. Чиллеров там, дизель-электростанций, венткамер, ну и теплицу на остальном, зимой помидоры растить, чего пустовать-то..

[Flick]

Сообщение от Ильнур Мужики вообще лепят всякое. Дома из морских контейнеров

Это где такое было?))

Сообщение от Arikaikai чтоб там какие-то шкуры сушить?)

Киньте, пожалуйста, ссылку на это!

P.S.: автор ушел от темы на 11 (!!!!!!) странице!

[Ильнур]

Сообщение от Flick ...P.S.: автор ушел от темы

Вернитесь. Посчитайте свою колонну со 100 тоннами с пружиной. Не бойтесь влияния начальных форм и т.д. Все несовершенства колонны учтутся одним эксцентреситетом 2...3 см. Пружину определите тоже самым простым способом - ничего не меняя в модели, выберите самое "густое" РСН и определите перемещение вверху (например 36 мм), затем добавьте в том же направлении гориз. нагрузку в 1 тонну, и снова определите перемещение (например 39 мм). Пружина=1т/(0,0039-0,0036)=333 т/м. И вот с этой пружиной проверьте колонну. Или хотя бы уточните мю.

[Бахил]

Сообщение от Flick "Нелинейный расчет по деформированной схеме"

А по "по деформированной схеме" и будет "Нелинейный расчет", но без учёта физической нелинейности.

[Flick]

Сообщение от Ильнур выберите самое "густое" РСН

Сообщение от Бахил А по "по деформированной схеме" и будет "Нелинейный расчет", но без учёта физической нелинейности.

Уточняющий вопрос: стоит ли при этом всем учитывать перемещения от температурных перепадов? Каркас-то длинный и, по идее, надо учитывать температуру

Хотя, я разобрался. Посчитал перемещения каркаса от температуры в линейной и нелинейной постановке задачи. Перемещения в линейной сильно завышены. Так что не буду учитывать температуру сейчас

[Бахил]

Сообщение от Flick Перемещения в линейной сильно завышены.

Значит нелинейный расчёт - липа.

[Flick]

Сообщение от Бахил Значит нелинейный расчёт - липа.

Почему? Не то чтобы сильно, разница 14 против 32 мм

[Юрий450]

Сообщение от Ильнур ничего не меняя в модели, выберите самое "густое" РСН и определите перемещение вверху (например 36 мм), затем добавьте в том же направлении гориз. нагрузку в 1 тонну, и снова определите перемещение (например 39 мм). Пружина=1т/(0,0039-0,0036)=333 т/м. И вот с этой пружиной проверьте колонну

Только от этого надо отнять пружинность самой колонны, она где-то 11.3 т/м. И я бы сделал все-таки как раньше писал.
Flick. Подставляйте уже 1т. в узел на самую удаленню от связей колонну и скажите прирост перемещения при линейном расчете.

[Бахил]

Сообщение от Flick Почему? Не то чтобы сильно, разница 14 против 32 мм

Необходимо уточнить, что понимается под "нелинейным расчётом"? Если физическая нелинейность - то липа.
Если "геометрическая", связанная с продольно-поперечным изгибом (так называемая "деформированная схема"), то может быть и правильно. Хотя на мой взгляд всё-таки большая разница.

[Flick]

Сообщение от Юрий450 Flick. Подставляйте уже 1т. в узел на самую удаленню от связей колонну и скажите прирост перемещения при линейном расчете.

Сообщение от Ильнур Вернитесь. Посчитайте свою колонну со 100 тоннами с пружиной. Не бойтесь влияния начальных форм и т.д. Все несовершенства колонны учтутся одним эксцентреситетом 2...3 см. Пружину определите тоже самым простым способом - ничего не меняя в модели, выберите самое "густое" РСН и определите перемещение вверху (например 36 мм), затем добавьте в том же направлении гориз. нагрузку в 1 тонну, и снова определите перемещение (например 39 мм). Пружина=1т/(0,0039-0,0036)=333 т/м. И вот с этой пружиной проверьте колонну. Или хотя бы уточните мю.

Добавил на колонну второго ряда слева (знаю, смешно выглядит) горизонтальную нагрузку 10 кН по оси Х. Разница перемещений составила 2 мм. Отсюда жесткость опоры равна 5000 кН/м.

Нагрузку приложил ко всей модели в сборке, но профнастил не вводил в расчет.

Причем, максимальные перемещения колонн получаются от вертикальной нагрузки.

[Юрий450]

Сообщение от Flick Добавил на колонну второго ряда слева (знаю, смешно выглядит) горизонтальную нагрузку 10 кН по оси Х. Разница перемещений составила 2 мм. Отсюда жесткость опоры равна 5000 кН/м. Нагрузку приложил ко всей модели в сборке, но профнастил не вводил в расчет. Причем, максимальные перемещения колонн получаются от вертикальной нагрузки.

Так там связи, и мю=1 получается с такой жесткостью.

[Flick]

Сообщение от Юрий450 Так там связи, и мю=1 получается с такой жесткостью.

Надо приложить нагрузку на наиболее удаленную от горизонтальных связей по покрытию колонну?

[Юрий450]

Сообщение от Flick Надо приложить нагрузку на наиболее удаленную от горизонтальных связей по покрытию колонну?

Приложите на колонну в самом центре по x. и линейно посчитайте. Неправильно вместе с РСУ считать, перемещения могут вычитаться или складываться, нужно отдельно 1 т. задать.

[realdoc]

Сообщение от Ильнур Не бойтесь влияния начальных форм и т.д. Все несовершенства колонны учтутся одним эксцентреситетом 2...3 см

Не совсем так. Можно приложить эксцентриситет так, что он практически никакого влияния не окажет. А можно приложить теже 3 см так, что что колонне придется очень туго.
Допустим для колонны автора разница между начальной формой в виде полуволны и четверти волны даст очень большую разницу.

[Flick]

Сообщение от Юрий450 Приложите на колонну в самом центре по x. и линейно посчитайте. Все-таки неправильно вместе с РСУ считать, перемещения могут вычитаться или складываться, нужно отдельно 1 т. задать.

Я составлял комбинации для определения перемещений вручную. Сейчас приложу к другой колонне силу

[Юрий450]

Сообщение от Flick Я составлял комбинации для определения перемещений вручную. Сейчас приложу к другой колонне силу

отдельно создайте загружение на 1 т.

[Flick]

Сообщение от Юрий450 отдельно создайте загружение на 1 т.

Я так и сделал. Создал загружение 1т и сейчас смотрю перемещения только от этой нагрузки, без учета остальных вертикальных/горизонтальных нагрузок

[Юрий450]

Сообщение от Flick Я так и сделал. Создал загружение 1т и сейчас смотрю перемещения только от этой нагрузки, без учета остальных вертикальных/горизонтальных нагрузок

И сколько получились перемещения от 1т. по x?

[Бахил]

мю уже равно 1,19.

Сообщение от Юрий450 И сколько получились перемещения от 1т. по x?

Offtop: 1 пох?

----- добавлено через ~1 мин. -----
Таким образом скоро дойдём до мю=1 без всяких расчётов.

[Юрий450]

Сообщение от Бахил мю уже равно 1,19. Offtop: 1 пох? ----- добавлено через ~1 мин. ----- Таким образом скоро дойдём до мю=1 без всяких расчётов.

В опросе не может быть правильного ответа, для колонн со связями можно и 0,7(0,8) взять, а для других и 2 по расчету может выскочить. Опять пропал человек, одну лишь цифру надо сказать.

[Flick]

Человек на работе, Юрий450 . Я бы рад тут постоянно присутствовать, но это невозможно. 7 мм перемещения по оси Х

[Ильнур]

Сообщение от Юрий450 Только от этого надо отнять пружинность самой колонны, она где-то 11.3 т/м....

Об этом автору донесено: http://forum.dwg.ru/showpost.php?p=1...&postcount=182
Отпорность нужно рассматривать не только по признаку отдаленности от связи, а по признаку совокупной уязвимости - например максимальная нагрузка, максимальное перемещение. Т.е. цель - не самая отдаленную колонна, а самая уязвимая.

Не совсем так. Можно приложить эксцентриситет так, что он практически никакого влияния не окажет. А можно приложить теже 3 см так, что что колонне придется очень туго. Допустим для колонны автора разница между начальной формой в виде полуволны и четверти волны даст очень большую разницу.

Эксцентреситет нужно задать в сторону смещения. Насчет форм - колонна внизу защемлена, вверху шарнир, нагрузка верху, направление перемещения верха известно. Напрашивается единственная форма. И наихудшая. Ведь тут из-за предполагаемой мю->2 и весь сыр-бор.

В опросе не может быть правильного ответа

Опрос подразумевает, что все колонны одинаково загружены и речь о дальней от связей колонны. Я так понимаю.

[Юрий450]

Сообщение от Flick Человек на работе, Юрий450 . Я бы рад тут постоянно присутствовать, но это невозможно. 7 мм перемещения по оси Х

Пружинность узла:1000/7 = 142-11=131 т/м.
Мю=1.25 для этой колонны и в этом направлении и так нужно для всех колонн.

[Flick]

Сообщение от Юрий450 Мю=1.25 для этой колонны и в этом направлении и так нужно для всех колонн.

Да. Все верно. Центральные колонны меня не беспокоят по армированию - тут все хорошо. Беспокойство вызывают колонны наиболее нагруженные - второй ряд колонн слева, а также колонны с N=1000 кН.

Но 1-е колонны держат горизонтальные связи, а вторые связаны монолитной плитой сверху.

[Юрий450]

Сообщение от Flick Как Вы это вычислили?

Программа кристалл.

[Flick]

Сообщение от Юрий450 Программа кристалл.

А "Статика" говорит мю=1.221 =)

[Ильнур]

Сообщение от Flick А "Статика" говорит мю=1.221 =)

1,221 и 1,25 - это просто точнейшее совпадение. Для таких-то дел...

[Юрий450]

Я бы еще посчитал с нулевой жесткостью колонн, получается колонны которые нужно держать сами держат соседние. Нам в чистом виде жесткость покрытия нужно определить, а тут соседние колонны вмешиваются.

Offtop:

Сообщение от Flick Это где такое было?)) Киньте, пожалуйста, ссылку на это!

Дом из контейнеров
Шкуры на крышу в 6.5 тыс м2

[SergeyKonstr]

Сообщение от Юрий450 Программа кристалл.

Offtop: В ЖБ металл засунули...n1=(Cп*L*L*L/Е*J), мю=квадратный корень из ((n1+18)/(2*n1+4,5))

[Flick]

Сообщение от SergeyKonstr Offtop: В ЖБ металл засунули...n1=(Cп*L*L*L/Е*J), мю=квадратный корень из ((n1+18)/(2*n1+4,5))

Подскажите, откуда эта формула?

Offtop: И почему "оффтоп"?))

[SergeyKonstr]

Сообщение от Flick Подскажите, откуда эта формула?

"КРИССТАЛ" откуда берет. Пособие по проектированию стальных конструкций (к СНиП II-23-81), табл. 23.

Сообщение от Flick И почему "оффтоп"?))

Offtop: Так меня никто не спрашивал...

[Flick]

Сообщение от SergeyKonstr "КРИССТАЛ" откуда берет. Пособие по проектированию стальных конструкций (к СНиП II-23-81), табл. 23.

Я Вас не понял. А к чему была фраза

Сообщение от SergeyKonstr В ЖБ металл засунули

Вы ж все равно используете стальной СНиП?

[SergeyKonstr]

Сообщение от Flick Я Вас не понял. А к чему была фраза

Сообщение от Flick В ЖБ металл засунули

Е там для металла.

[Flick]

Сообщение от SergeyKonstr Е там для металла.

Теперь понял. Хорошо, по каким формулам считать расчетные длины для ЖБ?

[SergeyKonstr]

Offtop: Як писуть

[atos88]

Сообщение от Flick Теперь понял. Хорошо, по каким формулам считать расчетные длины для ЖБ?

Формулы есть в еврокоде 1992, очень удобные графики есть в ACI 318

[Бахил]

Сообщение от Flick по каким формулам считать расчетные длины для ЖБ?

Да ни по каким! Определяются опытным путём. Offtop: Или по итогам голосования
Все приведённые формулы справедливы для линейных упругих материалов.

[Flick]

Сообщение от Бахил Или по итогам голосования

Offtop: Это самый действенный способ! И нормативы не нужны)

Offtop: 1.195 из голосования коррелирует с вычисленными для стальных железобетонных колонн 1.22 или 1.25 выше. Демократия, товарищи.
У геодезистов и прочих ребят, которые со статистическими данными работают, есть вполне серьезная математика, которая говорит - чем больше измерений сделаешь, тем точнее будет их среднеарифметическое. Один раз чуть выше ошибся, один раз чуть ниже, вот и получаем в серединке точное значение. Тут так же работает, мне кажется) С 1.2 начали, к 1.2 через 250 умных сообщений и приходим)

[Ильнур]

Сообщение от Бахил ...Определяются опытным путём. ..

Опытным путем назначаются габариты жб сечения. Например у автора колонна 11 м на 100 тонн имеет 400х400. Если прищурить левый глаз, то маловато.

Offtop:

Сообщение от Ильнур Если прищурить левый глаз, то маловато

я такой высоты 40Ш ставлю - еще меньше. Или в металле глаза щурить не принято?)

[Бахил]

Сообщение от Ильнур Например у автора колонна 11 м на 100 тонн имеет 400х400.

Дело вкуса. Ничего криминального не вижу.

[Юрий450]

Сообщение от Arikaikai Offtop: 1.195 из голосования коррелирует с вычисленными для стальных железобетонных колонн 1.22 или 1.25 выше. Демократия, товарищи. У геодезистов и прочих ребят, которые со статистическими данными работают, есть вполне серьезная математика, которая говорит - чем больше измерений сделаешь, тем точнее будет их среднеарифметическое. Один раз чуть выше ошибся, один раз чуть ниже, вот и получаем в серединке точное значение. Тут так же работает, мне кажется) С 1.2 начали, к 1.2 через 250 умных сообщений и приходим)

То что тут вычислили 1,22 и 1,25 это не для самой плохой колонны и с учетом, что соседние колонны поддерживают рядом стоящие. Нужно считать при нулевой жесткости колонн.

[eilukha]

Сообщение от Юрий450 с учетом, что соседние колонны поддерживают рядом стоящие. Нужно считать при нулевой жесткости колонн.

- и ни так, и ни так, но нечто среднее .

[Ильнур]

Сообщение от Arikaikai Offtop: я такой высоты 40Ш ставлю - еще меньше. Или в металле глаза щурить не принято?)

В металле устойчивость просчитывается четко и на раз. Твой 40Ш2 при 100 тн и 11м с мю1=1,2 и мю2=1,2 крякнет с перегрузом в 60%. И вообще, двутавр стальной с жб квадратом нельзя сравнивать по габаритам.

Дело вкуса. Ничего криминального не вижу.

Криминала нет, однако тенденция имеется. Кто-то уже намекал на это: http://forum.dwg.ru/showpost.php?p=1...&postcount=108

[Бахил]

Сообщение от Ильнур Кто-то уже намекал на это

Да, но там колонна 12 м, а ты говоришь про 11...
И потом, это рекомендации, а не жёсткое требование Offtop: Хотя в наших нормах не всегда можно разграничить одно с другим.

[hentan]

Сообщение от Ильнур В металле устойчивость просчитывается четко и на раз.

А как насчет рекомендаций по жесткости в металле? читал про Н=1/20L, но если нагрузки небольшие, есть ли смысл их выполнять? Ну и про устойчивость из плоскости я бы так не сказал, м.б. я много не знаю
Offtop: пардон, что про металл

[Ильнур]

Сообщение от hentan А как насчет рекомендаций по жесткости в металле? читал про Н=1/20L, но если нагрузки небольшие, есть ли смысл их выполнять? Ну и про устойчивость из плоскости я бы так не сказал, м.б. я много не знаю...[/offtop]

В СНиП Стальные (и в подобных нормах) имеются четкие ограничения по гибкости (не путать с жесткостью) в зависимости от НДС, в СНиП Нагрузки имеются четкие ограничения по жесткости сооружений (прогибы, перемесчения, зыбкости и т.д.).
Гибкость в МК =Lp/sgrt(J/A), это из теорий устойчивости правильных материалов.
А что такое в МК контроль по Н/L, мне неизвестно.

там колонна 12 м, а ты говоришь про 11..

Эта колонна не там, а из этой темы. И принципиально мало разницы 11 или 12, а принципиально 400 и меньше для такого случая жидковато. Конечно, можно взять бетона поуже, и напихать много железа. Это противоречит духу жб. В жб есть веками отработанные мудрые соотношения.
Offtop: Вот первый жбшник-француз как изготовил свою жб лодку, так сразу и сало понятно, что жб не может быть сравним по изяществу со сальными лодками.

[Flick]

Сообщение от Ильнур Криминала нет, однако тенденция имеется.

12 м - самой НЕнагруженной колонны. Наиболее нагруженная имеет длину 11.4м (вместе с надколонником).

На первых 5-ти страницах все были уверены, что все хорошо. Теперь мне все говорят, что все плохо. Класс.

[Юрий450]

Сообщение от Flick 12 м - самой НЕнагруженной колонны. Наиболее нагруженная имеет длину 11.4м (вместе с надколонником). На первых 5-ти страницах все были уверены, что все хорошо. Теперь мне все говорят, что все плохо. Класс.

Дайте почву для оптимизма, посчитайте перемещения от 1т при нулевой жесткости колонн, кроме прилегающих к связям. Это наихудший вариант.
Накройняк, включим саморезы в расчетную схему.

[Бахил]

Сообщение от Flick На первых 5-ти страницах все были уверены, что все хорошо. Теперь мне все говорят, что все плохо. Класс.

Flick, топикастерам вообще вредно читать свои темы после 1-ой страницы. Кстати, надколонник не считается.

[Ильнур]

Сообщение от Flick ...Теперь мне все говорят, что все плохо. Класс.

И теперь все хорошо. Но впредь жб надо лепить подубее. Куб бетона стоит копейки по сравнению с ... с чем-нибудь.

[Юрий450]

Ну как стоит?

[Flick]

Сообщение от Юрий450 Ну как стоит?

Стоит) Правда, они промахнулись с осями и выставили колонны одного ряда на 100 мм дальше. Пришли и говорили, что будут тянуть верх колонны)) Больше я их не видел)

[eilukha]

Сообщение от Flick будут тянуть верх колонны

- вот тут-то и пригодилась большая гибкость колонн .

[Юрий450]

Сообщение от Flick Пришли и говорили, что будут тянуть верх колонны))

Юмористы

[Akim_1989]

Так какую брать расчётную длину жб колонн в смешанном каркасе, если связей нет? Подходит ли в данном случае п.8.1.17 г с коэффициентом 1,5?

[Flick]

Сообщение от Akim_1989 Так какую брать расчётную длину жб колонн в смешанном каркасе, если связей нет? Подходит ли в данном случае п.8.1.17 г с коэффициентом 1,5?

Думаю, если связей нет, то надо брать 2.

[Akim_1989]

Сообщение от Flick Думаю, если связей нет, то надо брать 2.

А в старом СниПе вообще берут коэффициент 1,2.

[Flick]

Сообщение от Akim_1989 А в старом СниПе вообще берут коэффициент 1,2.

Да знаю я. Но после того, как я сделал вышеуказанное здание, лично для себя принял решение - лучше делать все надежнее и не вдаваться в демагогию о сокращении материалов, пока сам не разберусь в этих вещах.

[Akim_1989]

Я в принципе тоже за двойку, т.к. посчитал каркас на устойчивость и получил mu=2 Просто интересует опыт строительства подобных зданий, посчитанных с 1,2. Стоят или нет?

[Ильнур]

Сообщение от Akim_1989 Стоят или нет?

Пачками. По всем странам и весям. Падают только когда арматура прилично оголится от старости бетона. Лет через 70. И это не из-за ущербности методик, а наоборот, в хорошем, большом запасе в СНиПах.
И еще падает, когда бетон бухченый. Но эти падают сразу, еще при снятии опалубки.
Я так думаю.
Не бойтесь проектировать.

[Akim_1989]

просто в СП убрали эту очень наглядную таблицу и вместо неё пару строчек не совсем понятных написали Вот и возникает подозрение: "Может не просто так."

[Бахил]

Сообщение от Akim_1989 "Может не просто так."

Конечно "не просто так". Развитие идёт по спирали - диалектика, однако.Offtop: Правда в России почемуто по кругу...
Помню в древнем СНиПе (с литерой "А") тоже было мутно с расчётными длинами. Пытались применять стальной СНиП, программы для определения расчётных длин... Армирование дикое получалось. Потом появился "цифровой" СНиП, где чётко прописали 1,2.
Тут следует понимать, что формула Эйлера справедлива для линейных, упругих материалов. Бетон в принципе не работает линейно.
Кстати и для стали формула Эйлера применима для приведённой гибкости более пи. Поэтому при расчётах на устойчивости стенок присутствует сакральное число 3,2.

[Владимир Зайцев]

так в новом СП16 есть же чудо таблица И.1. Я делал так. В расчетной схеме задавал перемещение верха узла колонны,смотрел какую реакция это вызывает. Можно наоборот ,приложить силу и посмотреть перемещение от нее. Потом силу делишь на перемещение и получаешь жесткость связи.Подставляешь в формула таблицы и вуаля. Что-то получаешь,сравниваешь со здравым смыслов.Обычно в связевых каркасах получалось в районе 1,но никак не 2.

[Flick]

Сообщение от Akim_1989 Стоят или нет?

Тот ТЦ, который в теме - стоит) Правда, еще снега не было) Я там вообще 0.7-1.2 брал расчетную длину. Теперь каждый день проезжаю мимо и наблюдаю)
Offtop:
Почитайте тему, там Ильнур и realdoc очень интересные и полезные вещи говорили)

----- добавлено через ~1 мин. -----

Сообщение от Владимир Зайцев так в новом СП16 есть же чудо таблица И.1. Я делал так. В расчетной схеме задавал перемещение верха узла колонны,смотрел какую реакция это вызывает. Можно наоборот ,приложить силу и посмотреть перемещение от нее. Потом силу делишь на перемещение и получаешь жесткость связи.Подставляешь в формула таблицы и вуаля. Что-то получаешь,сравниваешь со здравым смыслов.Обычно в связевых каркасах получалось в районе 1,но никак не 2.

Вот я тоже так делал. Вычислял жесткость пружины упругой связи и в Статике считал расчетную длину. Для моего каркаса она была между 0.7 и 1.

[Akim_1989]

Flick, в вашем каркасе есть система вертикальных и горизонтальных связей, так что в нём может такое получиться. Меня интересует вариант без вертикальных связей. И в табл. И1 вычисляется расчётная длина, если нагружена только одна колонна в раме. А если снег выпадет, то все колоны более менее равномерно загружаются за исключением крайних. Если такую схему на устойчивость посчитать, то там чистая 2. Поэтому и опасаюсь брать без связей 1,2 как советуют в старом снипе

[Akim_1989]

Коллеги, есть у кого-нибудь литература, где обосновывается к-т расчётной длины 1,2 для колонны без связей. Может статьи какие-нибудь. Хочется разобраться откуда ноги растут.

[Akim_1989]

Опять вернулся к этой теме. Посчитал в лире устойчивость для простой плоской рамы. Мне непонятно почему SQ=1 для крайних колонн??? Т.е. первым теряет устойчивость крайняя колонна, на которую нагрузка в 2 раза меньше приходит??? Или я не совсем понимаю смысл параметра чувствительности. И коэффициент расчётной длины 2,53.

[eilukha]

Сообщение от Akim_1989 первым теряет устойчивость

- что значит «первым»? Рама ВСЯ теряет устойчивость, одновременно. Первых и последних нет.

Сообщение от Akim_1989 коэффициент расчётной длины 2,53

- имхо: корректнее проанализировать форму потери устойчивости и не только первой. Соответственно, и мю определить для подходящей формы.

[Ильнур]

Сообщение от Akim_1989 Опять вернулся к этой теме. Посчитал в лире устойчивость для простой плоской рамы. Мне непонятно почему ....коэффициент расчётной длины 2,53.

Потому что крайняя колонна менее загружена, и естественно, что в момент потери устойчивости рамы вот эта нагрузка на нее и берется как ПРЕДЕЛЬНАЯ. Что есть очень правильно. Потому что рама теряет устойчивость в целом, и всякая колонна несет свое бремя. В итоге мю=2,545, в то время как для остаьных - 1,8. И это соотношение будет меняться в зависимости от кол-ва пролетов, т.е. от соотношения кол-ва "помогающих" и "страдающих" колонн.
Увеличь чуть-чуть нагрузку на ЛЮБУЮ колонну системы, стоящей на пределе устойчивости - и рама действительно полетит к чертям. Так ведь?
Более подробно: крайняя колонна помогала средним, и средние стойко стояли, за счет крайнего. Об этом говорит мю=1,8 - если бы они стояли отдельно, мю=2 было бы. Поэтому, если на крайнюю, несущую нагрузку согласно мю=2,545, дать немного больше, то крайняя ПЕРЕСТАНЕТ помогать средним, и те перенапрягутся тоже. Система едина. Так (едино) она и анализируется на устойчивость, сообразно матрице жесткости, с учетом вклада всех элементов системы.
100500 раз уже говорили, что расчетная длина в лирах/скадах определяется обратным действием по формуле Эйлера, в которую вставляется продольная сила на момент потери устойчивости системы, то бишь действующая N, умноженная на Кзап системы.
Об этом на русском по-простому написано в руководствах к программам. Их можно даже почитать, если что.

[miko2009]

400х400 -12 метров ?
температурные нагрузки учли ?
эксцентриситет ?

[Бахил]

Сообщение от Ильнур мю=2,545

А должно быть 2,546!

[Antonio_v]

Сообщение от Ильнур Более подробно: крайняя колонна помогала средним, и средние стойко стояли, за счет крайнего. Об этом говорит мю=1,8 - если бы они стояли отдельно, мю=2 было бы. Поэтому, если на крайнюю, несущую нагрузку согласно мю=2,545, дать немного больше, то крайняя ПЕРЕСТАНЕТ помогать средним, и те перенапрягутся тоже. Система едина. Так (едино) она и анализируется на устойчивость, сообразно матрице жесткости, с учетом вклада всех элементов системы. 100500 раз уже говорили, что расчетная длина в лирах/скадах определяется обратным действием по формуле Эйлера, в которую вставляется продольная сила на момент потери устойчивости системы, то бишь действующая N, умноженная на Кзап системы. Об этом на русском по-простому написано в руководствах к программам. Их можно даже почитать, если что.

Говори-говорили, но все равно понимание мало у кого есть, как эту теорию применить на практике...в том числе и у меня. Поэтому поехали, хоть в одной теме попробуем довести до тех, кто в танке, способ, как определить расчетную длину в программах (лирах, скадах - неважно) и применить эти результаты на практике

Рассмотрим простой пример на картинке во вложении. 2-х пролетная рама, 2x24м. Высота пусть будет 9 метров. Внизу- заделка, ригель примыкает шарнирно. Рама совсем плоская и совсем отдельностоящая, для простоты понимания (связи покрытия не влияют)
Задаемся жесткостями. Для стоек пусть это будет сечение 500x500 мм, для ригелей 2000мм(h)x500. Материал для всех - бетон B25.
Нагрузки- на среднюю стойку N, на крайние 0,5N.
Считаем на устойчивость, ожидаемо получаем коэффициент мю для средней стойки 1,63, для крайних 2,31. Как Вы и предыдущие участники говорили - крайние стоки держат среднюю, это видно по коэффициентам расчетных длин.
Теперь к практике. Много...как Вы говорите, "100500 раз уже" нам всем говорили, что полученные расчетные длины, при чем всех элементов схемы применимы для дальнейшего расчета по прочности, устойчивости. Это же сказано и в одной из презентаций скада, а также в их книге. Хорошо, начинаем конструировать колонну. Подобрали сечение средней колонны по прочности/устойчивости, проверили гибкость. Заказчик хлопает в ладоши, радуется ведь с коэффициентом расчетной длины 1,63, при предельной гибкости ж.б. колонны 120 получилось сечение
((9м x 1,63)/120)*корень (12)= 423мм. Округлили до 500мм, тогда как у его соседа проектировщик взял мю 2 и получил по той же гибкости минимум 520мм, т.е. колонна уже 600мм. На глаз это вряд ли заметно, но вот при больших высотах, когда ставят колонну 600x600мм вместо 800x800мм - заказчику есть повод задуматься.
Теперь крайние колонны. Из расчетной схемы берем коэффициент 2,31, подбираем арматуру. (хоть и кажется противоестественно для данной схемы). И вот, наконец, проверяем гибкость и приехали:
Что делать с гибкость в таком случае? Какую расчетную длину принимать для крайней стойки?
2,31 - сечение огромное. Да и не совсем как-то вяжется в голове, что консольный стержень у нас имеет мю больше 2.
Этот вопрос почему-то постоянно обходят стороной в подобных темах, поэтому и есть эти "100500 раз уже", ну и +1 мой
По одной лишь гибкости получаем сечение крайних колонн больше, чем средней, хотя средняя в 2 раза больше нагружена. Вот в чем "резонанс") А интуитивно вообще просится 2-ка для всех колонн.

Многие пишут, что, мол, если уж расчетная длина верна для самого нагруженного и гибкого элемента - то решающей проверкой по прочности/устойчивости/гибкости будет именно для него, с чем согласен. А вот свободную длину остальных колонн для определения гибкости рассматривать даже близко не стоит, так как для них коэффициент завышен.
Поэтому прямой вопрос ко всем участникам:

Могу ли я, для моей схемы в примере, при проверке гибкости крайних колонн, брать расчетную длину с коэф. средней колонны 1,63. Или же верным вариантом будет взять коэф. 2, как для консоли, ну или 2,31 сразу из расчета, раз уж они являются "опорой" для средней колонны при потере устойчивости?

Ну или другой вопрос...как определить "истинную" расчетную длину крайних колонн в программном комплексе? Чтобы далее корректно выполнить все проверки по СНиП?

[Ильнур]

Сообщение от Antonio_v ...Могу ли я, для моей схемы в примере, при проверке гибкости крайних колонн, брать расчетную длину с коэф. средней колонны 1,63. Или же верным вариантом будет взять коэф. 2, как для консоли, ну или 2,31 сразу из расчета, раз уж они являются "опорой" для средней колонны при потере устойчивости?

Для проверки по ПРЕДЕЛЬНОЙ ГИБКОСТИ мю из вышеуказанного анализа не годится. Хотя и где-то ЧЕТКО написано, что проверка на устойчивость и на предельную гибкость производятся при одном и том же мю, это не корректно. Предельная гибкость - граница, за которой не гарантируется соответствие расчетных предпосылок проверочных формул СП реальной конструкции, и связано это с величиной начальных выгибов. Начальные выгибы гибких стержней в системе мало зависят друг от друга. Поэтому предельную гибкость элемента притягивать к общей устойчивости системы не есть правильно.
Вот в Вашей схеме я бы для всех трех колонн взял бы мю=2. Разве мю=2 для консоли (с коррекцией по предписаниям СП для конкретных материалов) вызывает сомнения при проверке по предельной гибкости?

Сообщение от Antonio_v ....как определить "истинную" расчетную длину крайних колонн в программном комплексе? Чтобы далее корректно выполнить все проверки по СНиП?

Я бы хотел понять, что подразумевается под "истинной" расчетной длиной? Т.е. разве в СП формулы выведены по ИНОЙ теории, чем это делается в СКАД/ЛИРА?

[Antonio_v]

Сообщение от Ильнур Вот в Вашей схеме я бы для всех трех колонн взял бы мю=2. Разве мю=2 для консоли (с коррекцией по предписаниям СП для конкретных материалов) вызывает сомнения при проверке по предельной гибкости?

Я вот тоже принял...и все было бы хорошо, если б Заказчик не испугался сечения средней колонны. Говорит, давай делай меньше, т.к. у тебя крайние колонны такие же сечением, но нагружены в 2 раза меньше...значит среднюю будут держать. Бред, но такой спор в самом разгаре...будем крайними колоннами держать среднюю). Мю для них не больше 2, так как для крайних схема точно будет консоль. Но Лира/Скад выдает нам 2,31.

Сообщение от Ильнур Я бы хотел понять, что подразумевается под "истинной" расчетной длиной? Т.е. разве в СП формулы выведены по ИНОЙ теории, чем это делается в СКАД/ЛИРА?

Имел в виду не завышенную расчетную длину других элементов, кроме самого нагруженного... Для последующего определения той же гибкости, например. Так у нас страдает средняя колонна - у нее расчетная длина верна в расчете...для остальных- нет, т.к. завышена. Как определить расчетную длину остальных?

----- добавлено через ~7 мин. -----

Сообщение от Ильнур Для проверки по ПРЕДЕЛЬНОЙ ГИБКОСТИ мю из вышеуказанного анализа не годится. Хотя и где-то ЧЕТКО написано, что проверка на устойчивость и на предельную гибкость производятся при одном и том же мю, это не корректно. Предельная гибкость - граница, за которой не гарантируется соответствие расчетных предпосылок проверочных формул СП реальной конструкции, и связано это с величиной начальных выгибов. Начальные выгибы гибких стержней в системе мало зависят друг от друга. Поэтому предельную гибкость элемента притягивать к общей устойчивости системы не есть правильно.

Это так, но в нормах гибкость напрямую зависит от длины расчетной...с тем самым мю. А коль уж есть такая зависимость, то мю от всех РСН и находишь максимальный- вроде как, худший случай.

Также наткнулся на статью (см. вложение). В енй вроде как тоже отыскали резерв средней стойки...но вот что делать с гибкостью крайних колонн

[Ильнур]

Сообщение от Antonio_v ...страдает средняя колонна - у нее расчетная длина верна в расчете...для остальных- нет, т.к. завышена...

Все расчетные длины верны - Вы же только что выложили "сверку"!
Просто ПОЭЛЕМЕНТНАЯ проверка превносит свои нюансы - известно же, что гибкие стержни и на практике ведут себя как идеальные (Эйлеров), а жесткие - нет.
Вот я и говорю: НЕВЕРНО это проверять предельную гибкость реальных стержней через идеальные мю.
Т.е. Вы сейчас пытаетесь и нормы соблюсти, и теорию не нарушить. А выпросить некий алгоритм "примирения".
Предельную гибкость нужно проверять или при мю=1, или при мю=2. Ничем другим я не способен помочь.

[eilukha]

Сообщение от Antonio_v что делать с гибкостью крайних колонн

- игнорировать (это Перельмутер в своих книжках так пишет), или считать с некой условной Мю=2.

[Ильнур]

Сообщение от eilukha ... с некой условной Мю=2.

Почему сразу 2? А куда 1 девать? Например раскос фермы, или просто распорка - чисто 1, причем для любого НДС системы. Шарниры по концам - стержень в своем несовершенстве автономен. Например от своего веса прогибается независимо от системы. И т.д...
Добавил: Например, имеем систему из двух консольных стоек, соединенных поверху шарнирно распоркой. Одна колонна загружена сверху 100 тонн, вторая – 1 тонна. КЗУ=1.
При этом понятно и без расчетов, что мю1=корень (2)=1,4, ибо вторая колонна практически помогает на 100%. Соответственно, мю2=14, т.е. больше в корень(100/1) раз.
И вот нам говорят, что м=14 – это «завышенное», и давайте «истинное».
Но ведь мю=14 означает истину – для того чтобы система (наша) крякнула (потеряла устойчивость), достаточно ЛЮБУЮ нагрузку увеличить на мизер. Например, к 100 тоннам доабвляем 1 кг – системе крендец, ибо первая стойка непосредственно перенапряглась. Или например к 1 тонне добавляем 0,01 кг – системе ТОЖЕ крендец, ибо вторая стойка ПЕРЕСТАЛА на 100% помогать первой стойке.
Фиксируем, что СКАД/ЛИРЫ и прочая проги из анализа устойчивости выдают правильные расчетные длины.
Почему же на практике возникают вопросы, коллизии и другие всячекие неудобства, связанные с большими мю?
Потому что большое мю ассоциируется с большой гибкостью, или что еще печальнее, с малой жесткостью. Т.е. в первую очередь возникает потребность в УВЕЛИЧЕНИИ сечения до НЕПРИЛИЧНЫХ размеров. Особенно в связи с предельной гибкостью.
Но ведь гибкость – это всего лишь производная от радиуса инерции. i=корень(J/A) – и где тут требуется увеличение сечения? Тут все наоборот – при заданном J нужно уменьшить A. Уменьшение А при сохранении J означает утонение сечения.
Вот и все заблуждения насчет завышенности мю.
На практике уменьшить А при сохранении J сложно/невозможно по ряду технических причин. Это и приводит к тупику, и в основном это связано с проверкой на предельную гибкость. В нашем примере КОЗЕ понятно, что обе стойки ДОСТАТОЧНО и ПРАВИЛЬНО проверить при мю=2. Даже если первую стойку можно проверить при мю=1,4!

[eilukha]

Сообщение от Ильнур Почему сразу 2? А куда 1 девать?

- можно и 1, и даже 0,7, смотря как рассуждать. Главное тут то, что для предельной гибкости и для устойчивости можно/нужно использовать разные расчётные длины, т. к. смысл этих проверок не совсем одинаковый. Встречал мнение, что проверки по предельной гибкости - это 2 ГПС.

[Бахил]

Сообщение от eilukha Встречал мнение, что проверки по предельной гибкости - это 2 ГПС.

Это не "мнение" это так и есть. Читай внимательнее СП.

----- добавлено через ~2 мин. -----
Да, и для ж/б теория Эйлера неприменима, поскольку ж/б не упругий материал.

[Ильнур]

Сообщение от Бахил ...Да, и для ж/б теория Эйлера неприменима, поскольку ж/б не упругий материал.

Мы не о мю из норм ж/б. И не стальных. И не деревянных. Не пластмассовых и т.д. А об упругом анализе. Т.е. может у тебя лично в голове материал и неупругий, но у нас тут он рассматривается упругий. Т.е. тут дураков нет.
Про окончательное назначение мю было еще на п.285 сказано:

...с коррекцией по предписаниям СП для конкретных материалов...

[Baumann]

Что-то про диафрагмы (диски) жесткости никто не сказал.. В крайних продольных осях виднеются вроде (посередине), а дальше не видно.

[Flick]

Offtop: Расстраивает меня только тот факт, что прочитав 15 страниц реально полезной информации, я для себя определился только с одной вещью - буду брать мю как можно ближе к 2, чтобы не тратить нервы.
А больше всего меня расстраивает факт отсутствия конкретных рекомендаций по поводу определения расчетных длин, их приходится буквально изыскивать по кускам из каких-то статей и отрывков книг

[Baumann]

Схему в порядок надо привести. В Белене по производственным зданиям глянуть связи по колонам, они же диски, они же диафрагмы. Низ -жесткая заделка, верх-2 степени свободы, мю в таблицах есть. 2-это для столба на улице. Да и то, без проводов))
П.С. Низ можно с одной степенью принять и тогда мю =1. Это с запасом.

[Poreth]

Сообщение от Flick Offtop: Расстраивает меня только тот факт, что прочитав 15 страниц реально полезной информации, я для себя определился только с одной вещью - буду брать мю как можно ближе к 2, чтобы не тратить нервы. А больше всего меня расстраивает факт отсутствия конкретных рекомендаций по поводу определения расчетных длин, их приходится буквально изыскивать по кускам из каких-то статей и отрывков книг

Год прошел. Как успехи с экспертизой, проектированием, постройкой?

[Flick]

Да уже почти 3 года прошло, как здание построили) Уже 3 зимы все стоит (одна из них была аномально снежной). Все в порядке)
Экспертизу и подавно прошли. Причём в процессе прохождения экспертизы, один дед-эксперт мне говорил, что «такая колонна и танк выдержит»))

[mainevent100]

хорошая тема.
пару лет назад был у нас такой объект:
сборные колонны общей высотой от фундамент до ферм покрытия 11,6 м;
в нижних 4 метрах к колоннам сбоку примыкают монолитные стены подвала (соединение приваркой арматуры к закладным), стены подвала в верхнем сечении раскреплены монолитным перекрытием;
верхние 7,5 метров колонны в плоскости раскреплены в верхнем сечении фермой (из плоскости вертикальная связь);
нагрузка на колонну 190 т, сечение 400х400 мм.
Какая примерно расчетная длина в плоскости рамы?

----- добавлено через ~1 ч. -----
поднял расчет, при подборе арматуры расчетная длина колонны принималась = 10 м, т.е. для верхней части примерно мю=1,3 (7,5*1,3)
или все-таки побольше нужно принять L0?

[Бахил]

Сообщение от mainevent100 для верхней части примерно мю=1,3

Я бы принял 2.

[roman39]

Сообщение от Flick Offtop: Расстраивает меня только тот факт, что прочитав 15 страниц реально полезной информации, я для себя определился только с одной вещью - буду брать мю как можно ближе к 2, чтобы не тратить нервы. А больше всего меня расстраивает факт отсутствия конкретных рекомендаций по поводу определения расчетных длин, их приходится буквально изыскивать по кускам из каких-то статей и отрывков книг

В СП 63 есть пункт 8.1.17 где вроде все написано

[mainevent100]

Сообщение от roman39 В СП 63 есть пункт 8.1.17 где вроде все написано

есть конкретные предложения, как определять - опора неподвижная или ограниченно смещаемая, жесткая или с ограниченным поворотом?

[roman39]

Сообщение от mainevent100 есть конкретные предложения, как определять - опора неподвижная или ограниченно смещаемая, жесткая или с ограниченным поворотом?

г) для элементов с податливым шарнирным опиранием (допускающем ограниченное смещение опоры) на одном конце, а на другом конце:
с жесткой (без поворота) заделкой - 1,5l;

[mainevent100]

Сообщение от roman39 г) для элементов с податливым шарнирным опиранием (допускающем ограниченное смещение опоры) на одном конце, а на другом конце: с жесткой (без поворота) заделкой - 1,5l;

ну вроде похоже.
вот только ограниченное ли смещение верней опоры? способна ферма ограничивать смещение? если нет, то 2,0l
а в данном случае разница очень существенная:
при 1,0l требуемое армирование колонны 4d10;
при 1,3l требуемое армирование колонны 4d32;
при 1,5l требуемое армирование колонны 8d32;
при 2,0l даже максимального процента армирования колонны не хватает, чтобы обеспечить ее прочность.

[eilukha]

Сообщение от mainevent100 при 1,0l требуемое армирование колонны 4d10; при 1,3l требуемое армирование колонны 4d32; при 1,5l требуемое армирование колонны 8d32; при 2,0l даже максимального процента армирования колонны не хватает, чтобы обеспечить ее прочность.

- весьма показательно.

[roman39]

Сообщение от mainevent100 ну вроде похоже. вот только ограниченное ли смещение верней опоры? способна ферма ограничивать смещение? если нет, то 2,0l а в данном случае разница очень существенная: при 1,0l требуемое армирование колонны 4d10; при 1,3l требуемое армирование колонны 4d32; при 1,5l требуемое армирование колонны 8d32; при 2,0l даже максимального процента армирования колонны не хватает, чтобы обеспечить ее прочность.

Полагаю. что при наличие связей и стальных ферм покрытия, объединенных жестким диском настила/системой горизонтальных связей - да ограничено.

Кстати в еврокодах отлично расписаны условия защемления опор. Было бы круто прописать подобное в наших нормах.


По еврокодам получается условие 1 на нижней опоре и 3 на верхней. И приведенная длина 1.6L

[Akim_1989]

Сообщение от roman39 Полагаю. что при наличие связей и стальных ферм покрытия, объединенных жестким диском настила/системой горизонтальных связей - да ограничено.

А если горизонтальные связи только в торце для восприятия ветра и вдоль длинных сторон нет горизонтальных связей. В этом случае обеспечена номинальное ограничение свободы от смещения верха колонны для средних рам? Я считаю что нет и mu = 2.
Т.е. нужно ставить много связей или колонны мощнее. Как вообще определить достаточность связей для удержания колонны?

[mainevent100]

Сообщение от Akim_1989 В этом случае обеспечена номинальное ограничение свободы от смещения верха колонны для средних рам? Я считаю что нет и mu = 2.

наверно, и без связей можно - если вторая колонна в раме менее нагружена или имеет меньшую свободную длину (раскреплена дополнительным перекрытием), то ферма будет выполнять роль распорки.
Получим "толкающую" и "удерживающую" колонны.. а вот с определением фактических расчетных длин в такой системы уже не одна многостраничная тема перетерта, однако внятной методики нет

[roman39]

Сообщение от Akim_1989 А если горизонтальные связи только в торце для восприятия ветра и вдоль длинных сторон нет горизонтальных связей. В этом случае обеспечена номинальное ограничение свободы от смещения верха колонны для средних рам? Я считаю что нет и mu = 2. Т.е. нужно ставить много связей или колонны мощнее. Как вообще определить достаточность связей для удержания колонны?

Совершенно верно, если ограничения есть - 1.5, в противном случае 2.0.

[Sigrlin]

Здравствуйте! Кто-нибудь знает последовательность действий в расчетном комплексе Ing+ для получения расчетных длин колонн? Экспертиза требует именно посчитать в расчетной программе, а не по таблицам СП.

[Бахил]

Сообщение от Sigrlin Экспертиза требует именно посчитать в расчетной программе, а не по таблицам СП.

На основании чего? Ни одна программа расчётные длины не считает.
Может быть "экспертиза" требует проверить общую устойчивость?

[Sigrlin]

Сообщение от Бахил На основании чего? Ни одна программа расчётные длины не считает. Может быть "экспертиза" требует проверить общую устойчивость?

Замечание гласит так: "Обосновать расчетом расчетные длины колонн спотрзалов и актового зала. Принятые расчетные длины колонн спотрзалов и актового зала не обоснованы расчетом"

[Tamerlan_MZO]

Сообщение от Sigrlin Замечание гласит так: "Обосновать расчетом расчетные длины колонн спотрзалов и актового зала. Принятые расчетные длины колонн спотрзалов и актового зала не обоснованы расчетом"

Здесь нет требования считать в программном комплексе (и не может быть). Считайте по СП.

[Sigrlin]

Поняла, спасибо.
Про расчет в программном комплексе она уже устно сказала.

Есть какое то условие, что если добавить побольше связей, то расчет коэффициента можно не выполнять? Вернее, приблизить коэффициент этим самым к 1,0. У меня сейчас колонны высотой 8м, с шагом 6м, пролет 18м. Связи стоят в среднем пролете (длина здания 30м).

[Ильнур]

Сообщение от Sigrlin ...Есть какое то условие, что если добавить побольше связей, то расчет коэффициента можно не выполнять?...

Да, есть секретное соглашение между минстроем и госдепом, что если связей 7 и более, то можно коэффициенты не считать.

[mainevent100]

Сообщение от Sigrlin расчетные длины колонн спотрзалов и актового зала

Sigrlin, вероятно, Вы проектируете школу? Без соответствующего опыта не страшно?

Сообщение от Sigrlin Вернее, приблизить коэффициент этим самым к 1,0. У меня сейчас колонны высотой 8м, с шагом 6м, пролет 18м

попробую сообразить. Имеется сборный железобетонный каркас, перекрытый сверху стальными 18-метровыми фермами.
Из плоскости поперечных рам в середине здания стоит вертикальная связь между колоннами.
В плоскости рамы (фермы) связей, конечно, никаких нет, значит коэффициент расчетной длины = 2, если только в других пролетах здания нет каких-нибудь удерживающих жб перекрытий (см. картинку)

[Sigrlin]

Сообщение от mainevent100 Вы проектируете школу? Без соответствующего опыта не страшно?

Почему желание определить расчетную длину в программном комплексе является отсутствием опыта в проектировании?
Да, школа. Расчетные длины определяла согласно СП.
В приложении "Статика" к Инжу 2016 уже есть возможность автоматической передачи данных о колоннах, в том числе передается и расчетная длина колонн.

[JorJe]

Из мануала к Старку. Видимо эксперт имела в виду что-то подобное. Т.к. Старк и Инж+ родственники, думаю в Инж+ тоже такой расчет есть

[Sigrlin]

Сообщение от JorJe Т.к. Старк и Инж+ родственники, думаю в Инж+ тоже такой расчет есть

Да, нашла. Один в один)) Спасибо огромное!

[mainevent100]

Сообщение от Sigrlin Почему желание определить расчетную длину в программном комплексе является отсутствием опыта в проектировании?

вот эта фраза смутила

Сообщение от Sigrlin Есть какое то условие, что если добавить побольше связей, то расчет коэффициента можно не выполнять? Вернее, приблизить коэффициент этим самым к 1,0.

Сообщение от Sigrlin Расчетные длины определяла согласно СП.

в таком случае Вы должны были принять мю=2 и у эксперта не должно было возникнуть желания посчитать его программой.
Вы же приняли мю=1, эксперт справедливо посчитал значение расчетной длины заниженной и попросил подтвердить ее расчетом пространственной схемы в программе...
на самом деле эксперту конкретно этот расчет не нужен, он просто вежливо намекает Вам проверить колонну на мю=2

[Ильнур]

Сообщение от JorJe Из мануала к Старку...

Тут похоже расчетная длина "машинно" определяется ровно так же, как везде. Т.е. вопрос определения расчетных длин по нормам заведомо обречен на вечную агонию.
Вообще параметр "расчетная длина" какой-то нефизичный-нефизичный...
И да, эксперт видимо имеет ввиду, что мю=2 если и можно подвинуть, то только "машинно"- волевым способом.

[Rafikov.Marat]

Добрый день!
Имеется проект складского комплекса. Длина - 200 м., ширина - 8 пролетов по 24 м, разделенных деформационным швом (4+4 пролета). Колонны - железобетонные, высотой 14,5 м. Шаг колонн наружных рядов - 6 м, внутренних - 12 м. ГСП фермы пролетом 24 м., шаг - 6 м. Покрытие беспрогонное, профлист укладывается на верхние пояса ферм. Подстропильные фермы пролетом 12 м. приняты по серии "Молодечно". В продольном направлении связи есть в каждом ряду колонн, в поперечном - в торцевых рядах.
Первоначальный проектировщик этого здания принял в рассчетах м=0,7 в обеих плоскосях колонн и получил сечение 400х400 мм. Заказчику и экспертизе это, конечно, не понравилось, и перед нашей организацией была поставлена задача сделать перерасчет. Я считаю что надо брать м=1,5 (жесткая заделка - ограниченно смещаемая шарнирная заделка, п. 8.1.17 СП63). Заказчик недоволен получившейся высотой сечения колонны - 650 мм. и, ссылаясь на п. 3.55 Пособия к СНиП 2.03.01, просит пересчитать на м=1,2. Обоснованы ли эти требования? Прав ли я, взяв м=1,5 и не надо ли брать м=2?

[mainevent100]

Связи в каждом ряду колонн - это вдоль длины 200 м (из плоскости поперечных рам)? Т.е. по крайним осям связь в 6-метровом шаге колонн, по внутренним осям в 12-метровом шаге?

[Rafikov.Marat]

Сообщение от mainevent100 Связи в каждом ряду колонн - это вдоль длины 200 м (из плоскости поперечных рам)? Т.е. по крайним осям связь в 6-метровом шаге колонн, по внутренним осям в 12-метровом шаге?

Да

[andreev.dm]

Строго по СП Вы правы, по моему мнению.
Значение 1,2 в СП для смещаемых заделок принимают.
А Пособие...классная штука, лучше чем СП, но к делу не пришить.

[mainevent100]

профлист способен на 6-метровой длине передавать усилия сжатия в своей плоскости, необходимые для обеспечения устойчивости ЖБ колонны?

[Liam]

Сообщение от mainevent100 профлист способен на 6-метровой длине передавать усилия сжатия в своей плоскости, необходимые для обеспечения устойчивости ЖБ колонны?

Так у него подстропильная ферма по средним рядам и, наверняка, распорки, по крайним. Профлист в работе на устойчивость вообще не участвует, т.к. связи по каждому ряду колонн.
Я бы считал, как просит заказчик, в плоскости рам 1,2H, из плоскости 0,8H.
Сослаться можно на таблицу 7.1 СП 355.1325800.2017, она как раз из старого пособия дёрнута.

[Бахил]

2. Можно принять 1,5 для средних, если сечения крайних и средних одинаковое.

[eilukha]

Сообщение от Liam Сослаться можно на таблицу 7.1 СП 355.1325800.2017

- всегда думал, что для однопролётной рамы с шарнирным ригелем Мю=2 без вариантов, а тут 1,5. Кто-то может объяснить почему?
Кстати, в деревяшках Мю наоборот больше теоретических значений. Там это толкуют в связи с податливостью соединений.

[Бахил]

Сообщение от eilukha Мю=2 без вариантов, а тут 1,5. Кто-то может объяснить почему?

Потомучто ж/б. По аналогии со сталью: некоторое уменьшение мю для наиболее нагруженной колонны.

[Rafikov.Marat]

Спасибо за ссылку на СП355, но он является "добровольным", и в перечне №1521 его нет, там есть СП63. Думаю, что этот факт для экспертизы будет главным, и она заставит считать по "обязательному" нормативу (сужу по своему опыту и ситуацией с СП "Нагрузки и воздействия" 11 и 16 годов). К тому же, внутренние ряды колонн имеют шаг 12 м, и каждая вторая поперечная рама содержит в себе только одну колонну - наружную. Правомерно ли распространять на нее термин "многопролетная"?
Профлист в рассчете устойчивости и гибкости колонн я не учитываю, роль распорок по средним рядам выполняют подстропильные фермы, по крайним - горизонтальные связи по верхним поясам ферм, шириной 3 м., расположенные по всему контуру температурных блоков.
Для средних рядов ситуация с рассчетной длиной чуть менее критичная, они короче крайних на 1,2 м. из-за высокого цоколя (дебаркадера).
Если считать на м=2, то высота сечения будет 850 мм. - заказчика хватит удар., так как "съедается" слишком много площади - между колонн оборудование поставить он не может. В таком случае вместо железобетонных можно было бы взять стальные колонны - 50Ш1 в таком случае хватило бы.

[eilukha]

Сообщение от Бахил для наиболее нагруженной колонны

- для однопролётной рамы колонны равнонагружены.

Сообщение от Rafikov.Marat по "обязательному" нормативу

- в обязательных разве есть указания по определению расчётных длин ЖБК?

[Akim_1989]

Опять попался на глаза смешанный каркас. Я так и не пойму, как деды получили для многопролётной рамы mu=1,2? Такое значение можно получить только, если нагрузить не все рамы каркаса, а только одну. Такой случай актуален для крановой нагрузки.
Для снега мы же принимаем равномерную нагрузку по всему покрытию. При большом числе рам получается, что средним рамам не за что держаться, потому что у них у всех одинаковая нагрузка, а торцы хоть и нагружены в 2 раза меньше, но не могут удержать средние рамы.
В пределах рамы получается mu = 1.7 для средних, mu=2.4 для крайних.

[crossing]

Сообщение от Akim_1989 При большом числе рам получается, что средним рамам не за что держаться, потому что у них у всех одинаковая нагрузка, а торцы хоть и нагружены в 2 раза меньше, но не могут удержать средние рамы.

Нужно схему видеть. Там "сборняк"? О каких торцах речь? Рассматриваемые рамы в продольном направлении?

[Akim_1989]

Сообщение от crossing Нужно схему видеть. Там "сборняк"? О каких торцах речь? Рассматриваемые рамы в продольном направлении?

Схема сферическая в вакууме. Сборные жб колонны и стальное покрытие. В задаче ригель условно смоделирован стержнем.
Пока рассматриваю устойчивость в плоскости поперечной рамы. И поперечные торцы.

[eilukha]

Сообщение от Akim_1989 как деды получили для многопролётной рамы mu=1,2?

- возможно учитывали работу ЖБ стеновых панелей.

[nickname2019]

Для железобетона понятие "расчетной длины" очень условное. Потеря прочности у ж.б. колонн обычно наступает гораздо раньше потери устойчивости, поэтому анализировать значения расчетных длин нужно с осторожностью.
Возможно, что Вы получаете расчетные длины, которые никогда не будут реализованы, также как и потеря устойчивости по этой форме.
Кроме того, для бетона понятие "модуль упругости" не применимо. Т.е. корректный расчет на устойчивость железобетона возможен только в физически нелинейной стадии.
Я не могу ничего сказать по текущей схеме, но, возможно, что деды были правы.

Попробуйте сделать одновременно физически линейный и геометрически нелинейный расчет (если Лира позволяет).

Если бы считал я - я бы взял мю=2 и не заморачивался с численным вычислением расчетных длин (если у Заказчика нет других требований). А если Заказчик платит много денег с целью сэкономить на стройке - можно прогнать физ. нелинейный и геом. нелинейный расчет.
Если Заказчик платит мало - не нужно его баловать.

[eilukha]

Сообщение от nickname2019 с осторожностью.

- это когда надо принять меньшую расчётную длину?

----- добавлено через ~8 мин. -----

Сообщение от nickname2019 очень условное

- в чём условность?

Сообщение от nickname2019 Потеря прочности у ж.б. колонн обычно наступает гораздо раньше потери устойчивости

- в чём разница? В нормах вообще нет расчёта на устойчивость ЖБ.

Сообщение от nickname2019 не будут реализованы

- что значит «реализованы?»

Сообщение от nickname2019 Т.е. корректный расчет на устойчивость

- вопрос в расчётной длине, а не расчёте на устойчивость (которого в нормах нет).

Сообщение от nickname2019 деды были правы

- безусловно правы, только сендвичи они не использовали, у них даже все ограждающие из ЖБ были.

[crossing]

Сообщение от nickname2019 Если бы считал я - я бы взял мю=2

Я тоже так поступил бы судя по первому скрину #334.
Что касаемо гибкости, а именно её необходимо контролировать на сколько я помню, - то надо смотреть СП. Если я не ошибаюсь - то там нет расчёта на устойчивость, но есть требования к обеспечению гибкости. Могу ошибаться.

[eilukha]

Сообщение от crossing нет расчёта на устойчивость

- но гибкость влияет на прочность.

[nickname2019]

Сообщение от eilukha - это когда надо принять меньшую расчётную длину?

Это значит, что линейный расчет в SCADе системы железобетонных элементов по определению расчетных длин в общем случае некорректен.

- в чём условность? - в чём разница? В нормах вообще нет расчёта на устойчивость ЖБ.

Правильно. Для обычного железобетона расчет на устойчивость не актуален. Но есть диссертации. Расчет на устойчивость железобетона может быть актуален для элементов из высокопрочного железобетона с высокой гибкостью.

- что значит «реализованы?»

"НЕ БУДУТ РЕАЛИЗОВАНЫ" - это значит, что колонны раньше потеряют несущую способность по прочности, чем прогибы окажут существенное влияние на возрастание момента в колоннах (устойчивость строительных конструкций обычно понимается как влияние прогибов на лавинообразное возрастание внутренних усилий). Поэтому, в данном случае вместо расчета на прочность можно прогнать расчет по деформационной схеме с учетом физ. нелинейности (это для настоящих перфекционистов). Тогда не нужно определять ни расчетную длину, ни гибкость. "Зыбкость" надо будет имхо проверить.

- вопрос в расчётной длине, а не расчёте на устойчивость (которого в нормах нет).

Расчетная длина получается из расчета на устойчивость, это взаимосвязанные вещи.

- безусловно правы, только сендвичи они не использовали, у них даже все ограждающие из ЖБ были.

Я бы не был столь категоричен. Я не уверен, поэтому взял бы мю=2.

[eilukha]

Сообщение от nickname2019 линейный расчет в SCADе системы железобетонных элементов по определению расчетных длин

- расчётные длины в нелинейном расчёте определяют? Расчётная длина это не Эйлеррова устойчивость? Тогда что? Определение расчётной длины существует вообще? Сопроматы в топку?

Сообщение от nickname2019 чем прогибы окажут существенное влияние

- очень странно, Эйлер вычислял свои мю для бесконечно малых перемещений (при решении дифф. ур-ний).

Сообщение от nickname2019 Тогда не нужно определять ни расчетную длину

- именно! Поэтому не надо нелинейщину с Эйлером и расчётными длинами скрещивать.

[nickname2019]

Сообщение от eilukha - расчётные длины в нелинейном расчёте определяют? Расчётная длина это не Эйлеррова устойчивость? Тогда что? Определение расчётной длины существует вообще? Сопроматы в топку?

Сказанное выше означает, что ЛИНЕЙНЫМ РАСЧЕТОМ НЕВОЗМОЖНО КОРРЕКТНО ОПРЕДЕЛИТЬ РАСЧЕТНЫЕ ДЛИНЫ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ (за редким исключением, железобетон работает нелинейно).

Сообщение от eilukha очень странно, Эйлер вычислял свои мю для бесконечно малых перемещений (при решении дифф. ур-ний).

Ничего странного. Формула Эйлера получена исходя из соблюдения закона Гука (закон линейного деформирования), который для случая с железобетоном не работает.

Сообщение от eilukha - именно! Поэтому не надо нелинейщину с Эйлером и расчётными длинами скрещивать.

Я написал информацию для людей, которые могут и хотят понять, что УСТОЙЧИВОСТЬ СИСТЕМЫ (как и расчетные длины) МОЖНО ОЦЕНИВАТЬ И В ДЕФОРМИРОВАННОМ СОСТОЯНИИ С УЧЕТОМ ФИЗ. НЕЛИНЕЙНОСТИ И КАСАТЕЛЬНЫХ МОДУЛЕЙ ДЕФОРМИРОВАНИЯ.

[eilukha]

Сообщение от nickname2019 ЛИНЕЙНЫМ РАСЧЕТОМ НЕВОЗМОЖНО КОРРЕКТНО ОПРЕДЕЛИТЬ РАСЧЕТНЫЕ ДЛИНЫ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ

- нелинейным, значит, можно? Ок, пусть будет ёж+уж=колючая проволока. Впрочем, в СП так и пишут.

[Бахил]

Сообщение от nickname2019 ЛИНЕЙНЫМ РАСЧЕТОМ НЕВОЗМОЖНО КОРРЕКТНО ОПРЕДЕЛИТЬ РАСЧЕТНЫЕ ДЛИНЫ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ

А зачем? В СП 63 все расчётные длины даны.

Сообщение от nickname2019 УСТОЙЧИВОСТЬ СИСТЕМЫ (как и расчетные длины) МОЖНО ОЦЕНИВАТЬ И В ДЕФОРМИРОВАННОМ СОСТОЯНИИ С УЧЕТОМ ФИЗ. НЕЛИНЕЙНОСТИ И КАСАТЕЛЬНЫХ МОДУЛЕЙ ДЕФОРМИРОВАНИЯ.

Наверно можно. Опять же: для чего? Ну если только для магистерской диссертации...

[eilukha]

Мю_жбк=(Nu_консоль/Nu_шарнир)^0,5
Nu - вычислять в нелине. Т. е. Мю будет от силы зависеть. Пусть лировцы считанут, посмотрим что для обычной консоли получится.

[nickname2019]

Сообщение от Бахил А зачем? В СП 63 все расчётные длины даны.

Согласен.

Сообщение от Бахил Наверно можно. Опять же: для чего? Ну если только для магистерской диссертации...

Согласен. Более того, если при расчете было получено деформированное состояние с учетом геометрической и физической нелинейности (вдруг кто-то решил помучиться), то расчетные длины уже как бы и не надо определять (конструкция уже проверена на несущую способность в целом). Если бы конструкция была неустойчива - геом. нелинейный расчет бы не сошелся (при итерационном уточнении решения).

[Бахил]

В расчётах по "деформируемой схеме" понятие "расчётная длина" не имеет смысла.

[nickname2019]

Сообщение от Бахил В расчётах по "деформируемой схеме" понятие "расчётная длина" не имеет смысла.

Скад умеет умеет определять устойчивость деформированной схемы (есть галка "после нелинейного расчета выполнить анализ устойчивости"). Возможно, это имеет смыл при нелинейном расчете, когда нелинейность учитывается только для части элементов (например, при расчете мачт ствол можно считать линейно, а оттяжки - нелинейно).
Но с другой стороны, можно учесть нелинейность всех элементов - тогда анализ устойчивости вроде бы и не надо.

[Старый Дилетант]

Сообщение от Akim_1989 как деды получили для многопролётной рамы mu=1,2?

1.2 получили (приняли) не для многопролетной рамы, а для множества колонн объединенных диском покрытия.

Сообщение от eilukha - возможно учитывали работу ЖБ стеновых панелей.

Критическая сила и соответсвенно мю определяются из постулата, что нагрузки на все колонны возрастают пропроционально.
Так вот 1.2 принято исходя из того, что реально этого не происходит.
Так что, пытаться при помощи расчетных комплексов получить мю=1,2 бесполезно

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от nickname2019 ЛИНЕЙНЫМ РАСЧЕТОМ НЕВОЗМОЖНО КОРРЕКТНО ОПРЕДЕЛИТЬ РАСЧЕТНЫЕ ДЛИНЫ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ

И материал в данном случае не имеет значения.

[crossing]

На сколько я понял СП 63 - там говориться о проверке устойчивости не формы, а положения. Т.е. устойчивость от опрокидывания и т.д.
А выдерживать необходимо гибкости - Lo/i и учитывать эксцентриситеты.

[eilukha]

Сообщение от nickname2019 Скад умеет умеет определять устойчивость деформированной схемы (есть галка "после нелинейного расчета выполнить анализ устойчивости"). Возможно, это имеет смыл при нелинейном расчете, когда нелинейность учитывается только для части элементов (например, при расчете мачт ствол можно считать линейно, а оттяжки - нелинейно). Но с другой стороны, можно учесть нелинейность всех элементов - тогда анализ устойчивости вроде бы и не надо.

- nickname2019, уже т. е. отказываетесть от своих слов/букв про существование расчётной длины с учётом нелина?

----- добавлено через ~1 мин. -----

Сообщение от Старый Дилетант множества колонн объединенных диском покрытия

- что даёт множество и диск?

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от Старый Дилетант нагрузки на все колонны возрастают пропроционально

- а как на самом деле? Снег не везде? Или вес ЖБК везде разный?

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от Старый Дилетант И материал в данном случае не имеет значения.

- ого, а нелин не из-за материала происходит?

----- добавлено через ~5 мин. -----

Сообщение от Старый Дилетант пытаться при помощи расчетных комплексов получить мю=1,2 бесполезно

- секретные методики, тайные знания.

[nickname2019]

Сообщение от Старый Дилетант И материал в данном случае не имеет значения.

Мы начинаем лезть еще дальше в дебри. Формально Вы почти правы. При любом расчете на устойчивость системы мы получаем ФОРМУ ПОТЕРИ УСТОЙЧИВОСТИ СИСТЕМЫ (а не отдельных элементов). Да, на основании полученный расчетных длин элементов (соотвествующих этой ГЛОБАЛЬНОЙ форме устойчивости системы) мы можем проверить устойчивость ОТДЕЛЬНЫХ ЭЛЕМЕНТОВ. Если какой-то элемент будет ИМЕТЬ ЗАПАС УСТОЙЧИВОСТИ НИЖЕ ЗАПАСА УСТОЙЧИВОСТИ СИСТЕМЫ, то значит ЭТОТ ЭЛЕМЕНТ является самым слабым звеном и ПОТЕРЯЕТ УСТОЙЧИВОСТЬ РАНЬШЕ СИСТЕМЫ. Т.е. только для этого элемента полученная РАСЧЕТНАЯ ДЛИНА БУДЕТ ИМЕТЬ ИСТИННОЕ ЗНАЧЕНИЕ и на нее можно ориентироваться.
Если же все элементы теряют устойчивость позже системы (их локальные коэффициенты запаса устойчивости больше запаса уйсточивости системы), то их расчетные длины являются "фиктивными" (они никогда не потеряют устойчивость, так как система крякнет раньше) и на них ориентироваться нет смысла.

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от eilukha - nickname2019, уже т. е. отказываетесть от своих слов/букв про существование расчётной длины с учётом нелина?

Я подозреваю, что объясняю слишком сложно, но проще объяснить никак не могу.

[eilukha]

Сообщение от nickname2019 проще объяснить никак не могу

Доктор Хониккер любил говорить, что, если ученый не умеет популярно объяснить восьмилетнему ребенку, чем он занимается, значит, он шарлатан.

[DMB484]

Сообщение от eilukha Доктор Хониккер любил говорить, что, если ученый не умеет популярно объяснить восьмилетнему ребенку, чем он занимается, значит, он шарлатан.

Хотел бы я видеть эту картину, как он бы объяснял ребенку, что с одной стороны он "волна", а с другой совокупность молекул

[eilukha]

Сообщение от DMB484 с одной стороны он "волна", а с другой совокупность молекул

- у нас проще:
Имеется одна колонна-консоль. Как с учётом нелина (с применением Лиры, например) инженеру определить её мю? Кто на пальцах мне объяснит?

[Старый Дилетант]

Сообщение от eilukha - что даёт множество и диск?

Сообщение от eilukha - а как на самом деле? Снег не везде? Или вес ЖБК везде разный?

Дает количество поддерживающих колонн. Согласно Эйлеру (для одинаковых колонн) суммарная критическая сила не зависит от ее распределения между колоннами.
Реально снег не лежит идеально ровно и даже его плотность не абсолютно одинакова + технологические нагрузки + не одинакова нагрузка от стенового заполнени + какое-то частичное защемление в узлах приварки стропильных конструкций и плит + отклонения колонн в разных направлениях.....

Сообщение от eilukha - ого, а нелин не из-за материала происходит?

Но к определению расчетной длины это не имеет отношения. Как в МК: Фи, определенное с учетом начальных отклонений и "нелина" принимают по гибкости, определенной "по Эйлеру".

Сообщение от eilukha - секретные методики, тайные знания

Для нас - ДА. Какие методы использовал НИИЖб (или кто там автор), как учитывал статичтику, эксперименты и пр. для нас наверное останется тайной.

----- добавлено через ~5 мин. -----
Offtop:

Сообщение от eilukha Доктор Хониккер любил говорить, что, если ученый не умеет популярно объяснить восьмилетнему ребенку, чем он занимается, значит, он шарлатан.

Увы, очень часто шарлатаны умеют объяснять свой бред убедительно и доходчиво.

Сообщение от DMB484 Хотел бы я видеть эту картину, как он бы объяснял ребенку, что с одной стороны он "волна", а с другой совокупность молекул

Вот может как раз ребенок и поймет быстрее

[eilukha]

Сообщение от Старый Дилетант Но к определению расчетной длины это не имеет отношения.

- и я про то же.

[Akim_1989]

Сообщение от eilukha - возможно учитывали работу ЖБ стеновых панелей.

Тоже думал по этому поводу. В пособии про проектировании каркасных зданий в сейсмике при определении форм колебаний учитывают стены, но только самонесущие. Но это формы колебаний, а не потери учтойчивости

[eilukha]

Сообщение от Akim_1989 Но это формы колебаний, а не потери учтойчивости

- те же колебания, только с бесконечным периодом.

[Нубий-IV]

Сообщение от eilukha Как с учётом нелина (с применением Лиры, например) инженеру определить её мю?

Тесты с одиночными колоннами в теме Как правильно пользоваться пунктом 8.1.17 СП63.13330 показали, что и для линейного металла, и для нелинейного железобетона расчетные длины определяются из обычного расчета на устойчивость, если жесткости элементов задать в предельном состоянии. К сожалению, лирушники не поддержали тему, а в старке нет инженерной нелинейности, так что я задолбался пересчитывать жесткости элементов вручную и забросил расчеты. Если лопнутое терпение когда-нибудь заживет, продолжу. Но в ходе ручных пересчетов жесткостей наткнулся на интересный эффект - жесткость колонны в основном определяется продольной силой, и мало зависит от моментов, так что ее можно, видимо, брать по расчетному сечению при тамошних M и N, а дальше использовать формулы для расчетных длин, например, из СП по стальным конструкциям.

[nickname2019]

Сообщение от Нубий-IV Тесты с одиночными колоннами в теме Как правильно пользоваться пунктом 8.1.17 СП63.13330 показали, что и для линейного металла, и для нелинейного железобетона расчетные длины определяются из обычного расчета на устойчивость, если жесткости элементов задать в предельном состоянии. К сожалению, лирушники не поддержали тему, а в старке нет инженерной нелинейности, так что я задолбался пересчитывать жесткости элементов вручную и забросил расчеты. Если лопнутое терпение когда-нибудь заживет, продолжу. Но в ходе ручных пересчетов жесткостей наткнулся на интересный эффект - жесткость колонны в основном определяется продольной силой, и мало зависит от моментов, так что ее можно, видимо, брать по расчетному сечению при тамошних M и N, а дальше использовать формулы для расчетных длин, например, из СП по стальным конструкциям.

Но Вы же не будете задавать коэффициент расчетной длины железобетонной колонны равной 3.5 (для оценки гибкости по п. 10.2.2 СП 63.13330), если программа такой результат выдаст?

[Нубий-IV]

В составе бессвязевого каркаса на сопливых ригелях - возьму сколько получится. Отсутствие больших расчетных длин в таблицах железобетонного СП расцениваю как дырку в нормах. Считаю, что нормы писаны во времена, когда архитекторы за красоту получали по шее, и всем командовали конструктора - то есть железобетон был связевым или диафрагменным, и расчетную длину больше двух не набирал. А теперь красота в почете, и по шее пора получать конструкторам.

[nickname2019]

Сообщение от Нубий-IV В составе бессвязевого каркаса на сопливых ригелях - возьму сколько получится.

Если рама будет не самая простая - Вы можете получить огромную расчетную длину на слабозагруженных элементах, которые на устойчивость системы никак не влияют. Это "фиктивные" расчетные длины, которые проверять на предельную гибкость по этим огромным расчетным длинам не нужно.

Т.е. я хотел сказать, что численная оценка "реальных" расчетных длин элементов в составе системы является сложной задачей.

[eilukha]

Сообщение от Нубий-IV Если лопнутое терпение когда-нибудь заживет

- это проблема? А лиру поставить себе нельзя разве?

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от eilukha Имеется одна колонна-консоль. Как с учётом нелина (с применением Лиры, например) инженеру определить её мю?

Нубий-IV, можете ответить? Хотя бы кратко.

[Нубий-IV]

Сообщение от nickname2019 оценка "реальных" расчетных длин элементов в составе системы является сложной задачей.

Тесты в соседней теме говорят, что можно воровать готовые формулы для расчетных длин из других норм. То есть металлические многоэтажные свободные рамы подойдут и для расчета железобетона, если правильно задать жесткость. На крайний случай можно сделать так же, как, видимо, сделали авторы стальных норм - брали какой-то небольшой кусок рамы, вырезанный в предполагаемых нулях моментов. Может, какие-то упругие связи, имитирующие отброшенные конструкции, задавали.

Сообщение от eilukha А лиру поставить себе нельзя разве?

У нас нет лиры на работе, и мне нет смысла искать решение задачи в несуществующей программе. Все равно его в боевых условия применить не выйдет.

Сообщение от eilukha Хотя бы кратко.

Можно делать обычный расчет на устойчивость, но жесткости надо брать правильные для железобетона, причем в предельном состоянии, когда потеря устойчивости уже случилась. Надо как-то задать дополнительную деформацию, которая поведет конструкцию по форме потери устойчивости до достижения предельных значений M и N. То есть недостаточно просто составить комбинацию с расчетными нагрузками, а надо еще, например, добавить горизонтальные усилия, которые сымитируют дополнительные перемещения. И уже от этой комбинации делать расчет и переназначение жесткостей в режиме инженерной нелинейности. Расчет по сопроматовским формулам в такой схеме с исправленными жесткостями совпадет с честным физически и геометрически нелинейным расчетом. Тестовые схемы для сверки можно взять в той же теме, там сначала как раз одиночная консольная колонна была.

[nickname2019]

Сообщение от Нубий-IV Тесты в соседней теме говорят, что можно воровать готовые формулы для расчетных длин из других норм.

На самом деле, нужно брать расчетные длины ж.б. колонн как написано в п. 8.1.17 СП 63.13330.2018 после фразы "Допускается расчетную длину L0 при действии продольной силы принимать равной:".
Это как раз и обеспечит Ваше предложение: " брать какой-то небольшой кусок рамы, вырезанный в предполагаемых нулях моментов. Может, какие-то упругие связи, имитирующие отброшенные конструкции, задавать." В п. 8.1.17 СП 63.13330.2018 это уже проделано и даны конкретные рекомендации.

При численном моделировании Вы, скорее всего, будете получать завышенные расчетные длины для ж.б. колонн, кроме случая расчета наиболее невыгодной с точки зрения устойчивости колонны, коэффициент запаса устойчивости которой меньше коэффициента запаса устойчивости системы (если вообще таковая будет).

[eilukha]

Нубий-IV, в понятие расчётной длины по Эйлеру входит эталонная схема - шарнирный стержень. При этом Мю вычисляется по формуле:

Мю=(Nu_шарнир/Nu)^0,5

А в нелинейном ЖБ, что будет служить Nu_шарнир?

[crossing]

Сообщение от Нубий-IV Отсутствие больших расчетных длин в таблицах железобетонного СП расцениваю как дырку в нормах.

А где Вы вообще нашли это в СП?
Я кроме выражения внутри пункта 7.1.9 "lо - расчетная длина элемента, определяемая как для железобетонных элементов" ни чего не нашёл.

Нашёл. Пункт 8.1.17.

[Нубий-IV]

Сообщение от nickname2019 нужно брать расчетные длины ж.б. колонн как написано в п. 8.1.17

Первый абзац в этом пункте как раз и говорит про расчет рамы с реальными жесткостями. А для тех, кто не хочет мучиться, дальше идут готовые ответы для частных случаев, среди которых, например, нет колонн свободных рам с большими расчетными длинами. Подозреваю, что для свободных рам нужно-таки выполнять первый абзац.

Сообщение от nickname2019 При численном моделировании Вы, скорее всего, будете получать завышенные расчетные длины

Если эта проблема есть в металле, почему бы ей не быть и в железобетоне? В металле ее, похоже, решают, вырезая кусок схемы, и тем самым отбрасывая посторонние формы, чтобы расчетную длину не портили. А вот в теме Чем отличается верхний пояс фермы от нижнего? вообще забавную вещь обнаружили: для верхнего пояса теперь разрешено учитывать дополнительное раскрепление соседними менее загруженными панелями. По-моему, это с расчетной точки зрения - как раз расчет всей фермы по первой форме потери устойивости, иначе у каждого элемента расчетные длины остались бы единичками. Может, в новых версиях норм и для других элементов такое легализуют.

Сообщение от eilukha А в нелинейном ЖБ, что будет служить Nu_шарнир?

Усилие в шарнирном стержне, жесткость которого взята из рамной схемы. Собственно, если определять расчетную длину для рамы с исправленными жесткостями, это произойдет автоматически.

То есть для консольной колонны с N=50т и M=5тм определяем предельные усилия. При потере устойчивости N сохраняется, а M растет. Надо найти, при каком моменте достигается предельное состояние - расчетом отельно взятого сечения на N,M. Пусть будет N=50т и M=10тм. Значит, в расчетную схему добавляем горизонтальную силу так, чтобы момент в заделке стал 10тм, и для этой схемы выполняем пересчет жесткостей в режиме инженерной нелинейности. В полученной схеме с исправленными жесткостями можно определять расчетную длину, по крайней мере такая схема с честной физически и геометрически нелинейной дает одинаковые ответы. То есть, по-моему, и честный нелинейный расчет, и линейный с расчетной длиной из схемы с исправленными жесткостями - это два альтернативных способа выполнить первый абзац п.8.1.17.

[nickname2019]

Сообщение от Нубий-IV Если эта проблема есть в металле, почему бы ей не быть и в железобетоне? В металле ее, похоже, решают, вырезая кусок схемы, и тем самым отбрасывая посторонние формы, чтобы расчетную длину не портили.

Я думаю, реально оценить "расчетные длины" можно так (случай плоской рамы):
1. Считаем ж.б. раму по упругой схеме, определяем внутренние усилия (момент M, силу N) и эксцентриситет e=M/N.
2. Считаем ж.б. раму по физически и геметрически нелинейной деформированной схеме, определяем внутренние усилия (момент Md и силу Nd) и эксцентриситет ed=Md/Nd.
3. Считаем отношение эксценриситетов e/ed = fi,
где fi - коэффициент продольного изгиба, полученный с учетом нелинейности и всех прибамбасов в соответствии с п. 8.1.17 СП 63.13330.2018 до фразы "Допускается расчетную длину...".

Из полученного коэффициента fi можно вычислить условную "расчетную длину" обратным ходом для упругой задачи по формулам (8.14) и (8.15) СП 63.13330.2018.

Вангую, что полученный таким образом коэффициент продольного изгиба колонн даже в составе рамы будет примерно соответствовать п. 8.1.17 СП 63.13330.2018 (по СП будет запас), никаких запредельных расчетных длин не появится.

P.S. В идеале, конечные деформированные схемы следует проверять на упругость по касательным модулям деформирования (на случай наличия центрально-сжатых элементов).

[Boris_1]

Сообщение от Нубий-IV Отсутствие больших расчетных длин в таблицах железобетонного СП расцениваю как дырку в нормах.

В железобетоне формулы для определения Ncr получены на основе исследования шарнирно закрепленных стоек нагруженных продольными силами с постянным начальным эксцентриситетом по длине. В стойках с другими граничными условиями учет продольного изгиба дает некоторую погрешность в запас надежности при условии, что расчетная длина стойки определена из классического расчета на устойчивость.

Просто определить расчетные длины можно только для отдельно закрепленных элементов, на расчетные длины и начальные эксцентриситеты которых жесткость и неупругая работа существенно не влияют.

Для других сжатых элементов статически неопределимых систем вычисление расчетных длин связано с большой неопределенностью предпосылок. Критическую силу рассматриваемой стойки можно найти следующим образом. Повысить до критической продольную силу рассматриваемой стойки, либо увеличиваю до критических значений продольные силы всех связанных стоек пропорционально внешним силам. Но только в обоих случаях получатся различные значения расчетных длин. Было предположено, что правильное значение расчетной длины должно зависеть от соотношения продольных и поперечных воздействий. Также расчетные длины зависят от от соотношения жесткостей и продольных сил других стоек. Помимо всего прочего если расчетные длины определять исходя из соотношения моментов из деформированной и не деформированной схемы, то расчетные длины будут зависеть от места расположения расчетных сечений, процента армирования и др. факторов.

Всё это не позволило создать общую методику определения расчетных длин.

В нормах приведены некоторые значения расчетных длин основанные на некоторых расчетах и соображениях подтвержденных практикой проектирования и эксплуатации.

Поэтому, если

Сообщение от Нубий-IV красота в почете

, то лучше перестраховаться, либо в особых случаях отстоять более безопасное решение.

[nickname2019]

Сообщение от Boris_1 Всё это не позволило создать общую методику определения расчетных длин.

Она вкратце приведена в посте #370. Хотя вычисление расчетных длин уже становиться искусственным, достаточно вычислить коэффициент продольного изгиба - и его как раз и можно нормировать (а не "гибкость").

[Нубий-IV]

Сообщение от nickname2019 полученный таким образом коэффициент продольного изгиба колонн даже в составе рамы будет примерно соответствовать п. 8.1.17 СП 63.13330.2018

В вышеупомянутой теме именно этим способом получены коэффициенты 5.0 для колонн в свободной раме.

Сообщение от nickname2019 вычислить условную "расчетную длину" обратным ходом для упругой задачи по формулам (8.14) и (8.15) СП 63.13330.2018.

В той же теме получилось, что нельзя, потому что формула 8.14 слишком сильно врет. От этого даже в консольной колонне вместо 2.0 легко насчитать коэффициент от 1.8 до 2.2.

Сообщение от Boris_1 В железобетоне формулы для определения Ncr получены на основе исследования шарнирно закрепленных стоек

Сообщение от Boris_1 В нормах приведены некоторые значения расчетных длин основанные на некоторых расчетах

В обоих случаях там сходу опознаются формулы и значения из учебников по сопромату (только что жесткость в них подставляется с учетом арматуры, ползучести и трещин). Точно такая же формула есть в СП по деревянным конструкциям. Из такой же формулы получен коэффициент продольного изгиба в СП по стальным конструкциям.

И так же сходу видно, что для свободных рам значения расчетных длин пропущены. Как минимум это повод поискать потерянные величины самостоятельно. А для связевых схем, конечно, проще брать нормативные значения.

[nickname2019]

Сообщение от Нубий-IV В вышеупомянутой теме именно этим способом получены коэффициенты 5.0 для колонн в свободной раме.

Имхо, что то не то. В нормальной ж.б. раме приращения эксценриситетов с учетом геом. нелинейности не должно быть таким большим.
Видимо, нужно так:

1. Считаем ж.б. раму по ФИЗИЧЕСКИ НЕЛИНЕЙНОЙ схеме, определяем внутренние усилия (момент M, силу N) и эксцентриситет e=M/N.
2. Считаем ж.б. раму по ФИЗИЧЕСКИ и ГЕОМЕТРИЧЕСКИ нелинейной деформированной схеме, определяем внутренние усилия (момент Md и силу Nd) и эксцентриситет ed=Md/Nd.
3. Считаем отношение эксценриситетов e/ed = fi.
Тогда fi будет отвечать за приращения эксцентриситета при влиянии только продольного изгиба. В посте #370 я умудрился учесть в нем еще и влияние нелинейности работы ж.б. Нелинейность в железобетоне действительно будет давать большие прогибы, а вот продольный изгиб в обычной раме должен давать незначительное влияние.

[Boris_1]

Сообщение от nickname2019 Она вкратце приведена в посте #370.

Ну если считаете, что это методика, то защитите кандидатскую)

[crossing]

Сообщение от Нубий-IV А для связевых схем, конечно, проще брать нормативные значения.

Так их и надо компоновать таким образом.
Ну или ядровые жёсткости предусматривать.

----- добавлено через ~4 мин. -----

Сообщение от nickname2019 Считаем отношение эксценриситетов e/ed = fi. Тогда fi будет отвечать за приращения эксцентриситета при влиянии только продольного изгиба.

Я не могу понять для каких целей определять коэф. продольного изгиба если нормы того не требуют?

----- добавлено через ~11 мин. -----

Сообщение от Boris_1 Ну если считаете, что это методика, то защитите кандидатскую)

Тоже мысль мелькнула о научной работе.

[Baumann]

Ах, ща как подолью масла в огонь)). Формула Эйлера в общем виде Ркр=π(степень)2EJmin/l(степень)2, а что же молчите о формуле Тетмайера-Ясинского?? Обе формулы имеют предел применимости, про затасканного Эйлера уже говорилось. Ну, ииии.. все в курсе, что формула Эйлера применима только к УПРУГИМ СТЕРЖНЯМ. To be continued..

[eilukha]

Сообщение от Baumann Эйлера применима только к УПРУГИМ СТЕРЖНЯМ

- бесполезно. Я сто раз уже говорил, что расчётная длина без Эйлера и упругости не имеет смысла.

[nickname2019]

Сообщение от crossing Я не могу понять для каких целей определять коэф. продольного изгиба если нормы того не требуют?

нормы как раз требуют см. формула (7.6) СП 63.13330.2018 (для сложных случаев). Просто при нелинейном расчете значение этого коэффициента можно получить "напрямую", а не через соотношение N и Ncr.

[Baumann]

СП прям как Библия.. А может, я писал этот пункт))? Ошибся чуток, в следующей редакции перепишу))))

[crossing]

Сообщение от nickname2019 см. формула (7.6) СП 63.13330.2018.

Там Ncr определяется не от найденых коэффициентов свободных длин, а от указанных для вариантов граничных условий. В этом и есть отсутствие расчёта на устойчивость.
Нужно только обеспечить гибкости.

----- добавлено через ~2 мин. -----
Скорее всего Вы пытаетесь реализовать
"8.1.17 Расчетную длину внецентренно сжатого элемента определяют как для элементов рамной конструкции с учетом ее деформированного состояния при наиболее невыгодном для данного элемента расположении нагрузки, принимая во внимание неупругие деформации материалов и наличие трещин."
Но это, на мой взгляд, НИОКР.

[nickname2019]

Сообщение от Baumann Ах, ща как подолью масла в огонь)). Формула Эйлера в общем виде Ркр=π(степень)2EJmin/l(степень)2, а что же молчите о формуле Тетмайера-Ясинского?? Обе формулы имеют предел применимости, про затасканного Эйлера уже говорилось. Ну, ииии.. все в курсе, что формула Эйлера применима только к УПРУГИМ СТЕРЖНЯМ. To be continued..

п. 8.1.17 СП 63.13330.2018: Расчетную длину внецентренно сжатого элемента определяют как для элементов рамной конструкции с учетом ее деформированного состояния при наиболее невыгодном для данного элемента расположении нагрузки, принимая во внимание неупругие деформации материалов и наличие трещин. crossing выше уже ответил.

[Baumann]

а что же о формуле Тетмайера-Ясинского ни слова? Люди все-таки старались, и не зря, раз их работы были упомянуты в разных официальных источниках... Пожалуй, соглашусь с

Сообщение от crossing Но это, на мой взгляд, НИОКР.

[nickname2019]

Сообщение от Baumann а что же о формуле Тетмайера-Ясинского ни слова? Люди все-таки старались, и не зря, раз их работы были упомянуты в разных официальных источниках... Пожалуй, соглашусь с

В посте #332 был задан вопрос, почему коэф. расчетной длины принят 1,2.
В посте #334 был приведено определение расчетных длин по аналогии с стальными конструкциями. Потом было рассказано, почему так делать нельзя и куда нужно двигаться, будь желание получать коэффициенты расчетной длины (продольного изгиба) численно.
Кстати, коэффициент 1,2 получается для рассматриваемого в #332 каркаса согласно п. 8.1.17 случай е).

[mainevent100]

Сообщение от Akim_1989 Я так и не пойму, как деды получили для многопролётной рамы mu=1,2? Такое значение можно получить только, если нагрузить не все рамы каркаса, а только одну... При большом числе рам получается, что средним рамам не за что держаться, потому что у них у всех одинаковая нагрузка, а торцы хоть и нагружены в 2 раза меньше, но не могут удержать средние рамы. В пределах рамы получается mu = 1.7 для средних, mu=2.4 для крайних.

При определении коэффициентов "мю" для расчетных длин следует учитывать, что жесткость D, принятая в коэффициенте "эта", соответствует жесткости стойки в предельной стадии, т.е. минимально возможная. Однако дополнительные смещения перекрытий свободной рамы, вызваннные продольными силами, зависят от усредненной жесткости всех колонн этажа, которая будет существенно больше жесткости D. Поэтому правильнее будет эти коэффициенты "мю" умножить на "корень (D/Dcr) < 1", где Dcr - предполагаемая усредненная жесткость колонн. Поскольку оценить этот и другие упомянутые факторы затруднительно, в Пособии к СП 52-101-2003 для расчетных длин приняты значения коэффициентов "мю", зависящие только от характера закреплений концов и несколько сниженные по сравнению с вычисленными при минимально возможных значениях относительных угловых жесткостях заделок. Так, для колонн с шарниром вверху и жесткой заделкой снизу (т.е. для колонн одноэтажных зданий при шарнирном опирании стропильных конструкций) коэффициент "мю" принят равным 1,5, а не 2, полученный при вычислении. Для этих колонн с податливой заделкой внизу принято мю=2,0, что менее высисленных значений "мю"=2,0...2,9" при значении "с", равного от бесконечности до 2. При жестких заделках обоих концов принято "мю"=0,8 вместо "мю"=1,0. При податливых заделках обоих концов принято "мю"=1,2, что приводит к излишним запасам, так как даже несниженное значение "мю"=1,19, соответствующее с1=с2=10, что меньше любой практически возможной жесткости заделки. При податливой заделке на одном конце и жесткой заделке на другом принято "мю"=1,0, что меньше значений "мю"=2,0...1,05 при значении "с", равного от 0 до 20.
Таким образом, приведенные значения "мю" имеют весьма приближенный характер и приводят в большинстве случаев к некоторому запасу. Но это практически не имеет большого значения, поскольку уточненные моменты от ветровых нагрузок в рамах составляют, как правило, небольшую долю суммарного момента.
Следует также отметить, что вычисленные значения "мю" соответствуют раме с примерно одинаковыми колоннами и узлами в пределах рассматриваемого этажа. При наличии в одном этаже колонн существенно разных сечений или при сочетании жестких и шарнирных узлов использование табличных значений "мю" приведет к дополнительной неточности. В частности, при наличии шарнирных узлов для колонн с жесткими узлами эти коэффициенты будут заниженными, поскольку в таблице предполагались усредненные угловые жесткости заделок всех колонн этажа. Поэтому для рам с резко различными жесткостными характеристиками разных ее частей метод критических сил для определения коэффициентов "эта" не совсем удобен.

[Boris_1]

Сообщение от eilukha Я сто раз уже говорил, что расчётная длина без Эйлера и упругости не имеет смысла.

Именно с помощью его трудов и были получены расчетные длины колонн в ЖБК.

----- добавлено через ~8 мин. -----

Сообщение от crossing Тоже мысль мелькнула о научной работе.

Самый прикол в том, что в железобетоне ни одна теория выеденного яйца не стоит, если она не подтверждена экспериментами. Сколько не читаешь литературы, всегда были натурные эксперименты и в большом количестве. За свои деньги такое проводить не хочется, а спонсора сейчас трудно найти.

[Baumann]

Перечитал с #332. Сразу речь зашла о схеме, потом о материале.. Больше заинтересовало:

Сообщение от nickname2019 Если какой-то элемент будет ИМЕТЬ ЗАПАС УСТОЙЧИВОСТИ НИЖЕ ЗАПАСА УСТОЙЧИВОСТИ СИСТЕМЫ, то значит ЭТОТ ЭЛЕМЕНТ является самым слабым звеном и ПОТЕРЯЕТ УСТОЙЧИВОСТЬ РАНЬШЕ СИСТЕМЫ. Т.е. только для этого элемента полученная РАСЧЕТНАЯ ДЛИНА БУДЕТ ИМЕТЬ ИСТИННОЕ ЗНАЧЕНИЕ

Ммм... Я могу согласиться с тем, что мозг есть некий элемент организма. Но - не более. Ибо данная мысль могла прийти не мне одному))). Изучая историю развития механики, как науки, можно обнаружить, что данное предположение имело место и раньше. Ведь был метод по допускаемым напряжениям, затем по разрушающим нагрузкам, и теперь-по предельным состояниям, СПАСИБО ГВОЗДЕВУ СО СТРЕЛЕЦКИМ. Если знаний по вышмату хватит-доберусь до них)). Изгибы-прогибы и углы поворотов в элементах описываются уравнениями ВышМата. НО! Должно быть (и есть, к удовлетворению), поле для маневра. И его не охватить СП))). Сорри.

[crossing]

mainevent100, всё верно. Потому и следует, что нужно проектировать ж/б, без научного сопровождения, "по советски" выдерживая регулярность всех конструктивных элементов и сопряжений. Т.е. подгонять под требование СП.

[Baumann]

Сообщение от Boris_1 Самый прикол в том, что в железобетоне ни одна теория выеденного яйца не стоит, если она не подтверждена экспериментами. Сколько не читаешь литературы, всегда были натурные эксперименты и в большом количестве.

А вот с этим соглашусь на 100%. Уж больно неоднородный материал, по сравнению со сталью. Отсюда и эмпирические поправки в научные формулы. Хорошо, хоть ГОСТ регулирует.

[Boris_1]

Сообщение от crossing Т.е. подгонять под требование СП.

Я бы даже сказал немного по-другому. Оставаясь в рамках применимости предпосылок и теорий.

[crossing]

Сообщение от Boris_1 Самый прикол в том, что в железобетоне ни одна теория выеденного яйца не стоит, если она не подтверждена экспериментами.

Поэтому чтобы его (железобетон) конструировать - нужен определённый подход отличный от металла.
Ни всем нравится эмпирика жб и многих это отталкивает.

----- добавлено через 47 сек. -----

Сообщение от Boris_1 Оставаясь в рамках применимости предпосылок и теорий.

Они тоже не всегда очевидны.

Я вот не помню, а в мономахе вообще вопрос расчётных длин встаёт?! Там вроде как чуть ли ни весь расчёт "закрыт".

[Boris_1]

Сообщение от crossing Там вроде как чуть ли ни весь расчёт "закрыт".

Вот это и отталкивает меня от Лиры. Попробовал найти что такое "Инженерная нелинейность". Не нашел. Знаю, что до определенной версии лиры там были математические ошибки. Но обратите внимание, об этом они ни где не рассказывали.

Сообщение от crossing Они тоже не всегда очевидны.

Согласен. До развала СССР хотя бы выпускалась литература, объясняющая почему так, а не по -другому. Сейчас с этим хуже.

[mainevent100]

Сообщение от crossing а в мономахе вообще вопрос расчётных длин встаёт?!

да и в Лире только пару лет назад появилась возможность учета расчетной длины для оболочечных пилонов и стен.
как подбирали арматуру до этого? конечно, большинство не учитывали вообще, даже не обращая внимание на это, некоторые пересчитывали вручную.

[Akim_1989]

Сообщение от mainevent100 При определении коэффициентов "мю" для расчетных длин следует учитывать, что жесткость D, принятая в коэффициенте "эта", соответствует жесткости стойки в предельной стадии, т.е. минимально возможная. Однако дополнительные смещения перекрытий свободной рамы, вызваннные продольными силами, зависят от усредненной жесткости всех колонн этажа, которая будет существенно больше жесткости D. Поэтому правильнее будет эти коэффициенты "мю" умножить на "корень (D/Dcr) < 1", где Dcr - предполагаемая усредненная жесткость колонн. Поскольку оценить этот и другие упомянутые факторы затруднительно, в Пособии к СП 52-101-2003 для расчетных длин приняты значения коэффициентов "мю", зависящие только от характера закреплений концов и несколько сниженные по сравнению с вычисленными при минимально возможных значениях относительных угловых жесткостях заделок. Так, для колонн с шарниром вверху и жесткой заделкой снизу (т.е. для колонн одноэтажных зданий при шарнирном опирании стропильных конструкций) коэффициент "мю" принят равным 1,5, а не 2, полученный при вычислении. Для этих колонн с податливой заделкой внизу принято мю=2,0, что менее высисленных значений "мю"=2,0...2,9" при значении "с", равного от бесконечности до 2. При жестких заделках обоих концов принято "мю"=0,8 вместо "мю"=1,0. При податливых заделках обоих концов принято "мю"=1,2, что приводит к излишним запасам, так как даже несниженное значение "мю"=1,19, соответствующее с1=с2=10, что меньше любой практически возможной жесткости заделки. При податливой заделке на одном конце и жесткой заделке на другом принято "мю"=1,0, что меньше значений "мю"=2,0...1,05 при значении "с", равного от 0 до 20. Таким образом, приведенные значения "мю" имеют весьма приближенный характер и приводят в большинстве случаев к некоторому запасу. Но это практически не имеет большого значения, поскольку уточненные моменты от ветровых нагрузок в рамах составляют, как правило, небольшую долю суммарного момента. Следует также отметить, что вычисленные значения "мю" соответствуют раме с примерно одинаковыми колоннами и узлами в пределах рассматриваемого этажа. При наличии в одном этаже колонн существенно разных сечений или при сочетании жестких и шарнирных узлов использование табличных значений "мю" приведет к дополнительной неточности. В частности, при наличии шарнирных узлов для колонн с жесткими узлами эти коэффициенты будут заниженными, поскольку в таблице предполагались усредненные угловые жесткости заделок всех колонн этажа. Поэтому для рам с резко различными жесткостными характеристиками разных ее частей метод критических сил для определения коэффициентов "эта" не совсем удобен.

Что за источник?

[mainevent100]

Сообщение от Akim_1989 Что за источник?

Кодыш. Многоэтажные здания с железобетонным каркасом.

[Старый Дилетант]

Сообщение от nickname2019 Кстати, коэффициент 1,2 получается для рассматриваемого в #332 каркаса согласно п. 8.1.17 случай е).

Нет. Это чистое совпадение значений. "Деды" получили 1.2 для несмещаемой нижней заделки и податливым шарнирным опиранием всерху.

[nickname2019]

Сообщение от Старый Дилетант Нет. Это чистое совпадение значений. "Деды" получили 1.2 для несмещаемой нижней заделки и податливым шарнирным опиранием всерху.

Имхо, одноэтажное здание с множеством колонн, объединенных диском покрытия с шарнирным опиранием покрытия на колонны - это и есть тот случай с точки зрения "дедов" (см. посты #332 и #334).
Деды рассматривали отдельное загружение одной колонны при постоянной нагрузке на другие - вот и получали 1,2.
Я, кстати, с таким подходом не совсем согласен.

[Старый Дилетант]

Сообщение от crossing Там Ncr определяется не от найденых коэффициентов свободных длин, а от указанных для вариантов граничных условий

А это не одно и то же?

Сообщение от crossing В этом и есть отсутствие расчёта на устойчивость

А присутствие в формулах эйлеровой Ncr - это не признак расчета на устойчивость?

Сообщение от nickname2019 Деды рассматривали отдельное загружение одной колонны при постоянной нагрузке на другие - вот и получали 1,2. Я, кстати, с таким подходом не совсем согласен.

Потому, что этот подход (учет только пост. нагрузки на остальные колонны) придумали Вы сами.

----- добавлено через ~18 мин. -----

Сообщение от mainevent100 При податливых заделках обоих концов принято "мю"=1,2......

Присутствие в 8.1.17 терминов податливая заделка и податливое шарнирное опирание без указаний характеристик податливости, выраженных в цифрах - это нонсенс. Очередная плюха нормотворцев.

[nickname2019]

Сообщение от Старый Дилетант Потому, что этот подход (учет только пост. нагрузки на остальные колонны) придумали Вы сами.

Я немного не то хотел сказать.
Рассмотрим систему в рабочей нагруженной стадии загруженную всеми постоянным и временными нагрузками.
Искать критическую нагрузку можно:
1. для системы путем однопараметрического возрастания всех нагрузок с РАБОЧЕГО СОСТОЯНИЯ до КРИТИЧЕСКОГО - так мы получим критическую расчетную силу (запас устойчивости) для СИСТЕМЫ и большие расчетные длины для элементов, которые слабо влияют на потерю устойчивости системы.
2. чтобы избежать больших длин, можно сделать "финт ушами" и искать критическую нагрузку, однопараметрически увеличивая нагрузку ТОЛЬКО В РАССМАТРИВАЕМОЙ КОЛОННЕ от рабочего до критического состояния (в остальных элементах нагрузка равна полной эксплуатационной и существенно не меняется) - таким образом можно избежать больших расчетных длин для рассматриваемой колонны.

Что мне не нравиться - обычный наш гражданский железобетон вообще никогда не теряет устойчивость, а разрушается по факторам прочности. Расчет "по устойчивости" по нашим нормам просто призван каким-то образом учесть увеличение эксцентриситетов при деформировании.
Так как "деды" физически и геометрически нелинейный деформационный расчет делать не умели - они привлекли для этого старую формулу Эйлера.

Присутствие в 8.1.17 терминов податливая заделка и податливое шарнирное опирание без указаний характеристик податливости, выраженных в цифрах - это нонсенс. Очередная плюха нормотворцев.

Вот они Вас почитают и заставят делать физически и геометрически нелинейный расчет для всех железобетонных колонн.

[Boris_1]

Сообщение от nickname2019 Так как "деды" физически и геометрически нелинейный деформационный расчет делать не умели

Да и сейчас никто не умеет. Так декларируют расчет шарнирно опертых балок и консолей в соответствии со своими взглядами на науку. В лучшем случае - неразрезных балок.

[Baumann]

У Городецкого статья была о перераспределении усилий в результате пластических деформаций и изменении из-за этого расчетной схемы. У Кодыша тоже есть ссылка на это. Могу сказать, что монолитные ригели считаются как неразрезные шарнирные балки, хотя имеют жесткие узлы. Колонны имеют зависимость соотношения длин и жесткостей, это влияет способ заделки, соответ-но и расчетную схему. Тот самый случай НИОКР, когда есть пространство для маневра инженерной мысли.

[Bird64]

подниму темку. и все же сколько мю брать 2 или 1.5 для жб колонн в отсутствии вертикальных связей и шарнирным опиранием ригеля для много пролетных зданий?. СНиП времен СССР говорил четко, последнее СП дает поле для фантазий.. когда-то давно от более старших товарищей слышал такую фразу "чем больше работаешь проектировщиком, чем больше нарабатываешь опыт , тем больше начинаешь сомневаться" вот и дожил я до такого момента.. начал сомневаться... для мк - там более чем понятно, а вот ЖБ - на данный момент я вижу 2 лагеря. и никто аргументировать четко не может

[Старый Дилетант]

Сообщение от Bird64 для мк - там более чем понятно, а вот ЖБ

А какая в принципе разница?

[Ильнур]

Сообщение от Bird64 подниму темку. и все же сколько мю брать 2 или 1.5 для жб колонн в отсутствии вертикальных связей и шарнирным опиранием ригеля для много пролетных зданий?....

Всякие 1,2 и 1,5 - это учет работы ригелей, сопряженных жестко.
Это очевидно из анализа ВСЕХ Lo в таблицах старых СНиП.
Вкратце - консоль без базаров имеет 2 всегда и везде, в т.ч. и в Африке, в металле, дереве и бетоне.
Еще короче: лес консольных колонн, не перехваченных связями+диском поверху - это именно лес консолей. С мю=2 каждой консоли, как и подобает уважаемым консолям.
Никаких 1,2 или 1,5. Все элеметарно.

[eilukha]

Сообщение от Старый Дилетант А какая в принципе разница?

- в неучёте разной жесткости по длине колонны из-за физнелина.

[Ильнур]

Сообщение от eilukha - из-за физнелина.

Физнелин и мю=2 - это вещи из разных измерений.
Lo предназначены для "вставления" в любые лин/нелин-формулы в девственном виде. В СП нет лин/нелин Lo.

[UnAtom]

Сообщение от Ильнур Вкратце - консоль без базаров имеет 2 всегда и везде, в т.ч. и в Африке, в металле, дереве и бетоне.

Вот прям "всегда и везде"?

Сообщение от Ильнур Еще короче: лес консольных колонн, не перехваченных связями+диском поверху - это именно лес консолей.

Думаю у Bird64 как раз таки вариант с "лес консольных колонн, не перехваченных связями (кое-где)+диском поверху"
И именно в таких случаях кроется основной вопрос и сомнения у людей которые не хотят считать и читать

[nickname2019]

Сообщение от Ильнур Вкратце - консоль без базаров имеет 2 всегда и везде, в т.ч. и в Африке, в металле, дереве и бетоне.

Уточню. При податливом нижнем узле расчетная длина колонны может быть и больше.

[Ильнур]

Сообщение от UnAtom Вот прям "всегда и везде"?

Подловил на слове, молодец.
Но мы же серьезные люди, понимаем, что речь о нагрузке на ж/б колонну здания, т.е. о преимущественно сосредоточенной силе на оголовок.

Думаю у Bird64 как раз таки вариант с "лес консольных колонн, не перехваченных связями (кое-где)+диском поверху"

Это Bird64 уточнит. Поможем найти разумную и обоснованную нормами расчетную длину без физ/хим/био/инж/геом нелинейщин.

Сообщение от UnAtom И именно в таких случаях кроется основной вопрос и сомнения у людей которые не хотят считать и читать

Зря Вы так о людях.
Нынче "дело о расчетных длинах" возведено до культовый уровней именно теми, кто ну о-о-о-чень сильно любят читать/почитывать да посчитывать, бо развитие происходит по спирали, людям все больше нечего делать, продуктовая проблема же решена .
На деле просто позабыли, что АППАРАТ РАСЧЕТНОЙ ДЛИНЫ специально был придуман как раз для исключения усложненных расчетов, нерентабельных при рядовом проектировании. С годами и десятилетиями писались все более оторванные от главных идей труды и нормы, возникли супертупики и бупернепреодолимости.
Вот как просто все выглядело в Началах - в самой Lo не были скрыты никакие "нюансы работы ж.б. элементов на изгиб со сжатием".
В наших жилах течет кровь эйлера:

[Bird64]

Сообщение от UnAtom Думаю у Bird64 как раз таки вариант с "лес консольных колонн, не перехваченных связями +диском поверху"

именно такой. оппонент заявляет 1.5, мотивирует (без расчетов) удерживающим фактором крайних колонн и наличием "жесткого диска покрытия". мое имхо - 2 (считать тоже не собираюсь )
пролетов - "много", величина пролета - одинаковая. сечение ж/б колонн одинаковое.

Offtop:

Сообщение от UnAtom И именно в таких случаях кроется основной вопрос и сомнения у людей которые не хотят считать и читать

интернет оплачен, почему бы не поддеть никнейм по другую сторону монитора

[Ильнур]

Сообщение от Bird64 именно такой. ..

Такой или все же не такой? UnAtom перечеркнул Вашу частицу "не" Offtop: как сказал бы Нагиев

----- добавлено через ~1 мин. -----

Сообщение от nickname2019 Уточню. При податливом нижнем узле расчетная длина колонны может быть и больше.

Без базаров. А при шарнире внизу и вовсе 1. А при размазывании N по длине.. и т.д.
Все просто, элементарное сопоставление с Эйлером. Да.

[Нубий-IV]

Сообщение от Ильнур Вот как просто все выглядело в Началах

В началах еще и такая таблица есть, речь про нее:

Как в консолях получены 1.5 и 1.2? На ум приходит только учет разнонагруженности колонн, отчего самая загруженная опирается на менее загруженные через жесткое покрытие. А в новом СП эту таблицу убрали. И теперь для консолей стало 2, а 1.5 - только если сможешь доказать. Хороша была в бетоне крыша, не то что в этом вашем жидком металле. Но, похоже, она прохудилась. В стальном СП аналогичный расчет нашли недавно в расчетных длинах поясов ферм, где можно набрать мю больше единицы за счет разнонагруженности. Видимо, мю утекли из бетона в металл. Возможно, это следствие закона сохранения мю.

Сообщение от Bird64 "чем больше работаешь проектировщиком, чем больше нарабатываешь опыт , тем больше начинаешь сомневаться"

Offtop:
Очевидно, СНиП писала молодежь, а СП - старички. Но теперь, с повышением пенсионного возраста, поговорка устарела. Теперь будут говорить: "чем дольше работаешь, тем меньше помнишь что делаешь, и чаще ходишь под себя".

[Старый Дилетант]

Сообщение от eilukha - в неучёте разной жесткости по длине колонны из-за физнелина.

Отчего же тогда для шарнирно опертого ж. б. стержня эта разная жесткость не учитывается.

[Bird64]

Сообщение от Ильнур Такой или все же не такой? UnAtom перечеркнул Вашу частицу "не"

ну я же его фразу немного подкорректировал, убрав зачеркнутую "не"

----- добавлено через ~9 мин. -----
Нубий-IV, благодарю за картинку. СП 355. вроде в "перечне добровольном имеется". Эх, давненько я в бетоне выше "нуля" не вылазил, железячки наше фсе
Offtop: задрали уже плодить сущности в виде "бумагоемких колчеств вумных мыслей".... трудно оставить "1 - книжка мк, одна книжка - кж, одна книжка - дерево и т.д."

и все равно "Штирлиц стоял на своём!" © мю=2 !

[Бахил]

Сообщение от Ильнур развитие происходит по спирали

Ага! Второй закон диалектики.
А третий - ты сам. Отрицание отрицания. А ещё спрашивает: "где написано?"

[eilukha]

Сообщение от Ильнур Физнелин и мю=2 - это вещи из разных измерений. Lo предназначены для "вставления" в любые лин/нелин-формулы в девственном виде. В СП нет лин/нелин Lo.

- неверно. Мю - это Эйлер, у него EI=cosnt. Даже для консоли в ЖБК мю может отличаться в любую сторону в зависимости от распределения НДС по длине стойки и в зависимости в каком месте вычислять радиус инерции (который зависит от жёсткости D). (На вопрос о мю для стальной стойки переменного сечения нужно дополнительно спросить относительно какого сечения вычислять. Так и в ЖБК, только тут на жёсткость кроме геометрии влияет ещё интенсивность внутренний усилий). Мне видится именно в этом кроется причина абсурдных с точки зрения стальных конструкций значения расчётных длин ЖБК. (Примечательно, что там нет «Мю», а есть «Расчётная длина»).
По-хорошему, надо брать стойку в отдельную модель, прикладывать к ней РСУ из общей модели и считать с обоими нелинами без всяких Мю. (Хотя потом можно для спортивного интереса вычислить некоторые значения Мю, при некоторых предпосылках). В общем-то, в МК так и делается, только там нашли унифицированную зависимость в виде коэффициентов Ф, Фе и др. (ЖБК шибко капризный и не позволят сделать тоже самое).

[No M.P.]

Сообщение от Bird64 подниму темку. и все же сколько мю брать 2 или 1.5 для жб колонн в отсутствии вертикальных связей и шарнирным опиранием ригеля для много пролетных зданий?

В соответствии с п. 8.1.17 СП 63.13330:
...
г) для элементов с податливым шарнирным опиранием (допускающим ограниченное смещение опоры) на одном конце, а на другом конце:

- с жесткой (без поворота) заделкой - 1,5l.

[Ильнур]

Сообщение от Нубий-IV В началах еще и такая таблица есть

Это не Начала. Это "конец".

Как в консолях получены 1.5 и 1.2?

Блин - я для чего скан Начал выложил? Там же прямо написано из КАКих схем.
Bird64

я же его фразу немного подкорректировал

Я не буду сканворды решать. Скажу так - если колонна снизу неподвижно защемлена и нет ВС и предметов, способных связать оголовок колонны с этой ВС, то мю=2. Это - аксиома.
Все это знают. Зачем начинать искать иные толкования? Зачем искать иные ценности?Offtop: В голландию сразу переезжайте, там все через ..опу.
Бахил

Второй закон диалектики.

Ты темой ошибся.
eilukha

- неверно. Мю - это Эйлер, у него EI=cosnt.

Ты жестко попутал - в ЖБ мю "вставляется" не прямо в формулу Эйлера - изучи структуру формул.
Повторно: понятие "расчетная длина" - суть приведения к Эйлеру.
В жб это звучит как "учет влияния прогиба на значение эксцентриситета продольного усилия".

[Akim_1989]

Сообщение от Ильнур Скажу так - если колонна снизу неподвижно защемлена и нет ВС и предметов, способных связать оголовок колонны с этой ВС, то мю=2. Это - аксиома.

Метод расчётных длин это всё-таки упрощение. Наиболее правильный - это прямой метод. Т.е. метод расчёта по деформированной схеме с учётом начальных несовершенств, геом. и физ. нелинейности. Если так посчитать, то получается, что всё зависит не только от закрепления стойки, но и от усилий. Если, например, есть большой момент и относительно малое N ( что актуально для одноэтажных зданий), то может быть mu<2 даже для отдельной консоли.
Плюс ещё в здании не все колонны одинаково нагружены и могут через жёсткий диск держать друг друга.

[Старый Дилетант]

Сообщение от Akim_1989 Наиболее правильный - это прямой метод. Т.е. метод расчёта по деформированной схеме с учётом начальных несовершенств, геом. и физ. нелинейности.

Чем больше учитываемых факторов, притом неоднозначных), тем больше вероятность ошибки.

Сообщение от eilukha только тут на жёсткость кроме геометрии влияет ещё интенсивность внутренний усилий). Мне видится именно в этом кроется причина абсурдных с точки зрения стальных конструкций значения расчётных длин ЖБК.

Это только Вам видится. Ничего абсурдного "с точки зрения стальных конструкций в значениях расчётных длин ЖБК" нет.

[eilukha]

1,5 вместо 2 не абсурд?

[Старый Дилетант]

Сообщение от eilukha 1,5 вместо 2 не абсурд?

А где Вы видели 1.5 вместо 2? Для колонны с верхним свободным концом и в МК и В ЖБК мю=2.
1.5 - для колонн одноэтажных зданий с шарнирным опиранием несущих конструкций покрытий, жестких в своей плоскости (способных передавать горизонтальные усилия) , т. е. объединенных диском покрытия.

[eilukha]

Сообщение от Старый Дилетант Для колонны с верхним свободным концом

- фонарные столбы - это не здания. (Даже фонарные столбы несвободные - их провода держат).

Сообщение от Старый Дилетант т. е. объединенных диском покрытия

1. Это Ваше предположение, о диске там речи нет. В здании любой вид ригеля (ферма, балка) передаёт горизонтальные усилия.
2. Диск не позволяет использовать 1,5 вместо 2 (если колонны загружены примерно равномерно).

[Нубий-IV]

Тестовая расчетная схема. Десять рядов консольных колонн - от одной до десяти штук в ряду. По верху в каждом ряду заданы линейные объединения перемещений, имитирующие абсолютно жесткий диск покрытия. Заданы десять комбинаций: одна колонна в ряду всегда загружена на 100%, а остальные - все на 100%, все на 90%, ..., все на 10%.

Результат определения расчетной длины в самой загруженной колонне:

Чтобы сбросить μ с 2.0 до 1.5, нужно:

• Либо минимум 6 соседних колонн, причем очень слабо загруженных - не более чем треть, что подозрительно.
• Либо загруженных на 90%, но тогда колонн не менее 10, и очень жесткий диск покрытия (иначе дальние соседи не сработают), что тоже подозрительно.

[Ильнур]

Сообщение от Akim_1989 Метод расчётных длин это всё-таки упрощение.

Не все-таки, а ОСОЗНАННОЕ. И именно для исключения "наиболее правильных" мозговынесений, никчему ТАКОМУ в итоге не приводящих, кроме супертупика в виде непроходимого болтоа из массива результатов расчета с учетом каждого чиха.

Наиболее правильный - это прямой метод.

Это смотря что иметь ввиду - если практическое проектирование, то это путь в бупер..опу.
А можно и просто ошибиться, как например тут:

Чтобы сбросить μ с 2.0 до 1.5, нужно: Либо минимум 6 соседних колонн, причем очень слабо загруженных - не более чем треть, Либо загруженных на 90%, но тогда колонн не менее 10,

Это "прямое" притягивание чисел за уши к фантазиййным домыслам.
И мне непонятно вот это: если ты уже посчитал "прямо", то уже нафег Lo?
eilukha

- фонарные столбы - это не здания. (Даже фонарные столбы несвободные - их провода держат).

Отборная демагогия. В Началах столбом назывались колонны - см. скан на п.409. Нынче просто "элемент".

Диск не позволяет использовать 1,5 вместо 2 ..

Ну так и не надо читать кривые нормы с невменяемой терминологией и системой описания. Терминология в п.8.1.17 СП63 - это спецсканворд для развлечений.
В Началах (см. п.409) есть "края" в виде мю=1 и мю=2, ориентируясь на которые можно увидеть смысл 1,25-1,5 - "при защемлении одной опоры и возможном смещении другой". Т.е. это случаи НЕ СОВСЕМ шарнирных и НЕ СОВСЕМ свободных столбов. А когда так бывает? Правильно, на промежуточных этажах.
Т.е. не совершаем никаких подвигов через абакус, а берем из табл норм готовые цифири и расслабляемся.
Правда, в СП 63 и СП 355 при чтении нужно преодолеть косность. Но это несложно, особенно если читать их вместе. Если в СП63 еще что-то от идей есть, то в СП 355 все типа "конкретно".

[Нубий-IV]

Сообщение от Ильнур если ты уже посчитал "прямо", то уже нафег Lo?

Чтобы понять, почему в старом СНиПе для таких схем прямо указано μ=1.5. Тестовые схемы показывают, что предложенное выше объяснение "колонна держится за соседей через крышу" не подходит - слишком много слишком слабо загруженных соседей со слишком толстой крышей нужно.

[nickname2019]

Сообщение от Нубий-IV Чтобы понять, почему в старом СНиПе для таких схем прямо указано μ=1.5. Тестовые схемы показывают, что предложенное выше объяснение "колонна держится за соседей через крышу" не подходит - слишком много слишком слабо загруженных соседей со слишком толстой крышей нужно.

Я думаю, что сила до момента потери устойчивости должна возрастать ТОЛЬКО В АНАЛИЗИРУЕМОЙ КОЛОННЕ. Остальные колонны должны быть загружены эксплуатационного нагрузкой. Тогда, вероятнее всего, будет получена расчетная длина примерно как в СНиП (в СНиПе запас должен быть).
P.S. Нужно нелинейно грузить схему эксплуатационной нагрузкой (с объединением перемещений), потом к колонне прикладывать единичную силу и считать устойчивость только на эту силу в загруженной системе -> таким образом получаем мю в нужной колонне. Но я не знаю, какой программный комплекс это позволяет. Возможно, что все комплексы учитывают, что все нагрузки однопараметрически возрастают (а нужно однопараметрическое возрастание нагрузки только в рассматриваемом элементе).

[Ильнур]

Сообщение от Нубий-IV Чтобы понять, почему в старом СНиПе для таких схем прямо указано μ=1.5. Тестовые схемы показывают, что предложенное выше объяснение "колонна держится за соседей через крышу" не подходит - слишком много слишком слабо загруженных соседей со слишком толстой крышей нужно.

А-а-а...понять...дык это невозможно-с.
Я имею ввиду - там могло быть все что угодно, это в архивах ЦНИИЖБ похоронено. Да и как можно предположить, что тупили вот так - "учет многих колонн в лесу для одной через диск?" У "лесного дерева" же мю=2.
Дело вовсе не в дисках по-моему, а в ригелях - судя по табл древних СНиП, речь об колоннах этажерки. Мю=1,2...1,5 в металле получаются какраз для колонн таких рам.
Вот просто - есть мю=1 и есть мю=2. Вопросов нет, все ясно как день божий - эти простые мю из простых ГУ (шарнир, жестко). Теперь мю=1,2...1,5 - наверно тоже просто - ГУ немного "поплыли", вот и мю "плавают".
Думаю, таков был Начальный смысл введения мю в жб.
А потом пытались понять/нагромоздили/подкорректировали/не так поняли/уточнили/подстраховались/ничего не поняли/окончательно запутались.

[Бахил]

Сообщение от Нубий-IV Чтобы понять

Offtop: Дети, это понять невозможно - это надо запомнить.(с)
Все старые СНиПы опираются на эксперименты с бетоном средней прочности и арматурой А3.
Ж/б ведёт себя нелинейно даже при малых напряжениях.

[Ильнур]

Сообщение от Бахил ...Ж/б ведёт себя нелинейно даже при малых напряжениях...

...и поэтому мю=1,2...1,5, да?
А почему говоришь в СНиП таки есть мю=1 и мю=2? Может это для бетонов несредней прочности с несредней арматурой?

[nickname2019]

Сообщение от Ильнур ...и поэтому мю=1,2...1,5, да? А почему говоришь в СНиП таки есть мю=1 и мю=2? Может это для бетонов несредней прочности с несредней арматурой?

Обычный гражданский железобетон устойчивость вообще не теряет. Железобетон может потрескаться или потерять прочность. Расчетные длины "притянуты за уши", чтобы учесть возможность возрастания эсцентриситета при деформировании.

[eilukha]

Сообщение от nickname2019 железобетон устойчивость вообще не теряет

- как и любой другой материал - разрушение от превышения предела прочности (в результате роста прогиба и увеличения моментов).

[nickname2019]

Сообщение от eilukha - как и любой другой материал - разрушение от превышения предела прочности (в результате роста прогиба и увеличения моментов).

В момент начала потери устойчивости стальных стоек фактические напряжения в стали не превышают расчетного сопротивления, но конструкция уже не может воспринимать нагрузку (фи в стальном СП - это как раз показывает, при какой доле напряжений от расчетного сопротивления сталь потеряет устойчивость). Да, потом, по мере развития деформаций, напряжения в стали достигают текучести.
Если смотреть обрушения ж.б. колонн - сначала они трескаются, потоп падают.
Ж.б. может потерять устойчивость, если колонны делать тонкими из бетона B100. Я знал одного доктора наук, который пиарил необходимость исследований устойчивости ж.б. колонн из высокопрочного бетона (они более гибкие) в связи с тем, что высокопрочные бетоны будут находить все большее применение. Поэтому сейчас в СП учет расчетной длины ж.б. конструкций делается "примерно".

[Бахил]

Сообщение от Ильнур Может это для бетонов несредней прочности с несредней арматурой?

Нет.

[eilukha]

Сообщение от nickname2019 сталь потеряет устойчивость

- теряет прочность от изгиба. Устойчивости нет - это математическая фикция.

[Бахил]

Кстати, простой пример: стальная линейка. Теряет устойчивость, но не ломается.

[nickname2019]

Сообщение от eilukha - теряет прочность от изгиба. Устойчивости нет - это математическая фикция.

Вы ошибаетесь. Для материала, который работает в упругой стадии (без пластичности) при высоком пределе прочности, потеря устойчивости вполне реальна. Гибкая стальная линейка может потерять устойчивость, а потом вернуться в начальное положение - т.е. предел пластичности достигнуть не будет. А ж.б. конструкция крякнет в процессе.

[eilukha]

Сообщение от nickname2019 Гибкая стальная линейка

- удочек (как Ильнур говорит) не проектируем.

[Старый Дилетант]

Сообщение от eilukha Это Ваше предположение, о диске там речи нет

А покрытие жесткое в своей плоскости (способное передавать горизонтальные усилия) не диск? Правда в СП63 и СП 355 диск испарился.

Сообщение от eilukha Диск не позволяет использовать 1,5 вместо 2 (если колонны загружены примерно равномерно).

А вот здесь нужно пояснение авторов. Полагаю, цифры 1,5 и 1,2 взяты не с потолка, а на основании каких-то исследований и испытаний.
Я могу лишь пофантазировать:
- Возможно отступили от принципа пропорционального роста усилий во всех колоннах;
- Возможно, учтено то, что начальные несовершенства и отклонения у всех колонн не могут быть абсолютно одинаковыми (иметь одно значение и направление).

[eilukha]

Сообщение от Старый Дилетант Я могу лишь пофантазировать:

- а я могу сослаться на источник, там говорится о значительных отклонениях теории от практики при использовании расчётных длин вычисленных без учёта различной по длине стойки жёсткости.

----- добавлено через ~12 мин. -----

Сообщение от Старый Дилетант жесткое в своей плоскости (способное передавать горизонтальные усилия)

- в скобках и вне скобок не одно и тоже.

[SergeyKonstr]

Сообщение от Нубий-IV Чтобы понять, почему в старом СНиПе для таких схем прямо указано μ=1.5.

Offtop: Запытали одинокую колонну кратковременной продольной нагрузкой и в результате нашли среднюю жесткость колонны D. Затем определили коэф-т из выражения корень квадратный из выражения D/Dср, где Dср - предполагаемая жесткость всех колонн на одном уровне, и мю=2 превратился в мю=1,5.

[Старый Дилетант]

Сообщение от eilukha а я могу сослаться на источник

А при чем этот источник? На его основе нормы разрабатывались?
И опять же, почему переменная жесткость не влияет на принятые в нормах для стандартные случаи Мю=1, Мю=2 ....?

----- добавлено через ~13 мин. -----

Сообщение от eilukha - в скобках и вне скобок не одно и тоже.

Жесткое в своей плоскости подразумевает жесткость на изгиб.
Упущение норм состоит в том, что это понятие не расшифровано.

[Ильнур]

Сообщение от nickname2019 ... Железобетон может потрескаться или потерять прочность. Расчетные длины "притянуты за уши", чтобы учесть возможность возрастания эсцентриситета при деформировании.

Это везде так - "учет возрастания..бла-бла" - это и есть продольный изгиб. В гражданском металле устойчивость тоже (в определенном диапазоне гибкостей) теряется именно по сценарию "крантец по прочности".
Я ведь спрашиваю:

А почему говоришь в СНиП таки есть мю=1 и мю=2?

А мне что только не отвечают....
Упростим вопрос: в СП есть мю=2 для чистой схемы - консольной. Когда невозможно придумать бла-бла.
Сам вопрос: Почему 2 не "оттянута за уши" к например 2,2 или даже 2,5, чтобы "учесть возможность возрастания эсцентриситета при деформировании"?
А?
Я знаю как ответит Бахил - примерно вот так:

Нет.

Или с таким же успехом:

Да.

Вопрос впрочем риторический.
Ибо у же исторически так "натянули", что Lо потерял половую ориентацию.

[eilukha]

Сообщение от Старый Дилетант А при чем этот источник? На его основе нормы разрабатывались?

- тогда тем более причём тут все мы - диванные эксперты?

Сообщение от Старый Дилетант переменная жесткость не влияет на принятые в нормах для стандартные случаи Мю=1, Мю=2

- это Ваши домыслы, в нормах этого нет. Есть же 1,5 вместо эйлевых 2.

[Bird64]

Сообщение от Ильнур Я не буду сканворды решать. Скажу так - если колонна снизу неподвижно защемлена и нет ВС и предметов, способных связать оголовок колонны с этой ВС, то мю=2. Это - аксиома.

некогда на выходных было тему читать.
я такого же мнения, но есть народ отрицающий данную аксиому.

ЗЫ: хотя с точки зрения ж/б колонны - это не "мю" в том виде, как для стальной. это просто коэффициент перехода от реальной длины к расчетной.

[Бахил]

Сообщение от Ильнур А мне что только не отвечают....

Ну и что ты в бутылку лезешь? Почемука...
В СНиПе ясно написано когда какое мю применять. Что непонятного?

[Старый Дилетант]

Сообщение от eilukha - тогда тем более причём тут все мы - диванные эксперты?

Пожалуй, да.

Сообщение от eilukha - это Ваши домыслы, в нормах этого нет

И это домыслы СП 63 8.1.17 ... Допускается ..
а) для элементов с шарнирным опиранием на двух концах - 1,
б) для элементов с жесткой заделкой (исключающей поворот опорного сечения) на одном конце и незакрепленным другим концом (консоль) - 2... ?

Сообщение от eilukha Есть же 1,5 вместо эйлевых 2.

Подобные допущения везде. И в МК мю по Эйлеру, а фи - не по Эйлеру.
Во вложении картинка. Расчетные схемы одиночной стойки и стойки в раме - эквивалентны?

[Bird64]

Сообщение от Бахил В СНиПе ясно написано когда какое мю применять. Что непонятного?

в СНиПе - да. в СП - есть поле для размаху

[eilukha]

Сообщение от Старый Дилетант Подобные допущения везде

- пример есть?

Сообщение от Старый Дилетант И в МК мю по Эйлеру, а фи - не по Эйлеру.

- котлеты и мухи. О мю речь.

Сообщение от Старый Дилетант Во вложении картинка. Расчетные схемы одиночной стойки и стойки в раме - эквивалентны?

- для МК мю=2 в обоих случаев, для ЖБК мю=2 только для фонарного столба, для здания мю=1,5.

[Старый Дилетант]

Сообщение от Bird64 ЗЫ: хотя с точки зрения ж/б колонны - это не "мю" в том виде, как для стальной. это просто коэффициент перехода от реальной длины к расчетной.

А для стальной разве не "просто коэффициент перехода от реальной длины к расчетной"?

[Bird64]

Сообщение от Старый Дилетант Во вложении картинка. Расчетные схемы одиночной стойки и стойки в раме - эквивалентны?

стальное сп ближе и роднее. п/п 10.3.4 со словесами про шарнирное опирание. емнип, 140 какая то формула. как раз коэф=2 получается

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от eilukha для ЖБК мю=2 только для фонарного столба, для здания мю=1,5.

если так категорично - хочется в цифирках услышать....

Сообщение от Старый Дилетант А для стальной разве не "просто коэффициент перехода от реальной длины к расчетной"?

на самом деле - тут просто исторически сложившиеся названия, хотя смысл и там и там один.

[Старый Дилетант]

Сообщение от eilukha - котлеты и мухи. О мю речь.

Но СНиП их кушает вместе

Сообщение от eilukha - для МК мю=2 в обоих случаев, для ЖБК мю=2 только для фонарного столба, для здания мю=1,5.

Момент в заделке и перемещение верхнего конца стойки рамы в#447 близки к нулю в отличие от отдельной стойки.
Если начальные несовершенства у стоек не одинаковы, то у верхнего конца будет податливая опора даже при равных нагрузках.
И это будет иметь место как в ж.б., так и в стальных каркасах.

[Ильнур]

Сообщение от Бахил Ну и что ты в бутылку лезешь?

Это ты спетсиально выворачиваешь ситуацию - а я именно вот это и говорю:

Сообщение от Бахил; В СНиПе ясно написано когда какое мю применять.

Сообщение от Бахил Что непонятного?

Я какраз объясняю, что если непонятно, то читаем Начала - там еще яснее.
Offtop: А ты все в бутылку лезешь, тапочками вперед.
Мю=2 - это проявление изначальной идеи в неиспорченном виде. А изначально что есть "расчетная длина" применительно к продольному изгибу? Правильно.

----- добавлено через ~14 мин. -----

Сообщение от eilukha - .... Есть же 1,5 вместо эйлеровых 2.

Да нет вроде - когда 2, то ровно 2. Есть же таковой пункт? Есть...
Значит када не 2, есть на это причины в виде отличных ГУ и/или распределения усилий. А не "особенности национальных нелинейщин" и не "вместо".
Или 2 - это когда столб остолбенел как чугунный от извращения идеи приведения к Эйлеру?

[eilukha]

Сообщение от Ильнур Есть же таковой пункт?

- см.

[Ильнур]

Сообщение от eilukha - см.

Ты не понял. Я говорю о пунктах, где 2.
А ты ссылаешься на 1,5 и 1,2. К слову - это в СП355 рамсы попутали. Думается, это про рамы с ЖЕСТКИМИ узлами.
Как думаете?

[eilukha]

Сообщение от Ильнур Ты не понял. Я говорю о пунктах, где 2.

- да, не понял:

1. В каком документе таблица?
2. Вопрос «почему два?» или в чём?

[Старый Дилетант]

Сообщение от Ильнур К слову - это в СП355 рамсы попутали. Думается, это про рамы с ЖЕСТКИМИ узлами. Как думаете?

Нет. 5.2.1 Каркас одноэтажных зданий с покрытием из плоских элементов состоит из поперечных рам, образованных жестко заделанными в фундаментах колоннами и шарнирно опирающимися на колонны стропильными балками или фермами, и продольных рам, образованных подкрановыми балками, балками-распорками, подстропильными балками или фермами, жестким диском покрытия и, в необходимых случаях, стальными связями.
......
Ближе к первоисточнику.
СНиП-I-IВ.1-62 7.5. Расчетные длины L0 при расчете центрально и внецентренно сжатых железобетонных элементов на прочность с учетом продольного изгиба можно определять как для элементов рамной конструкции (плоской или пространственной) в предположении неодновременной потери их устойчивости, полагая, что рас
четная нагрузка расположена наиболее невыгодно для рассматриваемого элемента.
Допускается принимать следующие значения расчетных длин железобетонных элементов:
а) для колонн одноэтажных промышленных зданий при покрытиях, жестких в своей плоскости (из железобетонных, армопенобетонных и т. п. плит), а также для эстакад — по табл. 19;
(таблица та же - гуляет из нормы в норму, меняя номер)

В старых сериях (КЭ-01-09, КЭ01-49) для бескрановых колонн мю=1,25 при числе пролетов более 3. Для крановых оговаривалось, что верх колонн при расчете на крановые нагрузки принят несмещаемым. В сериях оговаривалось, что дик покрытий принят жестким из ж.б. плит.

[Нубий-IV]

Сообщение от Ильнур Я говорю о пунктах, где 2. А ты ссылаешься на 1,5 и 1,2.

Так про чистые консоли никто и не спорит, хотя и там можно насчитать не совсем два (Как правильно пользоваться пунктом 8.1.17 СП63.13330 ).

А срачеобразующий вопрос был как раз про то, почему и в старом СНиПе, и в современном СП объединение одинаковых консолей шарнирным ригелем без связей уменьшает расчетную длину с 2 до 1.2...1.5.

Сообщение от Ильнур Думается, это про рамы с ЖЕСТКИМИ узлами.

Все на той же картинке красным подчернуто, что с шарнирными.

И вот, держась за эти шарниры, колонны получают +180% к стойкости, непонятно как.

Сообщение от Бахил В СНиПе ясно написано когда какое мю применять. Что непонятного?

СНиП отменен. Есть обязательный СП63, в котором эти расчетные длины были зверски убиты. И есть добровольный СП355, в котором добрые некроманты их воскресили. Пользоваться добровольными нормами можно только "в части, не противоречащей обязательным". Так что формально применить μ=1.2 может только тот, кто сумеет это обосновать - например, методами, упомянутыми в п.5.1.2 СП63. А как убедительно обосновать то, во что даже не веришь? Кто скажет, что в консоли μ=1.2, пусть первый применит это в своем проекте!

Вопрос можно снять, только приведя пример расчета, в котором, например, учет нелинейности приводит к резкому росту устойчивости.

[eilukha]

Сообщение от Нубий-IV к резкому росту устойчивости

- или к падению ея, смотря в каком сечении брать жёсткость (которая переменная по длине) для определения радиуса инерции. (Если вообще имеет смысл само понятие расчётной длины в данном случае).

----- добавлено через ~3 мин. -----
Нужна считалка с обоими нелинами.

----- добавлено через ~12 мин. -----

Сообщение от Нубий-IV эти расчетные длины были зверски убиты

- ну они поняли, что там без поллитры не разберёшься и на проектантов повесили (в виде указаний о учёте нелинов).

[Ильнур]

Сообщение от Старый Дилетант ... 7.5. Расчетные длины L0... в предположении неодновременной потери их устойчивости, полагая, что расчетная нагрузка расположена наиболее невыгодно для рассматриваемого элемента.

Вот и Начальная идея. Причем однозначно указано на "устойчивостное происхождение" Lo.
Чтобы получить мю=1,2...1,5, колонна должна быть перегружена по отношению к другим. И такая ситуация будет якобы "наиболее невыгодной" Т.е. когда N много. А для однопролетной схемы (всего 2 колонны) мю=1,5 получится при N1/N2=sqrt(2/1,5)=1,78.
Нубий-IV

колонны получают +180% к стойкости, непонятно как.

Теперь понятно, что получают всуе. Что очень странно....
Ведь достаточно обосновать, что в раме сочетания с разнобоем N1/N2=1,78 не возникает, и мю стремительно устремится к 2. На практике N1~N2~N3.... - это самое основное сочетание.
Насчет "к резкому росту устойчивости или к падению ея" - нелины непричем, в Началах же ясно пояснено, откуда "резкий рост". К слову, резок ли он - нужно посчитать по формулам СП с 2 и 1,5 и сравнить сечения. N*e не изменится сильно, т.к. D (Ncr) будет вычислен при E<(0,15...0,004)*Eb, т.е. для очень "гибкого" элемента.
eilukha

для определения радиуса инерции.

Для целей Lo гибкость нужно определять при i-обыкновенном.
Иначе не:

...имеет смысл само понятие расчётной длины в данном случае

Получается, что правильно мю=2, несмотря на 1,2...1,5 из СП..

[Старый Дилетант]

Сообщение от Ильнур Получается, что правильно мю=2, несмотря на 1,2...1,5 из СП..

Конечно правильно - потому что в запас.

Сообщение от Нубий-IV И вот, держась за эти шарниры, колонны получают +180% к стойкости, непонятно как.... Вопрос можно снять, только приведя пример расчета, в котором, например, учет нелинейности приводит к резкому росту устойчивости.

Дело в диске покрытия, о котором чем старше документ, тем конкретнее оговорено.

Предлагаю способным и желающим посчитать по деформированной схеме тестовую задачу, например:
10 стоек ГСП 100*100*4 высотой 3 м, сталь С245, загруженных сосредоточенной силой 10 тс. Низ защемлен, перемещения верхних концов всех стоек объединены по горизонтали.
Вариант 1 - верхний конец одной стойки смещен по горизонтали на 10 мм
Вариант 2 - верхний конец одной стойки смещен по горизонтали на 10 мм, остальных на 5 мм
Вариант 3 - верхние концы 5-ти стоек стойки смещены по горизонтали на 10 мм в одну сторону, верхние концы остальных остальных 5-ти на 5 мм - в противоположную.
Контроль - отдельная стойка с верхним концом, смещенным по горизонтали на 10 мм

[Бахил]

Сообщение от Старый Дилетант посчитать по деформированной схеме

Пальцем в небо.

[Ильнур]

Сообщение от Старый Дилетант Конечно правильно - потому что в запас.

Какой-такой запас?
Напрмер фонарный столб, N=10 тн, М=1 тм, мю=2. Запасов нет? Нет.
Тот же столб ставим в здание, где много таких же. N=10 тн, М=1 тм, и даже перемесчения те же. Запасов нет? Нет. А мю=2. Откуда запас-то?

Дело в диске покрытия

В каком смысле? Если 100500 столбов имеют везде одинаковые N и M, что изменит диск при шарнирных верхах?

[eilukha]

Offtop:

Сообщение от Ильнур диск при шарнирных верхах?

- в силу диска надо просто верить без рассуждения, т. к. всё равно непонятно что он даёт и каким образом.

[Ильнур]

Сообщение от Старый Дилетант ...Дело в диске покрытия, о котором чем старше документ, тем конкретнее оговорено.

Сам же выложил:

СНиП-I-IВ.1-62 7.5. Расчетные длины L0 ...определять... в предположении неодновременной потери их устойчивости, полагая, что...нагрузка расположена наиболее невыгодно для рассматриваемого элемента.

Дело же в неравномерности N.

[eilukha]

Сообщение от Ильнур Дело же в неравномерности N

- это только для крановых может быть справедливо.

[nickname2019]

Сообщение от Ильнур Тот же столб ставим в здание, где много таких же. N=10 тн, М=1 тм, и даже перемесчения те же. Запасов нет? Нет. А мю=2. Откуда запас-то?

Запас в железобетонном каркасе в том, что колонны в нем вообще не потеряют устойчивость. Т.е. при эсклуатационной нагрузке вообще говорить о устойчивости обычных железобетонных колонн бессмысленно.
Когда мы начнем искать мю обычным путем, мы начинаем однопараметрически увеличивать всю нагрузку на все ж.б. колонны. Но железобетонные колонны при возрастании нагрузки крякнут намного раньше, чем мы достигнем Ncr. Т.е. при рассмотрении устойчивости железобетона мы берем заведомо нереализуемый сценарий.
И если в ж.б. каркасах с шарнирными связями по верху брать мю=2 - это будет неоправданный перерасход (уже из рассмотрения предельной гибкости).
Поэтому в ж.б. каркасах имеет смысл рассматривать мю меньше двух, для этого "деды" придумали искать мю, однопараметрически увеличивая нагрузку у одной колонны.
Если делать колонны из B100 с малыми сечениями - это другое дело и нужно думать.

[UnAtom]

Сообщение от nickname2019 Запас в железобетонном каркасе в том, что колонны в нем вообще не потеряют устойчивость.

Помимо устойчивости, как и в металле, в ЖБ ещё ограничивается гибкость в зависимости от lo.

СП63.13330.2018 п.10.2.2 Размеры сечений внецентренно сжатых элементов для обеспечения их жесткости следует принимать такими, чтобы их гибкость l0/i в любом направлении не превышала: 200 - для железобетонных элементов; 120 - для колонн, являющихся элементами зданий; 90 - для бетонных элементов.

[nickname2019]

Сообщение от UnAtom Помимо устойчивости, как и в металле, в ЖБ ещё ограничивается гибкость в зависимости от lo.

Имхо, для предельной гибкости ж.б. колонн в составе каркаса с шарнирами по верху и жестким диском я бы рассмотрел возможность снижения расчетной длины менее 2х (если заказчик нормально платит).

[Ильнур]

Сообщение от nickname2019 Запас в железобетонном каркасе в том, что колонны в нем вообще не потеряют устойчивость.

Эту пластину мы уже слушали. Я сам ранее такие песни пел.

Т.е. при эсклуатационной нагрузке вообще говорить о устойчивости обычных железобетонных колонн бессмысленно.

Допустим условно согласимся.

Когда мы начнем искать мю обычным путем, мы начинаем однопараметрически увеличивать всю нагрузку на все ж.б. колонны.

И это правильный путь.

Но железобетонные колонны при возрастании нагрузки крякнут намного раньше, чем мы достигнем Ncr.

Это ничего не меняет. Мы же Мю ищем. Для проведения аналогии с Эйлер. Мало ли отчего там и когда крякается.

Т.е. при рассмотрении устойчивости железобетона мы берем заведомо нереализуемый сценарий.

То же и при стали, и при дереве, и при люминии и прочем. Из такого именно сценария и берем Lo. Смысл именно таков.

И если в ж.б. каркасах с шарнирными связями по верху брать мю=2 - это будет неоправданный перерасход (уже из рассмотрения предельной гибкости).

Неоправдаемый расход в связи с перекрученностью расчетов на прочность - не оправдание искажения смысла Начал.

(уже из рассмотрения предельной гибкости)

Тут вопрос - предельные гибкости зачем-то есть, а потери устойчивости нет. Это как же все перекрутили до абсурда

Поэтому в ж.б. каркасах имеет смысл рассматривать мю меньше двух,

Тогда это не мю, и L0 - не расчетная длина. Это какие-то "левые" расчеты на прочность, имитирующие деформационный.

для этого "деды" придумали искать мю, однопараметрически увеличивая нагрузку у одной колонны.

Пипец извращение. Операция на гланды через ..опу.

Если делать колонны из B100 с малыми сечениями - это другое дело и нужно думать.

Думать надо было у Начал. Теперь поздно - нужно переписывать СП полностью.
Для начала предлагаю Lо из формул прочности убрать, заменив другим "параметром". И ввести формулы для проверки устойчивости. На всякий случай - вдруг В1000.

вообще говорить о устойчивости обычных железобетонных колонн бессмысленно.

Думаю, это слишком смело. Вообще говорить об устойчивости ж/б нужно - такое явление может иметь место и при В25. Тут "курица и яйцо" - то ли прочности не хватило от чрезмерного изгиба, то ли чрезмерно изогнулся от нехватки жесткости.
В-общем, перекрученные методики, для проектировщиков зашифрованные.

[Старый Дилетант]

Сообщение от Ильнур Сам же выложил: Цитата: СНиП-I-IВ.1-62 7.5. Расчетные длины L0 ...определять... в предположении неодновременной потери их устойчивости, полагая, что...нагрузка расположена наиболее невыгодно для рассматриваемого элемента. Дело же в неравномерности N.

Дело не только в неравномерности N, но и в неравномерности начальных несовершенств. Колонны с меньшим эксцентриситетом, и особенно противоположно направленным поддерживают колонну с большим эксцентриситетом.
Чем больше колонн, тем меньше вероятное среднее значение эксцентриситета и тем больше удерживающий эффект.
Три столба (расположенные в вершинах треугольника) соединенные поверху тремя распорками устойчивее одинокого столба.

Сообщение от Ильнур Если 100500 столбов имеют везде одинаковые N и M, что изменит диск при шарнирных верхах?

То Мю можно принять 1,1 и спать спокойно

----- добавлено через ~17 мин. -----

Сообщение от nickname2019 Запас в железобетонном каркасе в том, что колонны в нем вообще не потеряют устойчивость.

Это заблуждение, что жбк не могут терять устойчивость. При эсплуатационной нагрузке никакие -ЖБК, МК, ДК не теряют устойчивость. Если теряют, то это уже авария.
Расчет на прочность с учетом продольного изгиба в ЖБК - это тот же расчет на устойчивость в МК только другими словами.

[Ильнур]

Сообщение от Старый Дилетант ...Чем больше колонн, тем меньше вероятное среднее значение эксцентриситета и тем больше удерживающий эффект. .

Обалденное обоснование. Научное. Когда я был молодым, тоже такие финты выкидывал.
Но в Началах не это озвучено.

Три столба (расположенные в вершинах треугольника) соединенные поверху тремя распорками устойчивее одинокого столба.

Это не очень прагматично - сообразивши на троих, все валятся напрочь.

Сообщение от Старый Дилетант Расчет на прочность с учетом продольного изгиба в ЖБК - это тот же расчет на устойчивость в МК только другими словами.

Очень другими словами. Вкратце - рамсы попутали. Согласен.

[Старый Дилетант]

Сообщение от Ильнур Сообщение от Старый Дилетант ...Чем больше колонн, тем меньше вероятное среднее значение эксцентриситета и тем больше удерживающий эффект. . Обалденное обоснование. Научное.

Это очевидно. Две колонны поперечно рамы наверняка могут быть максимально нагружены и иметь одинаковые эксцентриситеты одного направления, а 100 колонн здания - никогда.
Не припомню, чтобы 4 сваи в кусте были одинаково смещены в одну сторону. Много раз пересчитывал каркасы на сверхнормативные отклонения отдельных колонн. Эти отклонения всегда компенсировались остальными колоннами и в сумме не вызывали значимых усилий.
....
Уверен, что отцы основатели цифры 1,2 и 1,5 взяли не с потолка. Келдыши, Пастернаки и Гвоздевы понимали толк в теориях устойчивости и обладали нехилой фундаментальной подготовкой.
.....
Надеюсь, что кто-нибудь все же решит задачки из #461 и покажет насколько я не прав.

[mainevent100]

Сообщение от Нубий-IV Как в консолях получены 1.5 и 1.2? На ум приходит только учет разнонагруженности колонн, отчего самая загруженная опирается на менее загруженные через жесткое покрытие

опять одно и то же, только осенью обсудили и вот по новому кругу
перечитайте №385 или авторов-нормотворцев

[Ильнур]

Сообщение от Старый Дилетант ...иметь одинаковые эксцентриситеты одного направления, а 100 колонн здания - никогда.

Колонны гнутся больше не от случайных "e", а от горизонтальных нагрузок. Когда дует ветер, все деревья в лесу гнутся в одну сторону. А уж перевязанные колонны здания...

Уверен, что отцы основатели цифры 1,2 и 1,5 взяли не с потолка....

Разумеется не с потолка. А из ими же придуманных для случая жб формул прочности.

Сообщение от Старый Дилетант Надеюсь, что кто-нибудь все же решит задачки из #461 и покажет насколько я не прав.

Дык уже в постановке задачек не прав на 100%. В жб оперируют "переменной" жесткостью D, а не EI. Да и речь уже вообще не об устойчивости - банальная проверка по прочности. На кой туда приплели Lo Келдыши, Пастернаки и Гвоздевы, понимающие толк в теориях устойчивости и обладающие нехилой фундаментальной подготовкой.
При расчете на прочность жб Lo - уже не расчетная длина в Начальном понимании. Причем сильно. И мю из таблиц СП нужно применять с оглядкой на схему своего сооружения - эти мю для конкретных схем.
Мощно замутили деды, да...

[tigra-18]

для самообразования вопрос возник - как выглядит шарнирный узел ригеля с колонной, перекрытия с колонной не препятствующий горизонтальным перемещениям? Кроме как положить на раствор идей не имею, но что-то в реальности такие способы видел только в кирпичах.

[Ильнур]

Сообщение от tigra-18 ...шарнирный узел ригеля с колонной, перекрытия с колонной...

Это один узел или два? Ригель-колонна? Перекрытие-колонна? Или перекрытие-ригель-колонна?

[tigra-18]

один узел. Любой, хоть ригель с колонной, хоть перекрытие с колонной, только катковые шарниры, как в мостах не нужны, мне для обычного жилья, офисов интересует.

[Ильнур]

Сообщение от tigra-18 один узел. Любой, хоть ригель с колонной, хоть перекрытие с колонной, только катковые шарниры, как в мостах не нужны, мне для обычного жилья, офисов интересует.

Мы применяем прокладки из фторопласта, между закладной на колонне и стальной опорой фермы/ригеля. Болты, овальные отверстия и т.д...

[mainevent100]

Сообщение от tigra-18 как выглядит шарнирный узел ригеля с колонной, перекрытия с колонной не препятствующий горизонтальным перемещениям?

так тут обсуждают вариант, что ригель (диск перекрытия) между двумя колоннами не препятствует перемещениям при одновременной потере устойчивости обеих колонн

вообще, если почитать Пособие к СП 52-101-2003, то там для нахождения расчетного эксцентриситета продольной силы с учетом прогиба колонн применяются разные коэффициенты "мю" к высоте колонны для различных усилий: для вертикальных (которые не вызывают горизонтальных смещений) те же, что и в СП63, а для горизонтальных (ветровых) значения "мю" принимаются раза в 2 выше.

[tigra-18]

Сообщение от Ильнур Мы применяем прокладки из фторопласта, между закладной на колонне и стальной опорой фермы/ригеля. Болты, овальные отверстия и т.д...

- я предполагаю это применимо при металлоконструкциях, а как быть с чистым ЖБ, там в сериях почти везде все закладные привариваются, свариваются и обвариваются во всех доступных местах?

Сообщение от mainevent100 так тут обсуждают вариант, что ригель (диск перекрытия) между двумя колоннами не препятствует перемещениям при одновременной потере устойчивости обеих колонн

- вот меня и интересует практическая реализация узла в ЖБ каркасе(который обсуждается несколько страниц) который обеспечивает данное условие.

[Ильнур]

Сообщение от tigra-18 - я предполагаю это применимо при металлоконструкциях,

Не только. Фторопласту неважно, в каких конструкциях он трется, главное - быть между двумя стальными пластинами. Ктр=0,04.

Сообщение от tigra-18 -как быть с чистым ЖБ, там в сериях почти везде все закладные привариваются, свариваются и обвариваются во всех доступных местах?.

Если "все привариваются, свариваются и обвариваются", то это априори не "позволяющие перемещение". А Вы же ставите целью обеспечить перемещение, значит должны ПЕРЕДЕЛАТЬ соединение под "перемещение" по фторопласту в нужном направлении.
Нужно не "в общем и целом" бла-бла, а рассмотреть конкретное сопряжение.

[Старый Дилетант]

Сообщение от tigra-18 для самообразования вопрос возник - как выглядит шарнирный узел ригеля с колонной, перекрытия с колонной не препятствующий горизонтальным перемещениям? Кроме как положить на раствор идей не имею

Положить на раствор - дурная идея.
Обычно т. ш. (без парных колонн) обеспечивают скольжением стальных закладных (поверху опоры и понизу опирающейся конструкции). С фторопластом, конечно, эффективнее. Предусмотреть ограничитель от бокового смещения - дело техники.
Типовое решение в кирпичных зданиях - опорную часть плиты заводят в стальной швеллер заделанный в стене.
Кстати ЖБК крепят не только на сварке, но и на болтах тоже (раньше болтами крепили стропильные балки к колоннам, болтами крепят колонны фахверка( и пр.).
Поищите решения т. ш. в ЖБК, посмотрите решения каркасов на подработке - там тоже применяют подобное.

----- добавлено через ~7 мин. -----

Сообщение от tigra-18 вот меня и интересует практическая реализация узла в ЖБ каркасе(который обсуждается несколько страниц

Каркас с такими узлами здесь не обсуждается, наоборот - обсуждается совместная работа колонн в каркасе.

----- добавлено через ~3 ч. -----

Сообщение от Ильнур В жб оперируют "переменной" жесткостью D, а не EI. Да и речь уже вообще не об устойчивости - банальная проверка по прочности. На кой туда приплели Lo

Переменная жесткость - это частность. На практике, ее возможно используют только особо продвинутые. Влияние продольного изгиба определяется через эйлерову критическую силу. А что это как не расчет на устойчивость? Формулы разные, но суть одна. Это подтверждает то, что для стандартных случаев мю для ЖБК и МК одинаковы 0.5, 0.7, 1, 2.
.....
Думаю дело не в ЖБК или МК, не в высокопрочных или в низкопрочных бетоне и арматуре.
Если мю 1,2-1.5 справедливо для ЖБК, то то же при наличии дисков должно иметь место и в МК. Цифры могут отличаться, но удерживающий эффект проявляться должен.
Возможно дело в неодновременной потери их устойчивости и эйлерову критическую силу не стоит равномерно распределять на все колонны.

[Ильнур]

Проектируются колонны одноэтажного большепролетного сооружения типа фок. Физическая высота колонн 16 м. Система связей классическая - ВС по 4-м крайним рядам (стенам), и по периметру ГС по кровле (стропильные/подстстропильные фермы, прогоны, по прогонам профлист).
Считать в запас, что мю=2, можно, но это сечение 930х930. Колонны никак несвободные вообще - все перехвачено связями и замкнуто на землю. Да и перемещения верхов даже от неплохих ветровых не превышают 1/300 высоты колонн.
Взять мю=1,5 тоже можно - это уже 700х700 мм. Но по идее можно взять и мю=0,7 - это вообще 320х320. Но это как-то смешновато, нагрузки порядка 150 тонн.
Тем не менее - что имеется ввиду под "несмещаемая" и "частично смещаемая" опоры? Несмещаемых оголовков колонн не бывает так-то, и что за величина может считаться частичным смещением"? Что конкретно имеется ввиду в СП - что бери 1,5, а 0,7 - для порядка, "штоп было". Так что ли?
И еще - планируют и фахверковые колонны из жб - это лес колонн 700х700 через 6 м по стенам...это как?

[ingt]

Первое предложение п. 8.1.17 СП 63 лишено смысла, остальные мутные и отданы на откуп расчетчику. Думаю, при определении мю надо ориентироваться на методы принятые в МК, а при финальной проверке выполнить расчет для проверки колонн с учетом физ. и геом. нел-ти (23 скад такое позволяет).

[mainevent100]

Сообщение от Ильнур лес колонн 700х700 через 6 м по стенам...это как?

Это вполне адекватно для 16-метровой высоты ))
Колонна даже 500 будет выглядеть страшновато

----- добавлено через ~6 мин. -----
Ильнур, колонны в ЖБ - желание Заказчика? У меня почти такая же ситуация, только высота 10-11 м.
После прикидок вариантов металла и ЖБ, склоняются к жб колоннам с фермами 33 м. Вот и интересно - жб дешевле или влияют стереотипы о том, что ЖБ надежней?

----- добавлено через ~9 мин. -----

Сообщение от Ильнур все перехвачено связями

В предположении, что вертикальные поперечные связи в торцах держат средние рамы?

[Tyhig]

Сообщение от ingt Думаю, при определении мю надо ориентироваться на методы принятые в МК, а при финальной проверке выполнить расчет для проверки колонн с учетом физ. и геом. нел-ти (23 скад такое позволяет).

В одной из тем, железобетонный гуру НубийIV выяснил посредством нелинейных расчётов, что мю в СП 63 и т.п. даны для несвободных рам, когда сбоку верх рам раскреплён, например, диафрагмой или связями.
Для свободных рам, там может быть и мю=6, как для свободных рам этажерок.

[Ильнур]

Сообщение от mainevent100 Это вполне адекватно для 16-метровой высоты )) Колонна даже 500 будет выглядеть страшновато

Понятно что адекватно "на вид". Но на них нет нагрузки - это фахверковые стоечки, для пришивки панелей. Я усиленно продвигаю идею стальных (получается из 35Ш1 с одним уровнем распорок вдоль стены), но при сопоставлении цен сталь не выигрывает. Как бы ж/б типа дешевле всяко. Но на деле фахверковый забор из 50 колонн 700х700 через 6 м - это думается такой гемор в части технологии и общих изднржек...

Ильнур, колонны в ЖБ - желание Заказчика? У меня почти такая же ситуация, только высота 10-11 м.

Не Заказчика, а товарищей вокруг Заказчика. Которые знают конкретно, как дорог прокат, но и как дешев товарный бетон с доставкой. А в целом так - когда проект готов - начинают удивляться, что колонны толстые при такой частоте.

После прикидок вариантов металла и ЖБ, склоняются к жб колоннам с фермами 33 м. Вот и интересно - жб дешевле или влияют стереотипы о том, что ЖБ надежней?

Раньше да - типа бетон железобетонен, 100 лет крепчает, пока сталь проржавеет насквозь. Но нынче все умножают на калькуляторе рубли, и пугаются проката как огня. А то что за ж/б стоит мокро-геморная технология во времени, как бы не влияет на итоговую мысль.
Например стальную фахверковую стойку 10-11-16 м можно выставить строго ровно и прямо к ней пришить панели. Если жб колонна окажется криво-косой после распалубки, хрен уже подправишь - придется пришить швеллер, что опять расходы - в материалах, в работах и во времени.

В предположении, что вертикальные поперечные связи в торцах держат средние рамы?

Да, разумеется - по 4-м стенам созданы мощные ВС, а по крыше - система ГС - см. схему. Здание 66х90, сетка (6,6х2)х5х(6х5)х3. Фермы 30 м.
При расстановке ГС по периметру (классически) начинается "самозамыкание" связевой системы - т.е. связи начинают перехватывать сокращение поясов подстр. и строп. ферм, усилия в бедных ГС до 50 тонн и т.д...поэтому связи не по периметру.
Отдельно от ферм каркас из колонн-распорок-связей работает только на ватмане. На деле фермы при опирании на уровне НП или ВП (не по "нейтрали") мощно стягивают или расталкивают головы колонн и вся паутина ГС напрягается космически. от 50 тонн рвутся узлы связей.

[Кореш]

Ильнур, колонны в ЖБ - желание Заказчика?

Бетон по огнестойкости лучше металла, может поэтому?

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур При расстановке ГС по периметру (классически) начинается "самозамыкание" связевой системы - т.е. связи начинают перехватывать сокращение поясов подстр. и строп. ферм, усилия в бедных ГС до 50 тонн и т.д...поэтому связи не по периметру.

А можно подробней что значит сокращение поясов это есть усилие обжатия оных? если да, то вроде как можно не учитывать сей фактор в данных связях. И второй вопрос а почему нет ГС по торцам, как того требует СП?

[SetQ]

Сообщение от Ильнур Тем не менее - что имеется ввиду под "несмещаемая" и "частично смещаемая" опоры? Несмещаемых оголовков колонн не бывает так-то, и что за величина может считаться частичным смещением"? Что конкретно имеется ввиду в СП - что бери 1,5, а 0,7 - для порядка, "штоп было". Так что ли?

СП не читал, но разве несмещаемая опора - это не та, у которой смещение опоры на порядок меньше поперечных деформаций стержня при изгибе, а упругая опора - когда одного порядка?

[v.psk]

Сообщение от Ильнур Которые знают конкретно, как дорог прокат, но и как дешев товарный бетон с доставкой. А в целом так - когда проект готов - начинают удивляться, что колонны толстые при такой частоте.

так может они не в курсе... была же разнарядка что металла много, а давайте что-ли и жилье делать из него....

Сообщение от Ильнур Но на них нет нагрузки - это фахверковые стоечки, для пришивки панелей.

Сообщение от Ильнур Если жб колонна окажется криво-косой после распалубки, хрен уже подправишь - придется пришить швеллер, что опять расходы - в материалах, в работах и во времени

Так речь всё же про фахверк или основные колонны? Швеллер или другой прокат я так понимаю варить в любом случае, для крепления панелей.... хотя ... не видел описания панелей.
Уж фахверк то наверное можно конструктивно привести к мю<=1, и я думаю тут можно обосновать исполнение в металле, а основные колонны в плоскости пускай жб и развитые, из плоскости по описанию - система связей.
Заложить потолще и застращать, а потом вынуть из широких штанин элегантное решение с металлом.
В монолите красоты не будет, всё-равно переставлять опалубку и потом обшивать, а сборняк негабаритный, разве что стыковать.

[Ильнур]

Сообщение от Кореш Бетон по огнестойкости лучше металла, может поэтому?

Такое есть. Если степ. о/с 1-2, то металл "проседает" - надо много защитить. Начиная с того, что для простой вспучивающей надо от 5,8 мм толщину прив. Но тем не менее - что такое ж/б колонну 16 м отлить? на фоне того что такое сварганить/покрасить стальную и на гаечки подсобрать? Вопрос неоднозначный.

А можно подробней что значит сокращение поясов это есть усилие обжатия оных? если да, то вроде как можно не учитывать сей фактор в данных связях. И второй вопрос а почему нет ГС по торцам, как того требует СП?

1. Да. Вот я про это и говорил, что ватман это позволяет. Многотонные усилия обжатия проявляют себя когда как. Ведь небольшая деформация - и они резко падают. Я не хотел заниматься оформлением раздельных расчетов, расценки не позволяют. А машинный расчет не ПОЗВОЛЯЕТ вводит вот эти допущения в алгоритм. Не предусмотрено. Появляется 50 тонн - значит оно на деле появляется. Я не в состоянии организовать игнор на основании даже СП. При ручном плоском расчете все это очень хорошо помогало жить. Но нынче это только мешает проектировщику. Любые палки о двух и не менее концах..
2. ГС по торцам нет, потому что НАФЕГ мне надо. А СП надо почитать медленно и два раза - там про промздания вроде говорится - приведи скан, вместе почитаем. Да и где тут у мну торец - здание квадрантное. А если серьезно, то я действую на опыте - эксперты столько раз про связи писали, что их там надо тут и там и вот здесь тоже - а когда пишешь ссылаясь на конкретику пункта СП, то оказывается, что это не так. Вот давай разберем ТВОЙ случай - откедова из СП16 следовает, что НАДО?

разве несмещаемая опора - это не та, у которой смещение опоры на порядок меньше поперечных деформаций стержня при изгибе, а упругая опора - когда одного порядка?

Я три раза прочел, и только один раз понял - понятно, что ригель гнется поперечно, и опора "стягивается" вдоль ригеля. Но непонятно - консольная колонна сжимается, но гнется не от этого, а от поперечной нагрузки. Допвыгиб от сжатия мы не выявляем - мы же не городим нелин со вводом начальных погибей и эксцентриситетов? Что такое поперечная деформация? Вот конкретно - стоит колонна 16 м, верх смещается от горизонтальных на 5 см, и 5 см - это поперечная деформация? А что такое тогда "смещение опоры"? Не те же 5 см?
Просьба как-то не обобщать, а излагать применительно к исходному посту как-то.

Так речь всё же про фахверк или основные колонны?

Так в посте 2 (два) разных вопроса. Один - про основные (900х900) под 120 тонн, и про фахверковые, для пришивки к звезде рукава . Там вертикальная типа 6 или 12 тонн..

[Кореш]

на фоне того что такое сварганить/покрасить стальную и на гаечки подсобрать? Вопрос неоднозначный

Закладные Peikko позволяют монтировать сборняк как стальные колонны на фундаментные болты. Это закладные стальные башмаки с отверстиями по углам и граням колонн, но 16м для сборняка многовато конечно.

[Ильнур]

Сообщение от Кореш Закладные Peikko позволяют монтировать сборняк как стальные колонны на фундаментные болты. Это закладные стальные башмаки с отверстиями по углам и граням колонн, но 16м для сборняка многовато конечно.

Сборняк - это сборняк. Это заказ на заводе. За 100500 рупий. Тут народ монолитить хочет именно на месте за 3 коп и сразу в канары. Идеи не стыкуются.
Ну во-вторых - пеко-мейко-детальки не просто так вопрос решают думаю - не вникал, но для точного результата сборки нужно точное изготовление ответных частей сопряжения. В пейке предусмотрена регулировка вертикальности колонны? Каковы требования к точности расположения ответных деталей? В любом случае - это сборные вещи, и требуются заводские условия.
Тут монолитные конструкции.
По существу - а можно порешить, что фахверковая стойка является не внецентренно-сжатым элементом, а изгибаемым - тогда максимальная гибкость не 120 по п.10.2.2, а не ограничена? Допустим 200. Это уже не 900х900, а 550х550. Что уже как-то адекватно для фахверковой стойки.

[Бахил]

Всё до безобразия смешно, или до смешного безобразно.
Короче, прикладываешь единичную силу в оголовке и смотришь на момент в базе:
1. M > 0,9H - смещаемая
2. M < 0,1H - не смещаемая.
Ну и 3. - в промежутке.

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур 2. ГС по торцам нет, потому что НАФЕГ мне надо. А СП надо почитать медленно и два раза - там про промздания вроде говорится - приведи скан, вместе почитаем.

Я так понимаю покрытие у тебя без прогонов, раз на разрезах их не видно

15.4.7 При наличии жесткого диска кровли в уровне верхних поясов ферм в покрытиях с уклоном кровли не более 10° без прогонов (в которых крупноразмерные железобетонные плиты приварены к верхним поясам или профилированный лист покрытия (по СП 294.1325800) прикреплен в каждом нижнем гофре) поперечные связи по верхним поясам ферм следует устраивать только в торцах здания и у температурных швов. В остальных шагах необходимы распорки у конька и у опор стропильных ферм.

более того
При наличии подстропильных ферм в однопролетных покрытиях без прогонов и многопролетных покрытиях, расположенных в одном уровне, необходимо устройство продольных горизонтальных связей в плоскости верхних поясов ферм в одной из крайних панелей ферм.

Впрочем если нету экспертизы и на опыте, ты наверное можешь сделать как у тебя

По поводу ж/б колонн, не пугайся если там 700х700 на такую высоту получаются, даже фахверковые, для ж/б это нормально. Заливать такие колонны могут захватками по длине, соответственно надо просто сделать выпуски в местах рабочих швов, потому что на 16 метров удержать арматуры в вертикальном положении до залития еще то удовольствие будет

[Ильнур]

Сообщение от Бахил Всё до безобразия смешно, или до смешного безобразно. Короче, прикладываешь единичную силу в оголовке и смотришь на момент в базе: 1. M > 0,9H - смещаемая 2. M < 0,1H - не смещаемая. Ну и 3. - в промежутке.

Момент в базе в тс*м. Н - видимо высота в м. Единичная сила видимо горизонтальная 1 грамм-сила..ньютон...тс.
От 1 тс раскрепленной колонны момент в базе будет близок к 0. Связи рассчитаны под усилия в 10-16 тонн...
А числа 0,1...0,9 сам только что придумал или давно?

[Бахил]

Сообщение от Ильнур А числа 0,1...0,9 сам

Ясен пень! Кто же кроме меня? А то развели тут "ромашку" - "смешная/несмешная"

[Ильнур]

Сообщение от vedinzhener Я так понимаю покрытие у тебя без прогонов, раз на разрезах их не видно

Есть прогоны, 25Б1 С245 через 3 м под Уфимский снег.

если нету экспертизы

Госэкспертиза - питсот тыщ квадратов, бюджет и т.д. Полный крендец.

По поводу ж/б колонн, не пугайся если там 700х700 на такую высоту получаются, даже фахверковые, для ж/б это нормально.

Я не пугаюсь, мне чем толще тем надежнее. Меня беспокоит постреакция людей, когда дело дойдет до смет, найма Подрядчиков и т.д. - а ш такие толстые колонны при таком-то частоколе? Это будет похоже на сооружения на границе израиль-ливан. Кроме того, пока не 700х700 получается, а все 900х900 и более - см. п. 10.2.2. Там нет вариантов - фсем "колоннам зданий" быть 120 и не более.

Заливать такие колонны могут захватками по длине, соответственно надо просто сделать выпуски в местах рабочих швов, потому что на 16 метров удержать арматуры в вертикальном положении до залития еще то удовольствие будет

Все можно. Но все разумно. Речь не о самой технологии отливки, а о разумности ж/б монолита в фахверках, когда есть легкие веселые стальные штучки.
Ну и по связям по СП16 - для данного случая единственное требование -вот это - см. скан. И то если буквально, то у мну НЕТ торцевых ферм! Там балка по фахверковым стойкам (и под постропильные крайние колонны как основные 90х900).
Таким образом, при фермах с "висящим НП" нет требований в СП ставить связи тут/там/здесь и вот еще посередине.

[vedinzhener]

И еще если это ФОК, то надо смотреть сколько там людей находится, если более 500, то надо еще на прогрессирующее смотреть или считать, если нет мероприятий

[Бахил]

Offtop: Странные у тебя вопросы. Если в плоскости связи, то ясно же, что "несмещаемая". Если мене жёсткая (фахверк, этажерка) прикреплена к более жёсткой (основной каркас), то то же. Насчёт "поддаттой" податливой - включай фантазию.

[Ильнур]

Сообщение от Бахил ...Странные у тебя вопросы. Если в плоскости связи, то ясно же, что "несмещаемая". ..

Странные у тебя ответы. Я задал вопрос - см выше п.484 - в СП есть понятия "несмещаемая" и "частично-смещаемая".
Еще раз перечитай вопрос на п.484.
Верха колонн так или иначе раскреплены/перехвачены, они не совершенно свободные. Но верха таки смещаются, в силу упругости элементов - вообще не бывает каркасов, чтобы верхние узлы не смещались. Так ведь? Ну так что такое "несмещаемая" и "частично-смещаемая" опоры?
Во ты говоришь: Если в плоскости связи, то ясно же, что "несмещаемая". Значит если нет связей, то смещаемая, т.е. консоли. Это же как пню ясно. Ну и теперь снова: связи есть - несмещаемая, связей нет - свободная. А что такое "частично-смещаемая"?
Что ты имеешь ввиду под "в плоскости"? Связь в плоскости рамы? Каждого ряда? Так не бывает, это фок, там в волейбол играют. Связи только по крайним рядам. остальны ряды перехвачены через жопу кролю (система ГС).
Но даже если в середину ряда поставить ВС (верт. связь), то фермы гнутся, бошки колонн стягиваются к связевому блоку, и крайние колонны смещают головы до 50 мм. Это - "несмещаемые"?
Вопросы более чем обычные. Простые. Ясные.
Эксперт не должен иметь шансов забраковать схемы.

[mainevent100]

Сообщение от Ильнур можно порешить, что фахверковая стойка является не внецентренно-сжатым элементом, а изгибаемым - тогда максимальная гибкость не 120 по п.10.2.2, а не ограничена? Допустим 200.

Сообщение от Ильнур у мну НЕТ торцевых ферм! Там балка по фахверковым стойкам

ну как-то на изгибаемые тогда не очень похоже )

Сообщение от Ильнур Тут народ монолитить хочет именно на месте за 3 коп и сразу в канары.

вообще плохо себе представляю технологию бетонирования такой колонны. В жилье строители ныть начинают с 5-метровой высоты, надо же опалубку как-то раскрепить.
по-моему, сборняк дешевле должен получаться.

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур см. п. 10.2.2. Там нет вариантов - фсем "колоннам зданий" быть 120 и не более.

Как же нет
10.2.2 Размеры сечений внецентренно сжатых элементов для обеспечения их жесткости следует принимать такими, чтобы их гибкость в любом направлении не превышала:

200 - для железобетонных элементов;
120 - для колонн, являющихся элементами зданий;
90 - для бетонных элементов.

Колонна является элементом здания в твоем случае? таки да является, значит ограничиваем 120 и точка.

Насчет расчётной длины можно и 0,7 принять, т.к. есть системы связей по покрытию, завязанная на вертикальные связи. по аналогии если бы фахверковые колонны были металлические, впрочем у эксперта может быть иное мнение и он скажет что 1,5

----- добавлено через ~1 мин. -----

Сообщение от mainevent100 вообще плохо себе представляю технологию бетонирования такой колонны.

см.пост 497

[tigra-18]

опять все с вопроса темы съехали - что же это такое "ограниченные перемещения" и "ограниченные повороты"? когда они ограниченые, а когда уже нет

Сообщение от mainevent100 В жилье строители ныть начинают с 5-метровой высоты, надо же опалубку как-то раскрепить.

- это потому что они "джамшуты" и на сделке сидят, а если бы на контрактной цене за весь дом, то не ныли бы а нашли способ легко облегчить себе задачу. Имхо, без преднапряженной арматуры, колонны и другие конструкции можно и на площадке лить, горизонтально - гораздо проще, хоть и дольше ждать набора прочности тк не пропаривают, и если сборняк изначально задуман, то и кран соответствующий(одна из проблем строителей) должен быть заложен

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от vedinzhener 120 - для колонн, являющихся элементами зданий;

- имхо, если уж заниматься словоблудием, как эксперт, то фахферк - это не колонны, это консольные балки, и их можно причислить к жб элементам с гибкостью до 200

[vedinzhener]

Сообщение от tigra-18 это консольные балки,

это если не заниматься словоблудием

[tigra-18]

Сообщение от vedinzhener это если не заниматься словоблудием

- так вы схемку нагрузок на него то нарисуйте . Хотя с консольными я погорячился, скорей просто балки

[Ильнур]

Сообщение от vedinzhener Как же нет 10.2.2 Размеры сечений внецентренно сжатых элементов для обеспечения их жесткости следует принимать такими, чтобы их гибкость в любом направлении не превышала: 200 - для железобетонных элементов; 120 - для колонн, являющихся элементами зданий; 90 - для бетонных элементов. Колонна является элементом здания в твоем случае? таки да является, значит ограничиваем 120 и точка.

Я и говорю - НЕТ ВАРИАНТОВ - вся китайская стена должна быть 900х900. Видимо местный говор там и тут различны.
Эксперт именно так и скажет. А так же скажет, что эта колонна таки является внецентренно сжатой - ну хотя бы от собственного веса - вес есть всегда, пока есть гравитация. Тем более если есть несколько тонн от крайнего прогона:

ну как-то на изгибаемые тогда не очень похоже

Насчет расчётной длины можно и 0,7 принять, т.к. есть системы связей по покрытию, завязанная на вертикальные связи

Зная экспертов, 0,7 никак. минимум 1, а лучше на всякий случай 1,5 - "несмещаемость" верхов не всем очевидна (судя по реакции Бахила)

по аналогии если бы фахверковые колонны были металлические

Вот, аналогия хорошая. Но согласен:

у эксперта может быть иное мнение и он скажет что 1,5

Всенепременно скажет. 700х700 считаем норм. Но назначаем 800х800. Лить будет веселее, лить будет лучше.

п. 497

Понятно что захватками - вот именно что как останкинскую башню придется городить. Но это норм, если речь об основных колоннах - их 24 шт. А вот 50 фахверковых....

можно и на площадке лить, горизонтально

Не, так не надо. Лить надо монолитно. Сборняк надо лить на заводе, в ровные жесткие кассеты, с лабконтролем смеси, с пропаркой, в белых халатах и тапочках. А не в -38 на ветру...

фахверк - это не колонны, это консольные балки

Примерно так, принципиально да. Пусть даже немного продольных есть - а в какой балке или плите где их нет? А? Везде есмь! Но не консоль, а защемленная в одном конце и шарнирно-неподвижная на другом. Согласен. Но эксперт - нет. Это как пить дать. Был бы экспертом, я бы тоже боялся своей тени - мало ли какие обкуренные городят тут хрень всякую...

опять все с вопроса темы съехали - что же это такое "ограниченные перемещения" и "ограниченные повороты"? когда они ограниченные, а когда уже нет

Бахил потому что пришел. Подождем когда уйдет, и продолжим.

[tigra-18]

Сообщение от Ильнур Сборняк надо лить на заводе, в ровные жесткие кассеты, с лабконтролем смеси, с пропаркой, в белых халатах и тапочках. А не в -38 на ветру...

- вы вроде пожилой, опытный конструктор, а такие сказки про современные заводы ЖБК верите . У нас, один вроде крупный производитель свай, льет их прям в жестких формах установленных на какой-то открытой асфальтированной(савецким союзом) площадке, и пропаривает под брезентом от какого-то парогенератора. У других заводов, тоже не сильно большие отличия. Да и основные работяги , в основном "джамшуты" одной квалификации, хоть и с разной национальностью

[Ильнур]

Сообщение от tigra-18 - вы вроде пожилой, опытный

,.старый, сморщенный, немощный, страдающей деменцией и т.д.

такие сказки про современные заводы ЖБК верите

Мы не верите, а знаете. Не знаю у вас там что, а нас ЗЖБИ на нужном уровне. Сборняк идеальный, ровный, гладкий, крепкий и т.д. Неквалифицированных обучают и делают квалифицированными, да и не надо там КАКРАЗ особокрутых - все под контролем ОТК, технологов с высшим образованием. А вот на стройплощадке нужны именно всезнающие арматурщики-бетонщики - там кроме замерзшего прораба никого нет.
Это не сказки. Это идея. Принцип.
А вот твоя идея нащот перенести изготовление сборного ж\б на площадки - неверная в принципе. Плиты, сваи, перемычки, ригеля, фермы и прочая-прочая должно изготовляться в СООТВЕТСТВУЮЩИХ условиях. Не надо калхозы устраивать начинать.
И монолит должен литься по своей соответствующей технологии - обученные спецы, хорошая фирменная опалубка, геодезист постоянно, аппараты прогрева, контроль, товарный бетон с серьезного РБЗ или свой РБУ высокотехнологичный, бетононасосы мощные, вибраторы какие надо и т.д.
Давай не отвлекайся, молодой человек - какие горизонтальные колонны на площадке... Тут уже есть кому отвлекать .

опять все с вопроса темы съехали - что же это такое "ограниченные перемещения" и "ограниченные повороты"? когда они ограниченные, а когда уже нет

[mainevent100]

Сообщение от Ильнур Зная экспертов, 0,7 никак. минимум 1, а лучше на всякий случай 1,5 - "несмещаемость" верхов не всем очевидна

расчетная длина колонны, определяемая машинным пространственным расчетом всей системы, к какому варианту ближе?

[Ильнур]

Сообщение от mainevent100 расчетная длина колонны, определяемая машинным пространственным расчетом всей системы, к какому варианту ближе?

Пространственный анализ устойчивости дает завышенные мю, т.к. колонны НЕ ЯВЛЯЮТСЯ наиболее "нагруженными" по устойчивости. Первыми в очереди оказываются связи, опорные раскосы ферм и прочие флагштоки.
Но в первом варианте, когда высота была 11 м, я выделял раму свободную по ряду ферм, и получал мю~2 для основных (было 660х660) и мю=1,5 для краевых (400х400), догружая тонкую до тех пор, пока она не станет причиной потери устойчивости, наравне с основным. Это без учета каких-либо связей. Понятно, что связи уменьшат допустим раза в два. Условно. Поэтому получается мю~1...1,2 для основных толстых и мю=0,7...1 для фахверковых тонких можно считать разумными. Но такие "упражнения" - не рентабельны. Не для проектировщиков это.
Но и это все - оценочные числа. Их любой эксперт может признать "необоснованными" или "частично обоснованными", или "недообоснованными", и повелеть зделать мю=2 везде, повсюду и повсеместно.

[ingt]

Сообщение от Ильнур Но и это все - оценочные числа. Их любой эксперт может признать "необоснованными" или "частично обоснованными", или "недообоснованными", и повелеть зделать мю=2 везде, повсюду и повсеместно.

Как мю обосновывать будете? Или мю=2 примете?

[Бахил]

Offtop:

Сообщение от Ильнур старый, сморщенный, немощный, страдающей деменцией и т.д.

А вот не надо на старости лет в бетон влезать. Тогда и деменции не будет.

[Ильнур]

Сообщение от ingt Как мю обосновывать будете? Или мю=2 примете?

Дык мю=2 для основных будет, и они будут мощными и ж/бетонными.
А фахверк стальной предложил, из 35 Ш1, с распорками вдоль стен. Должны рассмотреть и вручить медаль. Обосновать расчетную длину ж/б элементов не смогут не только лишь некоторые, но и все. Это ПРИНИМАЕМАЯ величина. А для его точного вычисления нужно произвести полноценные нелинейные расчеты без каких-либо расчетных длин. Т.е. расчетная длина нужна, если не делать нелин. Но чтобы иметь расчетную длину, нужен нелин. Это порочный круг, и руки бы поотрывать тем кто понаписал ТАК, что рекомендуемые мю из СП невозможно применить ОДНОЗНАЧНО. Это этническая особенность наша...создать мутную ситуацию. Убил бы.

А вот не надо на старости лет в бетон влезать.

Расчетная длина бетонных колонн от возраста проектировщика зависит незначительно.
Ты уже ушел? Или стоишь там за спиной с формулой?

[ingt]

Сообщение от Ильнур Дык мю=2 для основных будет

Главное чтобы не нашлись представители заказчика и не сказали, что перерасход из-за завышенного мю:

Сообщение от Ильнур такие толстые колонны при таком-то частоколе?

[Ильнур]

Сообщение от ingt Главное чтобы не нашлись представители заказчика и не сказали, что перерасход из-за завышенного мю:

Завышенность мю "нашедшиеся" должны будут не только изо рта "сказать", но и обосновать сказанное, дабы "ответить" за слова. Для того чтобы не было 2, нужно, чтобы была показана "несмещаемость" или "частичная смещаемость". "Несмещаемости не бывает в принципе, а что такое "частичная" и сколько это - не знает никто. В норме не прописан параметр "частичности". На этом сказания заканчиваются, а если очень умный - подпишись за ГИПа и Конструктора сам и прими потоньше и сходи к эксперту со словесными "обоснованиями". Так-то вот, Кореш, спасибо ingt-у сказавший за "главное".
Основные идут 12х30 м при высоте 16 м, это даже для "находящихся сказателей" норм.

такие толстые колонны при таком-то частоколе?

Это ты попутал - это не основные, а фахверковые.
Главное - пройти экспертизу. Остальные могут расслабиться с теориями завышенности/перерасходности проектных решений - это кто такие? Проектировщики? Эксперты? Или где?
Собственно - спортивное сооружение 100х100 априори безсвязевое. Какие связи...как ты собираешься с дистанции 50 м кого-то там "обездвижить"?
Связи там лишь для удержания ферм в рабочей плоскости.

[ingt]

Сообщение от Ильнур Завышенность мю "нашедшиеся" должны будут не только изо рта "сказать", но и обосновать сказанное, дабы "ответить" за слова.

Так-то да. Но могут поставить вопрос ребром: "Обоснуй, что нельзя меньше 2, это твоя работа". Их ведь мутность норм не волнует.

[SetQ]

Похоже, что жёсткость опоры линейным расчётом можно определить только от горизонтальной нагрузки, остаётся провести численный эксперимент - приложить горизонтальную (условную или фактическую) нагрузку и посмотреть, на что будет похоже. В принципе, то же самое, что в п. 496. Но в пространственной схеме надо к каждой колонне нагрузку (одинаковую) приложить.

[Кореш]

Ильнур, Да я с Вами согласен, в нормах нет того, о чем вы говорите. Сам в безсвязевом беру 2, в связевых 1, связи подбираю, чтобы перемещение оголовка уменьшалось в 5 раз со связями относительно без связей, где-то в нормах мк критерий свободности рамы. По уму сту надо разрабатывать. Фахверк да, лучше сталь, раскрепляется основным каркасом

[Ильнур]

Сообщение от SetQ ...численный эксперимент...

Эксперименты в практическом проектировании нерентабельны, да и идея так себе - на устойчивость общее смещение НЕСВОБОДНОГО конца на деле не влияет (не нужно в этом месте приводить ссылку на классическую схему мю с пружинной опорой - там нет сил извне) - продольная сила остается продольно оси колонны. Ведь смещения оголовков колонн в линейном расчете - это не от искривление от сжатия колонны, а обычное смещение от обычных горизонтальных сил извне колонны. От ТАКОГО смещения появляются моменты с максимумом в нижней части. А от выгиба при сжатии моменты ДРУГИЕ (дополнительные). Поэтому нужно считать, что верх колонны или свободна, или там есть кому воспринять горизонтальное усилие, хоть частичное, хоть нечастичное смещение. Понятно, что "частично смещаемая" опора поддастся дополнительно от допвыгиба защемленной внизу колонны, но она же ТАК же будет перехвачена раскреплением...
Таким образом или 2, или 0,7. Никаких 1, 1,2 или 1,5. В колхозе должен быть порядок.

Сообщение от ingt могут поставить вопрос ребром: "Обоснуй, что нельзя меньше 2, это твоя работа"

2 обосновывается путем невозможности обоснования иных худших. 2 - это железобетонная гарантия. Хотя я лично подозреваю, что при наличии ХОТЬ какого раскрепления и 1,5 черезчур - см. выше, а так же ниже - если система связей прочная, то колонна не потеряет устойчивость по другому сценарию, чем по сценарию 0,7.

Сообщение от Кореш Сам в безсвязевом беру 2, в связевых 1,

Это немного не по СП - в связевых не предусмотрено 1, а только лишь 0,7и 1,5. Это конечно удивительно, но факт. Из чего можно делать вывод, что вышесказанное насчет "сценарий или 2, или 0,7" имеет некий смысл. Почему после 0,7 сразу 1,5-то? А где 1 - 1,2 - 1,8? Типа средняя температура по палате?
Оказывается эта тема была с голосованием по вопросу топика - вообще прикол :

[Scoody]

Добрый день.
Обнуляете изгибную жесткость исследуемой колонны.
Прикладываете единичную силу и единичный момент в верхний узел одной колонны в разных загружениях.
Вычисляете изгибную и крутильную жёсткости опор колонны.
По п. 8.2.2 СП294 вычисляете расчетную длину колонны.

[Ильнур]

Сообщение от Scoody Добрый день. Обнуляете изгибную жесткость исследуемой колонны. Прикладываете единичную силу и единичный момент в верхний узел одной колонны в разных загружениях. Вычисляете изгибную и крутильную жёсткости опор колонны. По п. 8.2.2 СП294 вычисляете расчетную длину колонны.

"Таким образом, все очень просто". (С). Исследуем 74 колонны в разных 7-и комбинациях и дело в кармане. Как все оказывается елементарно, чорт побери!
Почему при вычислении упругих мю по Лейтесу Вы предлагаете находить С, прикладывая силу=1 в ЗАГРУЖЕННОЙ системе? (при разных загружениях). Это откуда следует?
К слову - СП294 - про стальные предметы. Так-то Эйлеровы мю можно вычислять в КЭ-программе оптом, выделяя поперечники и догружая недогруженные до "равноустойчивого". Но это все - гемор и томление...нам бы 0,7 и или 1,5...
Таки что такое "частично смещаемая" и "несмещаемая" по СП? Т.е. когда брать 0,7, а когда 1,5? Это про п.8.1.17, в) и г). Вопрос конкретный.

[ingt]

Для консоли мю может быть вовсе не 2? А больше 2 может быть?

[mainevent100]

Сообщение от ingt А больше 2 может быть?

может, если фундамент хиленький.

[Ильнур]

Сообщение от ingt Для консоли мю может быть вовсе не 2? А больше 2 может быть?

Теоретически да - (не только потому что пружина-фундамент слаба) - а потому что "исследумеая" () колонна держит другую более мощнозагруженную. При этом та будет иметь мю<2.
Не нужно в НАЧАЛА уходить.
Нужно лишь растолковать подпункты в) и г) пункта 8.1.17. Как бы слова перевести с научного на русский. Кто-нибудь владеет тут русским?

[Scoody]

Offtop: А, я не посмотрел, кто задаёт вопрос.
Вы не хотите делать свою работу, но чтобы расчетная длина как-то сама получилась?
Раз сверху шарнир, то момент можете не прикладывать, только горизонтальную силу.
Опять с чтением буковок проблемы у вас. В одном загружении прикладываете только одну горизонтальную силу к одной колонне. Вы не так поняли фразу про разные загружения.
Не хотите исследовать все 74 - не исследуйте, вряд-ли они все уникальные у вас.
0,7 - когда опора вообще не смещается (сверху стоит опора по x/y).
1,5 - при определенной горизонтальной жесткости опоры колонны. Конкретное число можно получит по СП294. Он не тол ко про сталь. Это обычный строймех. Эффекты жб учитываются сниженной жесткость в предельном состоянии.

[vedinzhener]

Сообщение от Scoody Конкретное число можно получит по СП294. Он не тол ко про сталь.

мы тута все буквоеды, открываем титул СП и таки что мы видим?
СП 294.1325800.2017



СВОД ПРАВИЛ


КОНСТРУКЦИИ СТАЛЬНЫЕ

[Ильнур]

Сообщение от Scoody А, я не посмотрел, кто задаёт вопрос.

Надо внимательней.

Вы не хотите делать свою работу, но чтобы расчетная длина как-то сама получилась?

Не совсем так - я не хочу каждый раз заниматься "исследованиями" - я не ученый, и мне не платят за трату времени на "исследования", а лишь за проект и инженерное обоснование. И мне не нужно "получать" расчетные длины - в норме они есть готовые, и они допущены к применению. Нужно лишь пояснить, КАК читается этот пункт официально. Чтобы не было разночтений с экспертом.

Раз сверху шарнир, то момент можете не прикладывать, только горизонтальную силу.

Это козе понятно.

Опять с чтением буковок проблемы у вас.

Проблемы у вас с писанием.

Вы не так поняли фразу про разные загружения.

как написано, так и поянл. Примерно та же ситуация и с изложение в СП, и вообще в нормах. Сначала пишут чем попало, а потом "Вы не так поняли".

Не хотите исследовать все 74 - не исследуйте, вряд-ли они все уникальные у вас.

Вот! Они вообще не уникальные, у них все мю=1,5! Такие здания/колонны проектируют ежедневно по 500 штук по РФ, и никто не погружается в научные "исследования".

0,7 - когда опора вообще не смещается (сверху стоит опора по x/y).

Я выше писал, что на практике такого не бывает.

1,5 - при определенной горизонтальной жесткости опоры колонны.

Аут...в СП не написано ТАК - типа 1,5 при ОПРЕДЕЛЕННОЙ (неопределенной!) - что это Вы тут вот час написали? что 1,5 - это когда определено по Лейтесу 1,5? Вам самим не смешно?

Конкретное число можно получит по СП294. Он не тол ко про сталь. Это обычный строймех.

Это я и написал - что это классические формулы Лейтеса.
Короче, по СП ДОПУСКАЕТСЯ принять (не ипаться/вычислять) 1,5 при частичной смещаемости. Т.е. в ЛЮБЫХ случаях, кроме: 1)конец совершенно свободен (флагшток); 2) конец совершенно несмещаемый (в сказке).
Вот о чем я хотел сообщить в итоге.

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур Короче, по СП ДОПУСКАЕТСЯ принять (не ипаться/вычислять) 1,5 при частичной смещаемости. Т.е. в ЛЮБЫХ случаях, кроме: 1)конец совершенно свободен (флагшток); 2) конец совершенно несмещаемый (в сказке). Вот о чем я хотел сообщить в итоге.

Приблизительно так и есть, но здравый смысл говорит что 1 за глаза будет, но мы вынуждены руководствоваться не здравым смыслом, а буквами СП, как правило криво написанными и плохо читаемыми

Скажем так 1,5 будет проще обосновать нежели 2(для экономистов) или 0,7(для эквпердов)

[Нубий-IV]

Сообщение от Scoody СП294. Он не тол ко про сталь. Это обычный строймех.

В расчете ЖБ есть пара дополнительных сложностей по сравнению с металлом. Получить совпадение машинного и ручного счета можно, но с игнорированием формулы из СП, как недостаточно точной (тестовые схемы - в соседней теме, Как правильно пользоваться пунктом 8.1.17 СП63.13330 ). Случись спорить с экспертизой - доказать правильность "правильного по строймеху" решения может и не выйти.

Сообщение от Ильнур Как бы слова перевести с научного на русский

А что тут переводить? "Задача слишком сложна, чтобы вывести формулу, а презренный машинный счет не для ученых мужей, так что разбирайтесь сами". Вон, в расчете трещиностойкости даже формулу корней кубического уравнения не записали, только для квадратного. И в расчете на поперечку минимум функции ax+b/x зажали, как некрасиво длинную. Не говоря уже про момент сопротивления контура при продавливании через единичные толщины. Так что расчетные длины ближайшие сто лет можно смело не ждать .

[vedinzhener]

Из практических расчетов, как правило ж/б колонны считают с коэфциентом м=1, по крайней мере я всегда вижу только так, да и сам такой задаю и вроде все нормально не трещит, не падает и эксперды вроде не бузят по этому поводу, видимо потому что сами не знают что с этим делать

[Scoody]

Сообщение от Нубий-IV В расчете ЖБ есть пара дополнительных сложностей по сравнению с металлом.

Да, я в курсе. В этой теме вы все правильно написали.
Также дело в снижении жесткости конкретной рассматриваемой жб колонны в предельной стадии не только из-за эффектов деформированной схемы, тогда как в металле жесткость снижается только из-за них.
Для доказывания чего-то упрямому эксперту всегда есть физически и геометрически нелинейный расчет с начальными несовершенствами для выделенного элемента схемы. Обычно после этого все замечания снимаются.

[Бахил]

Сообщение от vedinzhener как правило ж/б колонны считают с коэфциентом м=1,

И это правильно, ибо в бетоне формула Эйлера не работает. Максимум м=1,2, если сумрачно.
Offtop: И охота вам длинные посты писать, всё равно их никто не читает?

[Ильнур]

Сообщение от vedinzhener Из практических расчетов, как правило ж/б колонны считают с коэффициентом м=1...

Это если связи нормальные можно устроить. И то эксперт легко покажет - хотя бы на картине перемещений из твоей же записки - что головы смещаются от ПЕРВОНАЧАЛЬНОГО, и конкретно. На 30 мм, на 40 мм, на 60 мм и т.д. И потребует "практического расчетного обоснования", почему не 1,5 по СП, а произвольная 1?
В широкомасштабных многопролетных зданиях с большими пролетами и с подстропильными фермами устроить жесткую систему связей не получается - фермы при изгибе двигают головы колонн (в отличие кстати от балок они не скрыты в КЭ-модели) , и на больших расстояниях эти смещения суммируются, начиная с середины здания, к краям. Что по направлении стропильных ферм, что по направлении подстропильных. Причем если фермы опираются нижними поясами, то здание "расширяется", а если нижними - то "сужается".
Это приводит к тому, что связи, введенные для перехвата голов колонн на ВС по крайним рядам колонн, начинают работать "против" ферм - а это пипец какие усилия в связях...сечения конские...узлы нереальные...приходится разрывать "круг" ГС, чтобы оставить лишь раскрепление ферм из плоскости в их пролете (это как раз вон те "связи по торцам" по СП16). Попытка устроить пару ВС по стене для уменьшения усилий приводит так же к их "замыканию" (начинают бороться друг с другом) и неимоверному перерасходу стали. Дорогущей, огне-нестойкой ржавеющей стали! Даешь дешевые бетонные столпы с мю=2. И минимум связиков.
И тогда "как правило" уже никак не мю=1, а ровно 2. Как бы колонны мощные - связей-то и нет.
Мю=1, (вернее по СП 1,5) - это для обычных связевых систем.
Раньше в СНиП фигурировал мю=1,2.

Сообщение от Бахил ...И охота вам длинные посты писать...

Дык мы не знаем формул, приходится буквами пояснять.
А чем не нравится 1,5? Вполне демократичный коэффициент...

[Бахил]

Сообщение от Ильнур Дык мы не знаем формул

Какие в бетоне "формулы"? Нет там никаких формул.Offtop: С дуба рухнул?

Сообщение от Ильнур А чем не нравится 1,5?

Я больше скажу: мне и 1,2 не нравится.

[Ильнур]

Сообщение от Бахил Какие в бетоне "формулы"?

Тем более. Вот и пишем словами, длинно. Формул вообще нет оказывается...а мы думали просто не знаем.

Я больше скажу: мне и 1,2 не нравится.

А мю=1 значит нравится сил нету? Для например просто поперечника однопролетного здания длиной 60 м. Два столба и ферма на шарнирах. У тебя и тогда мю=1?
А если в кровлю ввести продольную систему связей и в торцах поставить вертикальные связи, то для колонн в середине здания сразу мю<1,2?

[Бахил]

можешь и 2 брать - мне всё равно.

[Ильнур]

Сообщение от Бахил можешь и 2 брать - мне всё равно.

Ну вот весь ты. Чего тут болтался...

[vedinzhener]

.

Сообщение от Ильнур А если в кровлю ввести продольную систему связей и в торцах поставить вертикальные связи, то для колонн в середине здания сразу мю<1,2?

Да блин никто не знает сколько вешать в граммах ввиду отсутствия информации , если ж/б здание полностью, не очень большие пролеты скажем до 7,2м(взял с головы) полностью монолитное, есть диафрагмы жесткости, берем 1 и не прогадаем зуб даю, в твоем случае 1,5(для эекспреда по-моему повторяюсь), но если возьмешь 1 тоже не прогадаешь усе будет стоять, также зуб даю Добавлено но ограничь гибкостью в 120.Еще раз добавлено берем нагрузку на колонну из расчетной схемы и тупо задаем ее в Абат и смотри что там проходит и как , все остальное будет словоблудие

[Ильнур]

Сообщение от vedinzhener ...если ж/б здание полностью, не очень большие пролеты скажем до 7,2м(взял с головы) полностью монолитное, есть диафрагмы жесткости, берем 1

Ну, это вообще не вопрос, там размер колонн и без того относительно "толстый". Там как бы конструктивные требования по СП автоматом перекрываются. Тем более многоэтажки-монолитки всяко делаются с ядрами/пилонами/простенками...там никто никуда не торопится оттопыриться.

в твоем случае 1,5(для эекспреда по-моему повторяюсь)

Это если иметь норм-связи. А если нет - конечно 2!

но если возьмешь 1

...то получу камыш 450х450 высотой 16 м. Все будут смеяться. Бахил дольше всех.

ограничь гибкостью в 120.

Это мы уже сговорились ранее, постами выше. В СП63 просто нет иных вариантов, если колонна - колонна здания.

берем нагрузку на колонну из расчетной схемы и тупо задаем ее в Абат

Ну, это уже третий вопрос - можно и в постпроцессорах оптом все проверить, там та же метода из СП.
Вопрос лишь в МИНИМАЛЬНЫХ сечениях колонн. Чтобы экспертиза не посчитала их тоньше, чем велит СП63. А эти МИНИМАЛЬНЫЕ сечения прямо пропорционально зависят от расчетной длины. Поэтому разница между 0,7-1-1,2-1,5-2 огромна.
Кроме того, для квадратных колонн минимальный % армирования 0,5%, и при переделке после экспертизы в слабонагруженных колоннах увеличится еще и арматура.
В-общем, свободная консоль - 2, а если этой же консоли ограничить свободу поверху связями, то 1,5. Никаких 1,2 или 1 - эти числа на практике не обосновать (см. как упражнялся Нубий в 2020 г https://forum.dwg.ru/showthread.php?t=157882).
И тем более 0,7 - абсолютная несмещаемость на практике просто нереализуема.

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур В-общем, свободная консоль - 2, а если этой же консоли ограничить свободу поверху связями, то 1,5. Никаких 1,2 или 1 - эти числа на практике не обосновать (см. как упражнялся Нубий в 2020 г https://forum.dwg.ru/showthread.php?t=157882). И тем более 0,7 - абсолютная несмещаемость на практике просто нереализуема.

Ты ответил на свой вопрос, берешь 1,5 сечение 700х700 и все довольны, вроде так? всяко-разно у тебя не консоль

[nick.klochkov]

Сообщение от vedinzhener берешь 1,5 сечение 700х700 и все довольны, вроде так?

что не так?
можете обосновать обратное?)
и при чем тут, в данном случае, размеры сечения

[Ильнур]

Сообщение от vedinzhener Ты ответил на свой вопрос, берешь 1,5 сечение 700х700 и все довольны, вроде так? всяко-разно у тебя не консоль

Это при условии, что я смогу организовать полноценную связевую систему. Но с этим проблемы из-за огромных усилия, размеры здания велики.
Таим образом, если придется разорвать систему связей и не обеспечить полную связь основных колонн с ВС, то придется взять 90х90 для основных.
Фахверковые хорошо проходят при 500х500 (мю~1), и даже по стоимости они на 30% дешевле стальных 40Ш1 с распорками. Но тут как бы эксперт не заставил 700х700 сделать (мю=1,5).

Сообщение от nick.klochkov при чем тут, в данном случае, размеры сечения

В любом случае размеры притом, что i=sqrt(((а^4)/12)/(а^2)), i=Lo/лямбда, лямда=120, Lo=мю*Lфиз. Здесь а - сторона квадратной колонны.
А раз в СП есть ограничения на мю и лямда, то размер сечения колонны должен быть НЕ МЕНЕЕ чего-то, а именно а>3,464*Lфиз*мю/лямда.
Эксперты в первую очередь смотрят размер сечения, потом минимальное армирование, т.е. простые истины. Ибо несоблюдение элементарных требований СП есть прямое показание к отрицательному Заключению, нет смысла дальше ковырять силовые расчеты...
К слову, в данном случае минимальный 0,5%.

[SetQ]

Ради интереса: на каркасное здание отдельно от всех загружений действует только ветер на продольную (или поперечную) сторону здания; какое будет смещение (для основных колонн и для колонн фахверка) 1) верха колонны и 2) точки в середине колонны?

[mainevent100]

Сообщение от Ильнур Это при условии, что я смогу организовать полноценную связевую систему

вот сам ведь придумал вертикальные связи по торцам и продольную в покрытии и сидишь теперь гадаешь, какой коэффициентик для колонн взять
попроще надо, как в учебниках - без связей и мю=2,0 без вопросов и головной боли.
некогда ноу-хау выдумывать ))

[nick.klochkov]

Сообщение от Ильнур В любом случае размеры притом ...

пардон, поручик)
мы "пляшем" не от сечения, а от "мю", а потом уж подгоняем сечение
так что, в данном случае, сечение вторично
спасибо за формулы)

[ltnchik1405]

Сообщение от Ильнур Проектируются колонны одноэтажного большепролетного сооружения типа фок. Физическая высота колонн 16 м.

Что нибудь типовое (СЕРИЯ 1.424.1-9 КОЛОННЫ ВЫСОТОЙ 15,6; 16,8 И 18,0 М), двухветвевое? Что такое фок?

[vedinzhener]

Сообщение от ltnchik1405 Что такое фок?

физкультурно-оздоровительный комплекс

[Ильнур]

Сообщение от SetQ Ради интереса: на каркасное здание отдельно от всех загружений действует только ветер на продольную (или поперечную) сторону здания; какое будет смещение (для основных колонн и для колонн фахверка) 1) верха колонны и 2) точки в середине колонны?

Ну, ветер гнет скажем ТАК же по полпараболе, как и положено. Но ут есть нюанс - еще до ветра колонны изогнуты стяжкой ферм. Ферма гнется и пояс сокращается (в случае с опиранием фермы на огловок верхним поясом (например молодеяно), и к средним колоннам подсобирает крайние. В середине 0, далее 20 мм,далее 40 мм, и т.д. - образно. И вот потом дует ветер, и получается с наветренной сороны колонны догибаются, а с подветеренной - ВЫПРЯМЛЯЮТСЯ!

Сообщение от mainevent100 ...вот сам ведь придумал вертикальные связи по торцам и продольную в покрытии

Блин - в который раз говорю - эти ГС не придуманы мной ради забавы - это НУЖНО фермы удерживать - их ВП точнее - как стропильных (24 м ли 30 м - по свежей компоновке), так и подстропильных - 12 м. Их кто Пушкин будет в плоскости держать?
Но пока эти ГС рвутся от неимоверных внутренних распрей - писал выше отчего и как...

Сообщение от nick.klochkov пардон, поручик)

Извольте, корнет.

мы "пляшем" не от сечения, а от "мю", а потом уж подгоняем сечение

А ты не читал пост внимательно? А мы что делаем? Подгон сечения какраз пляшет от мю и ПГ

сечение вторично

В данном случае сечение ПЕРВИЧНО: нельзя менее делать и баста. С этого минимального размера в проекте далее ВСЕ пляшет. И минимальное армирование, и шаг поперечных и далее по цепочке. Это для малонагруженных колонн скажем перерасход просто.
Высоконагруженные - да, там хоть 1мх1м делай, все в пользу. Бетон дармовой образно....

спасибо за формулы

Это разве форулы? Вот у Бахила формулы так формулы - хоть стой хоть падай. От потери устойчивости
[quote=ltnchik1405]Что нибудь типовое... двухветвевое?[quote]. Это ошибочный путь. Во-первых, серии все ровно нужно пересчитывать по новым СП, а при этом в современных прогах проявляется много чего, что было УПРОЩЕНО/ПРОИГНОРИРОВАНО на ватманах...да и многие требования изменены существенно. Серии хороши для начальной ориентации в схемах, принципах, в деталях узлов и т.д. И все.
Ну и в данном случае сквозные колонны не нужны - колонны работают в обоих направлениях практически одинаково, да и нагрузки обычные, квадрат 0,9х0,9 всех устроит. Простая опалубка, ритмичное армирование - до обеда начинаешь ставить опалубку, а после завтра уже распалубливаешь готовые колонны. Т.е. если работать в выходные, то в понедельник начальник приезжает - а фок уже почти готов.
Шутки шутками, но простота вещей рождает дешевизну СМР. И наоборот...
Вот пока вариант №7, еще не просчитанный в 3D.

[ltnchik1405]

Сообщение от Ильнур УПРОЩЕНО/ПРОИГНОРИРОВАНО

Но ведь стоят же!

[mainevent100]

Сообщение от Ильнур Вот пока вариант №7

900х900 основные и 500х500 фахверк - красиво будет
ну разве что заменить фахверк на металл. Все равно ж к бетону швеллер бы не помешало прицепить для крепления сэндвича...?

Сообщение от Ильнур в который раз говорю - эти ГС не придуманы мной ради забавы - это НУЖНО фермы удерживать - их ВП точнее

букв много, через одну читаю, как Бахил

Сообщение от Бахил И охота вам длинные посты писать, всё равно их никто не читает?

[Бахил]

Сообщение от Ильнур (например молодеяно)

Так у тебя ещё и фермы "молодечно"? Блеск, бери 3 и не парься.
Кстати, молодечно колонны не "гнут". (сам удивляюсь)

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от Ильнур эти ГС не придуманы мной ради забавы - это НУЖНО фермы удерживать - их ВП

Правильно! Причём тут колонны? Колонны они не спасут. Короче делаем двухветвевые колонны.

[SetQ]

Античный ФОК (сейчас так не делают).

[Ильнур]

Сообщение от ltnchik1405 Но ведь стоят же!

Само собой стоят, если бы все, что напроектировано неправильно, рушилось бы, мы бы жили в руинах. И податливость узлов, и запасы как по материалу так и по нагрузкам, податливость опор, и много-много всяких явлений и эффектов работают в пользу сооружения.

Сообщение от mainevent100 900х900 основные и 500х500 фахверк - красиво будет

500х500 сильно хотел, но не посмел. В СП нет 1. Есть только 1,5. Иное обосновывать - нервы и время понапрасну тратить, объект крупный, ору будет много. Так бы да - поизящнее можно было бы.

Сообщение от SetQ Античный ФОК

Вот когда одним пролетом - вообще нет проблем. Все по строймеху...
Окончательно (я так думаю) - см. скан. Перемещения от расчетных.
Там еще низкая часть есть, двухэтажно-двухсветовая ..

[ingt]

1. Я бы связей добавил.
2. Обжатие влияет? Нет?
3. Эксперты по торцам не обяжут ГС поставить?

[Ильнур]

Сообщение от ingt Я бы связей добавил. Обжатие влияет? Нет? Эксперты по торцам не обяжут ГС поставить?

Уже писал выше:
1. "Добавление" масла в кашу в целом идея старая и добрая, но в данном случае приводит к перегрузу системы ГС - выше писал, что если устроить ГС по всему периметру, КАК привыкли видеть в учебниках и сериях, то усилия в ГС доходят до 40..50 тс - это нереально обеспечить... прогоны как распорки тоже получают 20-30 тонн продольной, и ввод автономных распорок не поможет - распорки так же напрягутся на 30 тс. Ну сложно удержать межмолекулярные силы.
2. Обжатие обязательно влияет, и даже устройство фторопластово-графитовых скользящих опор - связи же цепляются за пояса.
3. Не обяжут - выше писал же - если читать пункты СП16 в главе "Связи", то окажется, что НЕТ там такого требования при опирании ферм верхними поясами. Вообще смысл требований СП там не чтобы "иметь по торцам", как это читается если не вникать, а в том, чтобы УДЕРЖИВАТЬ плоские фермы в их плоскости. Всуе связи не суют...
4. От себя: большие в обоих направлениях пролеты разумно перекрывать структурами. Накрыть все одной большой структурой, как говорится .

[ingt]

Сообщение от Ильнур Всуе связи

Так не получится?

[SetQ]

Сообщение от Ильнур Окончательно (я так думаю) - см. скан. Перемещения от расчетных.

По форме деформаций видно, что колонна здесь - консоль, мю=2, никаких сомнений; для другого сечения колонны и других связей могло быть и по-другому. А "ветер слева" - это один только ветер, или вместе с постоянными?

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур 2. Обжатие обязательно влияет, и даже устройство фторопластово-графитовых скользящих опор - связи же цепляются за пояса.

Ильнур из личной практики ты когда-нибудь видел что-бы связь порвало из-за обжатия поясов? влияет конечно, но все-таки за счет податливости болтового соединения не так как в программе. Есть еще нюанс СП допускает обжатие не учитывать, значит вс СП жуткий косяк? значит усе пропало шеф , кто не учитывал? Здесь еще палка о двух концах, раз мы учли обжатие в связях, то часть усилия снялась на связи с поясов фермы, а это будет по факту или нет? впрочем это скорее вопросы другой темы

[Ильнур]

Сообщение от ingt Так не получится?

Нет - даже введение одной связи в разрыве в середине тут же вызывает локальный коллапс - усилия подскакивают так что прогоны трещат...10-15 вариантов связей перебрал...против лома нет приема.
Это вот "обжатие" оно есть и конкретно - колонны даже от постоянных уже наклоняются как ивы, а уж со снегом...ветер только чуть-чуть добавляет.

А "ветер слева" - это один только ветер, или вместе с постоянными?

С постоянными и со снегом (снег расчетный 350), ветер не решающий фактор.

По форме деформаций видно, что колонна здесь - консоль, мю=2, никаких сомнений;

Форма эта не от сжатия. А от СТЯЖКИ фермами. К слову, в другом направлении подстропильные - то же самое. Зря не сомневаетесь в 2 - даже если флагшток наклонными связями пришить к земле, то ОТ ВЕТРА форма будет такой же. Это не те формы. Это просто начальное смещение с точки зрения расчета на устойчивость.
Судить о податливости голов можно лишь по величине деформация/усилие. Если убрать ГС, то для основных колонн деформации увеличиваются на примерно 30%. Т.е. основные таки перехвачены. Но мю принят 2, не жалко, таких всего 8 колонн.
Для колонн по периметру Мю=1,5, потому что их дохрена, и для них жалко. Не шухры-мухры связи, они работают - деформации без ГС больше, чем с ГС. Еще работает весь профнастил - там его 50 тонн, и винтов мельярд. Все это работает априори, по причине своего присутствия.

для другого сечения колонны и других связей могло быть и по-другому.

Колонны хоть сколько не утолщай, они не смогут ошутимо "оттянуть" фермы, считай что это струна (ВП).
Связи - то же самое, но там хоть какие-то ощутимые результаты будут. Нельзя бороться с обжатием. Можно только скользящие опоры устроить. Была мысль на пластинчатых шарнирах фермы крепить к голове...но это уже перебор, это сложно. Исполнят не так...

[SergeyKonstr]

Сообщение от SetQ По форме деформаций видно, что колонна здесь - консоль, мю=2, никаких сомнений;

Offtop: Как бы да, но не хотят. Если фундаменты под колонны отдельные и не на слабодеформированных грунтах (Е менее 50 МПа) я считал бы с двоечкой на и податливостью фундаментов.

[ingt]

Сообщение от Ильнур усилия подскакивают

А раскрепление пояса ферм обеспечивается без указанных дополнительных раскосов? Или расч. длина из плоскости на две панели фермы?

[Ильнур]

Сообщение от ingt А раскрепление пояса ферм обеспечивается без указанных дополнительных раскосов? Или расч. длина из плоскости на две панели фермы?

Да, само собой две длины. Это без проблем - ВП такой мощный нужен по усилиям, что само собой жестко получается. Даже прямоугольная труба.
К слову - по "форме" деформаций без ветра видно, что колонны вперлись друг друга, и не могут терять устойчивость иначе, чем "падая" друг на друга. Как бы задана начальная погибь в организованном порядке. Итого мю=0,7
Но ветер все портит...
Для проверок случайный эксценриситет введен 100 мм. Что увеличило арматуру с 22 до 25, и расход возрос на 30%. Чем дальше, тем гуще...

[vedinzhener]

Ильнур я тут прикинул твою горизонтальную связь(только на растяжение) на 50т, у меня 125х8 с небольшим перегрузом в 4% проходит, думаю можно пренебречь, а если принять С345, то вполне себе 100х8 проходит, можно 100х7 с перегрузом в 5% вполне себе удобовариваемые сечения мне кажется, зато расстановка связей удовлетворит всех и вся

[Ильнур]

Сообщение от vedinzhener прикинул твою горизонтальную связь(только на растяжение) на 50т, у меня 125х8

Так там и сжатие, и прогон тоже в т.ч. И пояса ферм...

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур Так там и сжатие, и прогон тоже в т.ч. И пояса ферм...

15.4.12 При применении крестовой решетки связей покрытий, за исключением уникальных зданий и сооружений, расчет производится по условной схеме в предположении, что раскосы решетки связей воспринимают только растягивающие усилия.

Ильнур ты же сам это знаешь, у тебя же явно не уникальное здание, да и в любой серии такие связи только на растяжение работают. Правда при нагрузках в 50т, раз мы таки решили что это учитываем, видимо только на монтажной сварке оные крепить

[Ильнур]

Сообщение от vedinzhener 15.4.12 При применении крестовой решетки связей покрытий, за исключением уникальных зданий и сооружений, расчет производится по условной схеме в предположении, что раскосы решетки связей воспринимают только растягивающие усилия.

И КАК на практике ты предлагаешь ВЫКЛЮЧАТЬ сжатые? Это гемор неимоверный, с нелином кривым...да и толку - все усилие перейдет на растянутую...двойной расход.

ты же сам это знаешь, у тебя же явно не уникальное здание, да и в любой серии такие связи только на растяжение работают

Я-то много чего знаю...больше забыл чем знал. Но это все было допустимо на ватмане. Нынче на "понятиях" экспертизу не пройдешь.

Правда при нагрузках в 50т, раз мы таки решили что это учитываем, видимо только на монтажной сварке оные крепить

Вот именно..50 тон это вес тяжелого танка. Это пипец какой-то...
Ладно, раз публике хочется связей по периметру, то изобрел систему типа "ниппель", где нет сжатых. Как говорил Л. Утесов, песня написана с учетом исполнителя. Т.е. с учетом именно этого каркаса. Теперь все как у Малевича, оквадрачено. Пришлось два ряда прогонов усилить, и два ряда торцевых балок тоже усилить - сечения больше. Но сами ГС труба 140х4 - усилия снизились до 32 тонн максимум. Это уже средний танк. Так же усилились ВС. Бюджету это обойдется в +40 тонн проката с работой. Т.е. 7-8 млн рупий я только что зарыл в землю.
Теперь по методу Scoody (п.523) мю колонн 1,25. Я таки вытащил палец из ноздри и усиленно поработал. Надо сказать, что этот метод любопытный - к любой свободной консоли можно приложить единичку и поиметь некую отпорность С, хотя там нет никакой пружинной опоры. Т.е. как бы Мю будет зависеть от пружинистости САМОГО стержня, а не только опоры. Т.е. если некая консоль имеет мю=2, то утолщив его и для проформы создав упор с пружиной примерно 0, мы поимеем мю=1,5 (допустим). Прикольно, да...

[vedinzhener]

Ильнур опять тебя огорчу надо еще связей добавить вдоль подстропильных ферм

При наличии подстропильных ферм в однопролетных покрытиях без прогонов и многопролетных покрытиях, расположенных в одном уровне, необходимо устройство продольных горизонтальных связей в плоскости верхних поясов ферм в одной из крайних панелей ферм.

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от Ильнур Но сами ГС труба 140х4 - усилия снизились до 32 тонн максимум

дык опять походу сварка монтажная будет для крепления

----- добавлено через ~5 мин. -----

Сообщение от Ильнур Это гемор неимоверный, с нелином кривым..

есть такое, не знаю как в Скаде в Старке делал, добивался чтобы в сжатых усилия всегда 0, остальные растянуты.

----- добавлено через ~6 мин. -----

Сообщение от Ильнур да и толку - все усилие перейдет на растянутую...двойной расход.

надо считать

----- добавлено через ~17 мин. -----

Сообщение от Ильнур Но сами ГС труба 140х4 - усилия снизились до 32 тонн максимум.

Какую рассчетную длину связи принял из плоскости кровли? (если считать, что прогон ГС не раскрепляет), то на устойчивость не проходит связь

[Denbad]

Задай ЖБ колоннам шарнирное опирание на фундаменты и посмотри на сколько изменятся горизонтальные перемещения покрытия. Если не поменяются, значит связи и крыша диск закреплённый, и мю соответствующее. Если крыша сильно в сторону уйдет, значит колонны ближе к консолям. Ну и на последок, при заделанных колоннах убери вертикальные связи и посмотри перемещения, может оно и без них, что с ними. Тогда надо либо связи мощнее, либо мю=2.

[Кореш]

Задай ЖБ колоннам шарнирное опирание на фундаменты и посмотри на сколько изменятся горизонтальные перемещения покрытия. Если не поменяются, значит связи и крыша диск закреплённый, и мю соответствующее. Если крыша сильно в сторону уйдет, значит колонны ближе к консолям. Ну и на последок, при заделанных колоннах убери вертикальные связи и посмотри перемещения, может оно и без них, что с ними. Тогда надо либо связи мощнее, либо мю=2.

Можно на п. 4.2.4 СП 16...2011 ориентироваться, там про несвободные рамы и в 5 раз. Надо же, в СП 17 года убрали...

[Ильнур]

Сообщение от vedinzhener ...надо еще связей добавить вдоль подстропильных ферм

Не надо "еще" и "еще" связей - всего достаточно, анализ устойчивости показывает достаточную надежность, нефиг сувать ВСУЕ еще, еще и еще. Меру надо знать. Не надо проектировать по принципу " а це под помидоры".

необходимо устройство продольных горизонтальных связей в плоскости верхних поясов ферм в одной из крайних панелей ферм.

Непонятное требование зачем откуда с какой целью. Так можно всю кровлю крестами накрыть и все. Получится полная структура. Тогда норм будет? Или тада уже по вертикали сбоку надо будет начать добавлять еще и еще?

дык опять походу сварка монтажная будет для крепления

Нет, нужна високая заводская готовность, будут ВП-болты и прочие фишки.

есть такое, не знаю как в Скаде в Старке делал, добивался чтобы в сжатых усилия всегда 0, остальные растянуты.

Да никто такой хренью не занимается...

надо считать

77 раз считал, в 78-й в лом. Против лома нет приема. Все хуже и хуже только. Это как подлодка - если начала опускаться помалу, то с каждым мм будет тонуть все мощнее и мощнее.

Какую рассчетную длину связи принял из плоскости кровли?

Разумеется всю длину. Она не разбита не две части.

(если считать, что прогон ГС не раскрепляет), то на устойчивость не проходит связь

Проходит. Зеленый цвет - означает прошла проверку. Как ты можешь говорить дистанционно, что кто-то не проходит, зная только сечение?
Проверки перепроверены, все корректно и т.д.
Переходя к завершению, вспомнил:

И еще если это ФОК, то надо смотреть сколько там людей находится, если более 500, то надо еще на прогрессирующее смотреть или считать, если нет мероприятий

ГИПа спрашиваю - случайно челиков не более 500? Он радостно: конечно больше.
Все начинается сначала. Как можно 200 тонн державшую колонну в центре зала убрать, и чтобы никто не упал? Полкрыши упадет, если даже преднапряженных тросов с руку натянуть...На прогонах/связях не повиснет...
Спаренные колонны надо поставить, одну спилили, другая держит.
Или спецмероприятий предусмотреть - пулеметные вышки по углам, чтобы не подходили даже. Хотя высокоточная в форточку может влететь...
Если стадион на 501 чел в виде одностоечного грибка запроектировать - как его "посчитать" на прогрессирующее? Без ноги сложно будет не обрушиться.

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур Как ты можешь говорить дистанционно, что кто-то не проходит, зная только сечение?

знаю

Сообщение от Ильнур Но сами ГС труба 140х4 - усилия снизились до 32 тонн максимум.

как понимаю расчетная длина 8,5метров, если колонны 6х6, может у тебя только растяжение,тогда пройдет конечно

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от Ильнур ГИПа спрашиваю - случайно челиков не более 500? Он радостно: конечно больше.

а вот тут веселье пошло, короче вот она и структура везде где можно вертикальные связи между фермами+обвязочные балки фермы по контуру, как то так Как то делал такое для ФОК вроде прошло, правда у меня однопролетный зал был(но ферма 36метров), признаюсь сам не считал некогда было, на конструировании плотно сидел, но у экспертов вопросов не было к расчету и благодаря этим элементам что я понаставил(вертикальные связи+обвязочные фермы)

----- добавлено через ~14 мин. -----

Сообщение от Ильнур Как можно 200 тонн державшую колонну в центре зала убрать, и чтобы никто не упал?

на прогрессирующие вроде считаем от нормативных длительных, так что не все так печально, но уточни

[Ильнур]

Сообщение от vedinzhener как понимаю расчетная длина 8,5метров, если колонны 6х6,

8,9 ибо сетка 6х6,6 (арху бы руки и ноги заодно пооторвать)

может у тебя только растяжение,тогда пройдет конечно

Так я сказал же - максимумы - только растяжение. Я жизнь положил практически чтобы такую систему родить... И не 32 уже, а около 20.

а вот тут веселье пошло,

...и что характерно, мой ГИП по этому фок ничтоже сумняшеся отреагировал - в тот раз тоже вроде надо было, но не потребовали! В тот раз был придорожный комплекс КИРПИЧНЫЙ!!! ..в 4 этажа...и экспертиза была частная карманная...

на прогрессирующие вроде считаем от нормативных длительных, так что не все так печально, но уточни

Я такое уже делал, и знаю, что это муть еще та. От нормативных длительных - это хорошо, но уже от соб. веса все падает... Насчет печали - я уже 97 вариантов пересчитал и три даже в графике прочертил, а гешефт все дальше. Как не печалиться? Главное - все хуже и хуже по геометрической. еще предъявят <5,8 мм приведенной - есть такие в решетке и в ГС...
Так весело давно не было.

[mainevent100]

Сообщение от Ильнур Как можно 200 тонн державшую колонну в центре зала убрать, и чтобы никто не упал?

аналог подстропильной фермы по продольным рядам колонн, которая не должна дать упасть фермам при исключении любой колонны (в том числе крайней). 200 т - расчетная. нормативная длительная будет раза в 2 поменьше.

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур еще предъявят <5,8 мм приведенной - есть такие в решетке и в ГС...

Конструкционная защита, в подобных объектах это сплошь и рядом, все в фальге обмотано

[Scoody]

Сообщение от Ильнур Т.е. как бы Мю будет зависеть от пружинистости САМОГО стержня, а не только опоры

Я же вам много раз в разных темах говорил - у вас проблема с чтением буковок.
Изгибную жесткость исследуемой колонны нужно занулять. Чтобы получить именно жесткость опор колонны. Жесткость самой колонны при этом не влияет на величину перемещения тк она равна 0.

[Ильнур]

Сообщение от mainevent100 аналог подстропильной фермы ....нормативная длительная будет раза в 2 поменьше.

Ну 100 тонн это намного легче уже..после 200-то. Один местный спец говорит, что если там где подстропильные фермы, ВС меж колоннами (шаг 13,2м) ввести, то возможно расчет на обрушение пройдет. Он собаку съел на обрушающих.

все в фальге

Я же вам много раз в разных темах говорил - у вас проблема с чтением буковок. Изгибную жесткость исследуемой колонны нужно занулять.

Да, и вправду вот на том посту об обнулении написано. Но как-то мелко и незаметно. За всеми контроль нужен.

[mainevent100]

Сообщение от Ильнур 100 тонн это намного легче

конечно, 100 тонн на пролете 12 м - сущие пустяки ))
раз колонны в монолите, предлагаю вместо подстропильных ферм Offtop: (или вертикальных связей, по местному спецу, питающегося собаками) сделать монолитные балки-стенки высотой метра 1,5 (где-то там под потолком)..
изящно же?

Сообщение от Ильнур Никаких 1,2 или 1 - эти числа на практике не обосновать

Offtop: интересно, что некий Ильнур в голосовании тыкнул за вариант мю=1 ) правда я в вопросе ТС 10-летней давности не разбирался, может, там что-то другое.

[vedinzhener]

Сообщение от mainevent100 конечно, 100 тонн на пролете 12 м - сущие пустяки )) раз колонны в монолите, предлагаю вместо подстропильных ферм Offtop: (или вертикальных связей, по местному спецу, питающегося собаками) сделать монолитные балки-стенки высотой метра 1,5 (где-то там под потолком).. изящно же?

По контуру да изящно это когда крайние колонны обрушаются, а когда средняя колонна вылетела, что делать будем, там уже 24метра получается как бы? а когда один из элементов фермы(подстропильной фермы, тогда уж их заменить на бакли -стенки, гулять так гулять ) удалился самостоятельно?

Offtop: надеюсь про спеца и собаку это не про меня? впрочем если про меня то не только мясо собаки, но и кости обглодал , шучу один раз с ПО сталкивался при госэкспертизе

Говорю же веселье только начинается у потенциально дотошного эксперта будет к чему в расчете до колупаться мягко так скажем мне тогда повезло, его устроило выключение угловой и крайней колонны, средних как бы не было при одном пролете

[mainevent100]

Сообщение от vedinzhener надеюсь про спеца и собаку это не про меня?

я про это (не со зла ):

Сообщение от Ильнур Один местный спец говорит, что если там где подстропильные фермы, ВС меж колоннами (шаг 13,2м) ввести, то возможно расчет на обрушение пройдет. Он собаку съел на обрушающих.

Сообщение от vedinzhener а когда средняя колонна вылетела, что делать будем, там уже 24метра получается как бы?

я думал, колонны с шагом 6 метров. если 12, то действительно проблемно, нужны очень-очень большие балки-стенки - увеличиваем высоту с 1,5 м до 4,0

[vedinzhener]

Сообщение от mainevent100 я про это (не со зла ):

у меня нормальное чувство юмора, я не в обиде

[Ильнур]

Сообщение от mainevent100 ...интересно, что некий Ильнур в голосовании тыкнул за вариант мю=1...

Это было скорее по конкретному делу.

я думал, колонны с шагом 6 метров. если 12, то действительно проблемно

Да пипец 200%.
Завтра будем ломать заказчика на шаг 6,6 м вместо подстропильных. По идее это три зала по 66х30 м...три огромных поля. Это таки не стадион.
А челиков по расчету 800 шт.

[Ильнур]

Сообщение от Ильнур и вправду вот на том посту об обнулении написано. Но ...За всеми контроль нужен...

Т.к. в душе остался какой-то осадок, я таки поковырялся в этом методе. Метод-то хромает:

[Бахил]

Offtop: Во неугомонные... Какие-то ущербные методы придумали.
Это же бетон. А вы пытаетесь стальные методы на него распространить.
Бери 1,5 и не парься.

[vedinzhener]

Сообщение от Бахил Бери 1,5 и не парься.

Так не путай нас-это не наш путь и вообще нормальные герои всегда идут в обход

[Ильнур]

Сообщение от Бахил ...Это же бетон...

Метода универсальна как бы. Представь что не бетон. Голимая сталь. колонны стал, пол чугунный Тогда метода корректна? Ты согласен, что метода в принципе не стыкуется со строймехом? Схема с пружинной опорой отдельного стержня не может быть применена к стержню в системе, т.к. природа пружины иная - это изгибные отпорности других стержней - это как бы кража их мощности, рассчитанной на их устойчивость. "Исследуемый" стержень получается ДЕРЖИТСЯ за другие колонны, а не должна, если там нет запасов. Вернее, отбирая у них мощь для "исследуемого", нужно уже повысить их мю. И если у них не было запаса, то они крякнут, пытаясь помочь вот этому...
Короче, понятно что не работает эта метода корректно.

Бери 1,5 и не парься.

Для которых? Там разные колонны.
Насчет париться - если 1,5, то запаришься с экспертизой. Вот возьмет эксперт "методу" вон ту, и получится у него 1,64. Не та ситуация, чтобы экспериментировать лихо...работа объемная.

[Бахил]

Сообщение от Ильнур Голимая сталь. колонны стал, пол чугунный Тогда метода корректна?

Да.

Сообщение от Ильнур "Исследуемый" стержень получается ДЕРЖИТСЯ за другие колонны, а не должна, если там нет запасов.

Для стали да, для бетона не очень.

Сообщение от Ильнур запаришься с экспертизой.

А ты как хотел?
2 -для средних, 1,5 - для крайних и 1 для фахверка.

----- добавлено через ~4 мин. -----
Я бы сделал средние 2-х ветвевыми. 900х900 как-то не комильфо (comme il faut)

[Scoody]

Сообщение от Ильнур Метод-то хромает

Вы опять не можете прочитать инструкцию правильно. И не понимаете, как это работает в жб. Напишу последний раз снова сначала.
Берете не загруженную систему. Обнуляете жесткость исследуемой колонны на изгиб. Прикладываете одну горизонтальную силу любой величины, получаете перемещение, определяете жесткость. Подставляете в формулу СП294, получаете расчетную длину.
Дальше эту расчетную длину подставляете в загруженную систему.
Программа берет наихудшее распределение усилий для исследуемой колонны (оно может быть и таким, как вы написали в примере). По СП63 делает расчет отдельно этой колонны по недеформированной схеме, но с учётом эффекта деформированной схемы с помощью коэффициента Этта через номинальные жёсткости.
При этом жесткость исследуемой колонны становится сильно меньше, чем соседних. Из-за этого именно эта исследуемая колонна всегда будет терять устойчивость первой т.к. стянет усилия с соседних колонн.
Именно эта часть отличает поведение жб каркасов от стальных. И именно поэтому расчетная длина на вашей картинке не 2, а меньше.

[vedinzhener]

Сообщение от Scoody Подставляете в формулу СП294, получаете расчетную длину.

а как СП294 КОНСТРУКЦИИ СТАЛЬНЫЕ коррелируется с ж/б колонной? ну вот такой я буквоед получается

[nick.klochkov]

привет, поручик)
что волнует, всем понятно, - перемещения верха колонн
попробуй оттолкнуться от "жесткого" диска покрытия
так понимаю, там профнастил, ужесточи его (жесткость - по рекомендациям "мельникова"), + в запас, зафигачь))) "сг" по периметру здания
считаем, что получил "жесткий диск" от гориз.смещений
явно надо подстроить и "св" между колоннами под это
дальше, по определению "мю" - пляши от положений сп
1,5 - не более, мне так каэться)
только не раздражай, температурными удл., умоляю)
все решаемо

[Ильнур]

Сообщение от Scoody Вы опять не можете прочитать инструкцию правильно. И не понимаете, как это работает в жб. Напишу последний раз снова сначала. Берете не загруженную систему. Обнуляете жесткость исследуемой колонны на изгиб. Прикладываете одну горизонтальную силу любой величины, получаете перемещение, определяете жесткость. Подставляете в формулу СП294, получаете расчетную длину...

Это я понял даже со второго раза.
А вот Вы не поняли НИЧЕГО вообще. Какая хрен разница, жб ли фанера ли - расчетная длина она и есть расчетная длина!!! Это блин начала сопромата в части устойчивости стержней!!! Эйлер с Ясинским перевернулись во гробах...
Не надо бла-бла-бла. Этот метод порочен и антинаучен. И баста. Вы есть заблуждающийся. Ваши мю - считайте взятые "на глаз". Фикцией занимаетесь, товарищ.

При этом жесткость исследуемой колонны становится сильно меньше, чем соседних.

Вот это ничего не меняет - см. выкладки во вложении выше. Вы находите пружину в виде всех остальных предметов в системе. И если эти все - колонны, то Вы нашли пружину в виде помощи обнуленной. Что непонятного-то?
Даже интуитивно можно понять (ну раз в иллюстрациях не умеете читать) - если бы все было бы так просто, то этот метод был бы распространен, легетимизирован, автоматизирован в прогах и широко бы применялся. Я начинаю вспоминать, что на форуме этот метод выкладывался 100500 раз из разных старых учебников/книг, и был подвергнуть критике, и предан анафеме.

----- добавлено через ~5 мин. -----

Сообщение от nick.klochkov ...что волнует, всем понятно, - перемещения верха колонн

Не совсем. Перемещения есть всегда. Волнует некорректность предлагаемых способов определения Мю - см. выше, метод вообще ущербный вообще.

попробуй ... профнастил, ужесточи его....считаем, что получил "жесткий диск"...

все решаемо, да. Пару мельярдов вбухнуть в материал/работы, все порешится самым надежнейшим образом.

[Бахил]

Сообщение от Ильнур Что непонятного-то?

Не бери в голову. "Умерла - так умерла"(с).
Я так понимаю, что ты пытаешься убедить самого себя, что 1,5 лучше 2, но
"запаришься с экспертизой".

[Ильнур]

Сообщение от vedinzhener а как СП294 КОНСТРУКЦИИ СТАЛЬНЫЕ коррелируется с ж/б колонной? ...

Даже в МК так НЕЛЬЗЯ делать. Это же видно на иллюстрации. Т.е. по этому методу мы получим мене 2 (1,8 или 1,5 или 1, 2 и т.д. вместо ЗАКОННЫХ эйлеровых 2. Все, приплыли.
А раз в стали нельзя, то в бетоне ТЕМ ПАЧЕ! Там и так-то все эмпирично-кумулятивно...

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от Бахил ...Я так понимаю, ...

Неправильно понимаешь. Центральные колонны приняты с мю=2. По периметру - 1,5.
Мне интересно просто, КТО КАК изощряется на фоне СП. Одни 1 берут, другие 2, а третий вообще через ...опу вычисляет.
И что характерно, 1,5 не берет не только некоторые, а даже и никто.
Со всеми все ясно, с мю тоже (ясно что неясно), всем спасибо, приходите есчо.

[Бахил]

Сообщение от Ильнур Центральные колонны приняты с мю=2. По периметру - 1,5. Мне интересно просто

Вон оно чё...
А как же:

Коэффициент расчётной длины наиболее нагруженной колонны следует уменьшать...

Ну это для металла. Интересно а у тебя какие колонны более нагруженные: крайние или средние?

[nick.klochkov]

Сообщение от Ильнур Не совсем. Перемещения есть всегда. Волнует некорректность предлагаемых способов определения Мю - см. выше, метод вообще ущербный вообще.

честно, хренею на тебя,
пересмотри схему, проблема?
ты, как уж на сковородке, нарываешься, возомнил себя здесь гуру, считаешь?
тебе посоветовали пересмотреть расчетную схему, а ты хамишь

[nickname2019]

Сообщение от Ильнур Даже в МК так НЕЛЬЗЯ делать. Это же видно на иллюстрации. Т.е. по этому методу мы получим мене 2 (1,8 или 1,5 или 1, 2 и т.д. вместо ЗАКОННЫХ эйлеровых 2. Все, приплыли. А раз в стали нельзя, то в бетоне ТЕМ ПАЧЕ! Там и так-то все эмпирично-кумулятивно...

Так как обычные бетонные колонны потеряют прочность намного раньше, чем "упругую" устойчивость, то спор о том, какое мю правильное - это спор о количестве чертей, помещающихся на острие иглы. Т.е. это философский спор о сущностях, которых нет. Мю в ж.б. используется, чтобы примерно определить увеличение эксцентриситета при деформировании элемента - ни о какой точности здесь речи вообще нет.
Если очень нужно "реальное" мю - нужно делать ФИЗИЧЕСКИ НЕЛИНЕЙНЫЙ расчет системы на реальную полную расчетную нагрузку, а потом делать анализ устойчивости элемента в этой системе с использованием касательных модулей деформирования ЖБ с учетом полученной податливости концов этого стержня (в полностью загруженном физически-нелинейном состоянии).
SCAD пока это не умеет делать, насколько я знаю.
P.S. и этот "мю" нафик будет никому не нужен, в таком расчете важнее коэффициент запаса по устойчивости.
P.S.S. расчет по устойчивости может быть актуален для очень высокопрочных колонн (В100), у которых сечения оказываются малы. Для таких колонн пальцем в небо "мю" я бы не стал определять.

[Бахил]

Offtop: Да что взять с "металлиста"? Бетон для него, как обратная сторона Луны

[ingt]

Сообщение от nickname2019 Если очень нужно "реальное" мю - нужно делать ФИЗИЧЕСКИ НЕЛИНЕЙНЫЙ расчет системы на реальную полную расчетную нагрузку

Если расчет выполнен и несущая способность проверена, то зачем мю? Гибкость проверить?

[nickname2019]

Сообщение от ingt Если расчет выполнен и несущая способность проверена, то зачем мю? Гибкость проверить?

ответил в #598 (см. P.S.)

[ingt]

Сообщение от nickname2019 SCAD пока это не умеет делать

23 версия умеет, там одновременно обе нелинейности можно включить.

[vedinzhener]

Сообщение от ingt Если расчет выполнен и несущая способность проверена, то зачем мю?

[Ильнур]

Сообщение от nick.klochkov ...пересмотри схему, проблема?

Зачем? Какие-то проблемы?

тебе посоветовали

Совет совету рознь. Дурацкие советы не принимаются.

спор о том, какое мю правильное

Таких споров нет. Есть запись в СП о конкретном мю=1,5, с неконкретизированным услвием. И все. Вот и вся философия.

Мю в ж.б. используется, чтобы примерно определить увеличение эксцентриситета при деформировании элемента - ни о какой точности здесь речи вообще нет.

Речь не о точности. Речь об принципиальной ошибочности методики "пружина в системе". Причем тут железобетон? А если МК?* То бы принцип сразу стал бы иным?

Если очень нужно "реальное" мю

Нужно такое мю, которое не фиктивно отшаманено пружинками Лейтеса, а устроило бы эксперта. Например 1,5 из СП. Как эксперт будет рассуждать? Что эта запись в СП ниочем?

нужно делать ФИЗИЧЕСКИ НЕЛИНЕЙНЫЙ расчет системы на реальную полную расчетную нагрузку, а потом делать анализ устойчивости элемента в этой системе с использованием касательных модулей деформирования ЖБ с учетом полученной податливости концов этого стержня (в полностью загруженном физически-нелинейном состоянии).

Не нужно. 100 лет не делали, а тут вдруг "непгеменно нужно". Не нужно усложнять и повышать ставки.

Да что взять с "металлиста"? Бетон для него, как обратная сторона Луны

Причем тут бетон? Речь об обычном Мю. Нет Мю для бетона, для металла, для дерева, для кирпича. Все мю в разных СП имеют одно и то же происхождение. У тебя вообще все мю=1. Что с тебя взять.
Вкратце в самое начало: сечение колонны по СП должно быть не менее такое, что должна быть гибкость не менее того-то. Это чистая геометрия. Никаких сниженных жесткостей, нелинейностей. т.д. В этом месте понятно, да?
Эта геометрия начинается с расчетной длины, т.е. с мю. Мю - это приведение к эйлеровому упругому стержню. Закон Гука и никаких бетонных фантазий. Геометрическая аналогия. Никаких сниженных жесткостей, нелинейностей. т.д. В этом месте понятно, да?
Допустим, да. Тогда возникает вопрос - а как определить Мю? В СП они даны, но описаны размыто-неопределенно.
И тут начинается:

Если очень нужно "реальное" мю - нужно делать ФИЗИЧЕСКИ НЕЛИНЕЙНЫЙ расчет системы на реальную полную расчетную нагрузку, а потом делать анализ устойчивости элемента в этой системе с использованием касательных модулей деформирования ЖБ с учетом полученной податливости концов этого стержня (в полностью загруженном физически-нелинейном состоянии).

Это уже не определение мю, а КОНТРОЛЬНЫЙ прямой расчет, для проверки правильности Мю. Правильно тебя спрашивают - если уж расчет закончен, то накой тепрь Мю? Мю - не самоцель.
Мю - для введения в расчеты с целью упрощения расчетов. Круг замкнулся.
А еще предлагают определить мю некорректным методом. Он же неправильный - показано выше. Кто-то может показать пальцем, что там есть ошибка? Нет, там все правильно, и метод дает не 2 там, где строго 2.

[nick.klochkov]

дааа,
чудной ты,
дааавно заметил
когда у тебя нет конкретных доводов, ты придумываешь свои
честно говоря, довольно смешные

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур Нет, там все правильно, и метод дает не 2 там, где строго 2.

Если формально подходить к твоей схеме, она таки не плоская. Может правильнее находить пружинку к примеру для средней колонны, обнулять жёсткость всех колонн кроме в торцах(там есть вертикальные связи) и они все-таки работать будут для любой колонны вдоль здания, прикладываем единичную силу к искомой колонне, мы таким образом находим как бы податливость системы покрытия относительно искомой колонны-это и будет тогда та самая искомая жесткость пружинки, впрочем не претендую на истину в последней инстанции, если кто может привести нормативный или справочный(которому можно доверять) источник, как это сделать приведите

[nick.klochkov]

Сообщение от vedinzhener Если формально подходить к твоей схеме, она таки не плоская. Может правильнее находить пружинку к примеру для средней колонны, обнулять жёсткость всех колонн кроме в торцах(там есть вертикальные связи) и они все-таки работать будут для любой колонны вдоль здания, прикладываем единичную силу к искомой колонне, мы таким образом находим как бы податливость системы покрытия относительно искомой колонны-это и будет тогда та самая искомая жесткость пружинки, впрочем не претендую на истину в последней инстанции, если кто может привести нормативный или справочный(которому можно доверять) источник, как это сделать приведите

хренею, проще нельзя?! для инженеров-проектировщиков
да, что вы мой дорогой, не усложняйте, все довольно просто и без этого)))

[vedinzhener]

Сообщение от nick.klochkov хренею, проще нельзя?! для инженеров-проектировщиков

нельзя, твой метод тоже не идеален, тебе Ильнур объяснил почему, еще раз приведи литературу откуда принят твой метод, мой из головы сразу говорю

[ingt]

Сообщение от nickname2019 P.S. и этот "мю" нафик будет никому не нужен, в таком расчете важнее коэффициент запаса по устойчивости.

СП 63 разрешает такой расчет взамен "обычного" с мю?

[nick.klochkov]

Сообщение от vedinzhener нельзя, твой метод тоже не идеален, ...

стоп!, дорогой, поясни

[vedinzhener]

Сообщение от nick.klochkov стоп!, дорогой, поясни

пост 585

[nick.klochkov]

да, что за хрень!?
верх - диск
земля - + вс по колоннам
по большому - "короб"
задолбали(((

[Ильнур]

Сообщение от vedinzhener Если формально подходить к твоей схеме, она таки не плоская.

А не в моей схеме дело - если об методе свыше (это я не тебе уже). Я показал, что оно в принципе неверное.
И дело не в том, что жб это нечто особое, не подчиняюшщееся эйлеру и гуку.
Такое впечатление, что у многих Жб-шников представления о МК такие, как будто там все строго по эйлеру и гуку. По расчетным длинам, мю и гибкости - стальные стержни на практике мало когда не выходят из эйлера, при гибкостях 150 и ниже там не хуже чем в бетоне, а еще в МК предусмотрены заходы в плстику, пластичные шарниры и прочая прелести. Не надо думать, что физика разная, или сталь идеальна.
Именно поэтому там применяются Мю. И везде применяются Иименно из-за этого и для этого - для упрощения части расчетов путем приведения длины к идеальному образцу.

у тебя нет конкретных доводов

Я не знаю, вникал ли ты в суть каких-либо постов - а тут много разных совсем вопросов рассмотрено - но если ты имеешь что-то против выкладки на п. 585

https://forum.dwg.ru/showpost.php?p=2020367&postcount=585

, то их не должно быть - метод антинаучен. Причем это взято из чисто эйлеровых аналогий (формулы лейтеса), т.е. жб совсем непричем.

Сообщение от nick.klochkov да, что за хрень!?...

Именно так - хрень какая-то. Неверный метод.

[nick.klochkov]

Сообщение от Ильнур то их не должно быть - метод антинаучен. Причем это взято из чисто эйлеровых аналогий (формулы лейтеса), т.е. жб совсем непричем. Цитата:

смешно, может по-проще?)
а инженерного мышления тебе все-таки не хватает, судя по схеме,
некоторых вещей ты не допонимаешь[

[Бахил]

Каков вопрос - таков ответ. На фиг свой ФОК приплёл?
Чтоб тебе было понятно:
1,5 - то же самое, что и "снижение мю для более нагруженной колонны" в СП 16.
Билдыми?

[nick.klochkov]

Сообщение от Ильнур Неверный метод.

может объяснишь?
но только без "воды"))), которую любишь
ты ж не пробовал как я сказал, может все и получится

[Ильнур]

Сообщение от nick.klochkov смешно, может по-проще?) а инженерного мышления тебе все-таки не хватает, судя по схеме, некоторых вещей ты не допонимаешь[

Бла-бла-бла...закусывать надо.
Метод не работет. Нельзя например написать таблицу умножения для черных и для белых.

может объяснишь?

Я объяснил 3 или 4 раза. Пока не протрезвишься, не поймешь. На завтра, в 5-й раз - метод, предложенный Шкоди, дает результат, не совпадющий с тестовым. Тестовый - это ВСЕМИ ВСЕГДА признаваемый Мю=2. Когда верх совершенно свободен, а низ совершен защемлен. Ну теперь-то понятно? Хотя бы в общих чертах?

Сообщение от Бахил Чтоб тебе было понятно: 1,5 - то же самое, что и "снижение мю для более нагруженной колонны" в СП 16.

Совсем мимо, товарищ. Если читать в дстаточно трезвом состоянии, то в СП36, да и с самых древнх уеюников по ЖБ написано - мю такое-то при таких-то ГРАНИЧНЫХ УСЛОВИЯХ (типы опор по концам). Никаких СИСТЕМ с множеством разнонагруженных колонн не предусмотрено.
В современных нормах, в тч. в евро и т.д., в пособиях, книгах и т.д. можно найти мю для СИСТЕМ, да, это напрмер описывается каркасный монолит, и в силу того-то того-то (имеется виду жидкость плит и прочие трещины) рекомндуется принимать мю колонн там-то тут-то не ниже того-то.
Но 1,5 из СП63 точно не "снижение наиболее нагруженной". Там просто учет податливости опор на концах. Так было всегда в жб СНиП. Андестант?
Совсем пить разучились, все норовят нахулиганить и задеть.

[Scoody]

Сообщение от Ильнур Но 1,5 из СП63 точно не "снижение наиболее нагруженной"

Offtop: Ну а выводы о степени доверия к вашей писанине каждый сделает уже сам

[Tyhig]

Offtop: Сейчас подумал.
Вот назначим мю 1,5 с учётом поддержки прочих колонн. А окажется, что считаем самую нагруженную колонну с наибольшей жёсткостью. Которая одна сама держит всё здание.
Ну, когда мю около 50-100 должно быть...
Наверное философия Кодыша и его предшественников имеет какие-то причины. Но выглядит стрёмно. Зря они уходят в такие дали не имея обоснования. Сложно представить себе объём исследований для обоснования такой поддержки и мю 1,5. Тут парой расчётов или испытаний ведь дело не закончится. Нужны тысячи испытаний и расчётов. Это нереально.

[Ильнур]

Сообщение от Scoody ....а выводы...

Ваш материал никакого отношение к вбросу Бахила не имеет, и ничего вообще не доказывает. Там вобще нет ни слова об аналогии с п.10.3.6, который имел ввиду Бахил. Бахил специально вбросил это, чтобы запудрить всем мозги, после того как было показано, что метод, который Вы сейчас пропагандируете, фейковый по сути. Если читать Кодыша внимательно, о там ТАК и написано - табл.3.8 для рам с одинковыми колоннами и узлами, и нет ни слова о РАЗНОнагруженности. Бахил добился своего - теперь еще нужно и с его вбросом бороться. Отвлекаясь от основного вопроса.
Основной вопрос на данный момент - метод "отклоняющих" сил, вернее его абсолютная некорректность.
Пример, показывающий, что метод ошибочен - его тестировали не так, как тут, и отклонения сочли за "неточности", которые к слову ж/б якобы "схавает".
Для максимальной прикольности рассмотрен ряд из 19 колонн с почти нулевым раскреплением верхов, и получено мю=1,16 вместо контрольных 2. Средь бела дня. Если взять лишь 3 колонны, получится около 1,6. Вместо 2. Что тоже достаточно прикольно.
Надо иметь ввиду, что пользуясь этим методом по сАвету уважаемых авторов умных книг, мы каждый раз получаем ПРИНЦИПИАЛЬНО ОШИБОЧНЫЕ Мю, которые якобы "ну немного неточны, но же в запас же" и прочая бла-бла. В какой-такой запас? - см. ниже.
Нубий в соседней ветке 2 года назад ясно показал, что мю из ЖБ - это те же мю из сопромата, на примере мю из СП16. Нет, начинается каждый раз - мю в жб это не те мю, в жб столько загадочностей и заумностей, не для средних умов, поэтому там свои мю. Тоже мне, священную корову нашли...индусы свое непонимание на коров списывали .

[nick.klochkov]

Сообщение от Ильнур Бла-бла-бла...закусывать надо.

достал
ты мне наливал?
возьми 2 и успокойся
еще раз, именно для тебя с твоими совершенно ненужными опусами:
если обеспечен "жесткий диск покрытия" (#592), закрепленный через св между колоннами "на землю"
судя по твоей схеме, не более - 1.5

да, еще - читай нормативную литературу внимательней и анализируй
и не фантазируй (тебе это свойственно), не ставь телегу впереди кобылы, не мути молодежь

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур Для максимальной прикольности рассмотрен ряд из 19 колонн с почти нулевым раскреплением верхов, и получено мю=1,16 вместо контрольных 2.

Просто в этом методе не объяснено, как находить собственно жесткость опоры(а почему собственно мы должны/недолжны обнулять жесткость рассматриваемой колонны), сам процесс так сказать. Здесь все логично рядом стоящие мощные колонны(19 штук по три ряда) увеличивают жесткость опоры на горизонтальное смещение через связи покрытия или профлист) и соответственно участвуют в раскреплении оной, даже без ВС непосредственно в рассматриваемой раме. А вот как я предлагал обнулять жёсткость всех колонн, кроме торцевых(остов которые держит смещение покрытия), т.е. по сути мы находим жесткость покрытия в горизонтальной плоскости и да может быть близко к 0,7, не будешь же ты отрицать что на торцевые связи предаются усилия от горизонтального смещения от колонн вдоль здания через систему связей покрытия и профлист. Т.е. этот метод рассматривает собственно пространственную работу каркаса, а не плоскую, где все как бы изначально известно. Поэтому уважаемы авторы и говорят, когда мы принимаем за упругую опору 1,5 это пойдет в некотрый запас(от себя в большинстве случаев), есть частности когда может быть близко и к 2. Не заводись если что, думаю ты логику понял, а так понятно что это метод скорее эмпирический нежели точный научный К примеру для меня не понятно почему в знаменателе слагаемое 4,5, а в числителе 18 это видимо надо смотреть труды того, кто эти формулы выводил

[nick.klochkov]

Сообщение от vedinzhener Просто в этом методе не объяснено, как находить ...

ага, плавно переходим в "научные дискуссии")
может организовать другую ветку?)))

[ingt]

Сообщение от Scoody Вложение 252891 Вложение 252892 Вложение 252893 Offtop: Ну а выводы о степени доверия к вашей писанине каждый сделает уже сам

Кодыш приводит результаты решения упругого стержня, т. к., как он пишет, реальную жесткость определить "затруднительно". Те же значения можно получить расчетом на устойчивость в скаде.

[Scoody]

Я не совсем понял, что вы хотели этим сказать.
Почти все что угодно можно линеаризовать на основе касательных жесткостей. Если все правильно сделать - можно и в скале получить. Только зачем?
В жб важна не сама величина жесткости рассматриваемого стержня, а то, что она в момент "потери устойчивости" значительно меньше средних жесткостей колонн этажа.

[ingt]

Сообщение от Scoody В жб важна не сама величина жесткости рассматриваемого стержня, а то, что она в момент "потери устойчивости" значительно меньше средних жесткостей колонн этажа.

Почему "рассматривается" один стержень, а не группа равно нагруженных? Почему все стержни держат один "рассматриваемый?"

[Scoody]

Видимо проанализировали вероятности и решили, что такую маленькую жесткость адекватно может иметь только самая неблагоприятная колонна.
При этом "рассматривается" как раз группа колонн.
Вы можете сравнить величины D из раздела, где вычисляется этта, и из раздела, где вычисляются трещины или вычислить D по НДМ и убедиться.

[Rane]

Сообщение от nick.klochkov возьми 2 и успокойся

Не, ну так тоже нельзя. Необдуманно в запасы кидаться, такой подход только для вчерашнего студента

Почему никто не пишет про СП 355.1325800.2017 "Конструкции каркасные железобетонные сборные одноэтажных зданий производственного назначения". Там есть таблица 7.1 по которой в вашем случае расчетная длина 1,2H. Таблица та же, что и таблица 32 СНиП 2.03.01-84. Нет сомнений, что у меня получилось бы эксперту при необходимости объяснить отступление от слов в названии СП355 "сборные" и "производственного назначения". По слову "сборные" я бы скинул на старый снип, где не было этого указано, по слову "производственного" можно скинуть на то, что смотрим строку без мостового крана. Это я к тому, что я так понимаю из-за необходимости расчета на ПО, у вас "лес" колонн сейчас появится, неплохо было бы не тратить бюджетные деньги в молоко и задаться расчетной длиной 1,2?


Пока я читал эту тему у самого пару вопросов возникло..
1. Здесь участники форума предлагали находить расчетную длину колонн, через расчет устойчивости в пространственной постановке, я же когда 2-3 года назад изучал этот вопрос, разобрался, что через МКЭ можно находить расчетную длину только для плоской схемы (Теплых вел вебинар). Мол математически так реализованно, что в другой плоскости расчетный комплекс погоду будет показывать.
2. При расчете на ПО же необходимо будет рассмотреть удаление угловой/крайней/средней колонны, подсознательно при удалении угловой колонны будут особые проблемы, какие конструктивные мероприятия в данном случае принимаются?

[ingt]

Сообщение от Rane в вашем случае расчетная длина 1,2H

Для МК мю=2, а для ЖБК мю=1,2? Это из-за трещин?

----- добавлено через ~14 мин. -----

Сообщение от Scoody Видимо проанализировали вероятности и решили, что такую маленькую жесткость адекватно может иметь только самая неблагоприятная колонна.

Учитывается малая вероятность загрузки сразу всех колонн? Мю для колонн зданий и колонн силосов тогда разные?

[Rane]

Сообщение от ingt Для МК мю=2, а для ЖБК мю=1,2? Это из-за трещин?

Сообщение от ingt Учитывается малая вероятность загрузки сразу всех колонн?

Видимо из-за малой вероятности полной загрузки всех колонн и из-за малой вероятности, что железобетон во всех колоннах будет с предположенными расчетными характеристиками (гарантированный минимум), по факту где-то будет выше. Как я понимаю, колонны помогают друг другу.

Нажмите для просмотра

https://www.youtube.com/watch?v=-RxcH1t1jZI&t=3795s

[ingt]

Сообщение от Rane Нажмите для просмотра Нажмите для просмотра https://www.youtube.com/watch?v=-RxcH1t1jZI&t=3795s

Учитывать малую вероятность одновременной загруженности всех колонн можно только для ЖБК?

[Rane]

Сообщение от ingt Учитывать малую вероятность одновременной загруженности всех колонн можно только для ЖБК?

Не могу ответить на этот вопрос) Можно заметить, что в таблице 31 СП 16 речь идет об одинаковом нагружении узлов. Сам же я через МКЭ расчетные длины получаю для случая разнонагруженных колонн

[ingt]

Сообщение от Rane Нажмите для просмотра Нажмите для просмотра https://www.youtube.com/watch?v=-RxcH1t1jZI&t=3795s

Автор видео притянул книжку к своей теории. В книжке нет указания на изменчивость свойств бетона как на причину снижения жесткости. (Там скорее говорится о трещинах). Автор ошибочно полагает, что если взять жесткость всех колонн ниже реальной, то получается запас по мю. Автор в конце показывает несостоятельность мю=1,2 для рамы из двух колонн численным экспериментом с нелинейностью. Но продолжает утверждать о некоем поддерживающем эффекте (основанном на некоей вероятности), если колонн не две, а сильно больше.

[SergeyKonstr]

Кто нить ответит на вопрос: у "металлистов" коэ-т расчетной длины мю применяется лишь до достижения в наиболее нагруженном волокне материала стержня предела текучести металла или более того?

[ingt]

Сообщение от SergeyKonstr у "металлистов" коэ-т расчетной длины мю применяется лишь до достижения в наиболее нагруженном волокне материала стержня предела текучести металла

И до, и после.

[Scoody]

Сообщение от ingt Учитывается малая вероятность загрузки сразу всех колонн?

Нет, не это.
Колонны в жб никогда не абсолютно прямые. Всегда есть как минимум случайный эксцентриситет, поэтому при приложении N возникает изгибающий момент, который снижает жесткость колонны на изгиб.
Те на жесткость кроме сечения влияют:
усилие в колонне;
реальные эксцентриситеты, которые меньше случайных;
реальные прочностные характеристики бетона, что больше нормативных;
реальные жесткостные характеристики бетона, что больше нормативных.
Для расчета конкретной колонны в момент потери устойчивости принята очень маленькая жесткость на основе экспериментов. Вероятность наступления предельных значений других величин одновременно с этой - маловероятно.

[Ильнур]

Чушь несете, товарищи.
Колонны и в МК непрямые.
Суть Мю - это геометрическое приведение.
А за попытки получения "пружин" для стержня в системе путем "щупания за вымя" в целях потом фсунуть эту ересь в формулу для отдельного стержня нужно сжигать.
И что интересно, вы как-то и в зеркале отражаться умудряетесь.

[ingt]

Сообщение от Scoody Для расчета конкретной колонны в момент потери устойчивости

"Конкретной колонной" может быть несколько колонн одновременно?

Сообщение от Scoody принята очень маленькая жесткость

Снижение жесткости снижает мю?

[Scoody]

Сообщение от ingt Конкретной колонной" может быть несколько колонн одновременно?

Конкретная колонна - один отдельный элемент. Не несколько колонн одновременно.

Сообщение от ingt Снижение жесткости снижает мю?

Чего и где?

[ingt]

Сообщение от Scoody Конкретная колонна - один отдельный элемент. Не несколько колонн одновременно.

Две колонны из ста не могут одновременно достигнуть предела?

Сообщение от Scoody Цитата: Сообщение от ingt Посмотреть сообщение Снижение жесткости снижает мю? Чего и где?

Снижение жесткости "рассматриваемой" колонны снижает ее мю (было такое утверждение, если я правильно понял)?

[Scoody]

Сообщение от ingt Две колонны из ста не могут одновременно достигнуть предела?

С таким маленьким знамением предельной жёсткости - нет.
С бОльшим значением могут.
Все колонны могут достигнуть предела со знанием жёсткости Dсреднее.

Сообщение от ingt Снижение жесткости "рассматриваемой" колонны снижает ее мю (было такое утверждение, если я правильно понял)?

Снижение жёсткости рассматриваемой колонны уменьшает в ней момент, что даёт большее значение несущей способности от N, что даёт меньше значение мю.
Снижение жёсткости всех колонн даёт увеличение момента во всех колоннах, что уменьшает несущую способность от N, что даёт большее значение мю. И именно это т даёт запас по мю относительно реального. Все Андрей правильно говорит.

[ingt]

Сообщение от Scoody Снижение жёсткости рассматриваемой колонны уменьшает в ней момент, что даёт большее значение несущей способности от N, что даёт меньше значение мю. Снижение жёсткости всех колонн даёт увеличение момента во всех колоннах, что уменьшает несущую способность от N, что даёт большее значение мю. И именно это т даёт запас по мю относительно реального. Все Андрей правильно говорит.

Для МК это неприменимо?

[Scoody]

Сообщение от ingt Для МК это неприменимо?

Нет.
Жесткость гибких элементов в МК зависит от геометрических характеристик (линейно) и усилия N (нелинейно).
Никаких снижений E (кроме локальной пластики), трещин, разброса прочностных и жесткостных характеристк.

[Ильнур]

Offtop: И еще очень интерено, каким образом вы когда по земле ходите, не проваливаетесь?
Закона Ома для алюминия.
Закон Ома для меди.
Закон Гука для бетона.
Закон Гука для стали.
Строймех для будничных дней.
Строймех для праздничных дней.
Метод "единичных проб" в правильном тесте при бесконечном числе колонн дает мю=1, при одной колонне - 2. Таким образом при любом числе колонн больше 1 метод неприменим принципиально. Бетонность материала тут вовсе непричем.
Бетонность оправдывает лишь бетонность.

[nickname2019]

Сообщение от ingt Две колонны из ста не могут одновременно достигнуть предела?

В сложной системе предела по устойчивости достигает СИСТЕМА, и только в частном случае потеря устойчивости системы возникает после потери устойчивости наиболее слабого элемента.
Т.е. у большинства элементов системы расчетные длины и локальные формы потери устойчивости (о которых тут идет речь) не реализуются, т.е. они фиктивны.
Пример: Пять мужиков тащат бревно, при этом четверо загружены на 95%, а один на 99.99999%. На бревно над концом со слабым мужиком садиться воробей и мужик выключается из работы. После чего уже вся система перестает тащить нагрузку (все идут бить слабое звено ).
Т.е. для большинства элементов их коэффициент запаса никак не соотносится с реальностью, так как у всей системы, считая по слабому звену, запаса не было. (Хотя в реальных системах устойчивость одновременно теряют несколько элементов, пример с мужиком как единственным слабым элементом это частный случай).
С расчетными длинами имеет место подобная история. При численном моделировании у большинства элементов расчетные длины и мю будут фиктивны, поэтому оценивать по ним гибкость - бессмысленно.
Так как мы в обычной жизни имеем дело с простыми системами - мю просто берем по рекомендациям, потом обязательно проверяем общую пространственную устойчивость СИСТЕМЫ, прочность, жесткость, период колебаний (особенно если связи расставили как-нибудь диковато). Если все проходит - значит изначальное предположение было верным.

[ingt]

Сообщение от Scoody Никаких снижений E (кроме локальной пластики)

Такое же снижение изгибной жесткости, почему нельзя пластику учитывать? Пластику в арматуре ЖБ колонн тоже нельзя учитывать?

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от nickname2019 В сложной системе предела по устойчивости достигает СИСТЕМА

Тогда нет "рассматриваемой" колонны? Надо сразу все рассматривать?

----- добавлено через ~4 мин. -----

Сообщение от Scoody разброса прочностных

У стали нет разброса значений модуля упругости и прочности?

[Scoody]

Сообщение от ingt Такое же снижение изгибной жесткости, почему нельзя пластику учитывать? Пластику в арматуре ЖБ колонн тоже нельзя учитывать?

Какая-то каша.
Возьмите жб сечение с произвольной, но адекватной арматурой. И стальное сечение.
Посчитайте для каждого предельный момент.
Постройте для каждого диаграмму момент/жесткость на изгиб от 0 до предельного момента.
Будет такое же снижение изгибной жёсткости и одинаковый характер диаграмм?

Посмотрите нормативные значения коэффициентов надёжности по материалу для бетона и для стали. Запас отличается на порядок. На фоне разброса характеристик бетона - у стали существенный разброс?

[ingt]

Сообщение от Scoody Возьмите жб сечение с произвольной, но адекватной арматурой. И стальное сечение. Посчитайте для каждого предельный момент. Постройте для каждого диаграмму момент/жесткость на изгиб от 0 до предельного момента. Будет такое же снижение изгибной жёсткости и одинаковый характер диаграмм?

Для обоих сечений жесткость будет меняться от начальной до нуля (при предельном моменте), в чем разница?

Сообщение от Scoody Посмотрите нормативные значения коэффициентов надёжности по материалу для бетона и для стали. Запас отличается на порядок.

Разница не на порядок, а на 27 %, это мешает использовать методов для МК?

[Scoody]

Сообщение от ingt это мешает использовать методов для МК

Каким методом?
В МК нет разброса жёсткости колонны, и сама жесткость постоянна до предельного момента, если не принимать во внимание деформированную схему.
Если жесткость постоянна, на основе чего вы будете ожидать снижение жёсткости у момент потери устойчивости?
30%/2,5%=12>10
Я вам говорю, что делать, чтобы разобраться. Не хотите что-то делать, хотите писать - это вам к Ильнуру, Тухигу и тп.

[Ильнур]

Никакие "особенности" жб не могут оправдать применение метода для определения мю, дающего мю~1 вместо мю=2. "Мутность" жб может быть использована всего лишь для "объяснения" непрохождения методом простейшего теста.
Надо же как-то заболтать, если например твой метод дал 2х2=5 - ну это знаете вам тут не сталь "ровная", а жб вся такая не такая, это вам надо запомнить, а не пытаться разобраться в сути метода.
Обнулить жескость элемента в системе и посмтреть, КАК ПОДАТЛИВЫ его опоры в ненагруженной системе - это можно, из любопытства. Но не для вставления же ЭТИХ ПОДАТЛИВОСТЕЙ в формулу для отдельного стержня с ТАКИМИ же опорами вне системы...
Как бы оправдывались интересно в случае применения этого метода в стальных системах? Метод же принципиально неверный. Был бы верный, не выдавал бы 1 вместо 2. Это отклонение 100%, причем в обратную сторону от запаса. Это же мю за счет НЕРАБОТАЮЩИХ элементов. На деле они загружены и не в состоянии обеспечить "потерпевшему" мю=1.

----- добавлено через ~6 мин. -----
По поводу разбросов - модуль упругости у сталей не силно разбрасывается. Но вот предел текучести - раза два. Из кривой гаусса, которому подчиняется сталепрокат, выделен участок оакой, чтобы не попались величины менее 0,99 или что-то типа такого (см. науку "материаловедение"). А на практике в партии непеменно есть прокат с завышенным пределом текучести, до 2-х почти раз.

[Scoody]

Сообщение от Ильнур Как бы оправдывались интересно в случае применения этого метода в стальных системах?

Утомился я читать поток сознания. Вы что-то там посчитали, ничего не поняли, сделали какие-то выводы и уже раз 5 про это написали, как эталон. Выглядит уже даже не смешно.
Отвечу про стальные системы.
"Моим" методом можно пользоваться в любых системах. Только нужно убедиться, что в итоговом результате учтён эффект уменьшения изгибной жёсткости колонн из-за вертикальной нагрузки. При проверке МК по нормам это не учитывается внутри системы. Поэтому, если у вас соседние колонны имеют существенную нагрузку, и вам кажется, что они сильно потеряли жесткость при изгибе - обязательно нужно сделать геометрически нелинейный расчет, получить действительное боковое смещение значительно большей величины, чем в линейном расчете. Определить жесткость удерживающих элементов и получить мю. Конец.

Сообщение от Ильнур Но вот предел текучести - раза два

Это все замечательно, конечно, но как это влияет на жесткость то? Вы реально не понимаете, что при достижении в растянутом волокне бетона напряжений Rbt открывается трещина и жесткость сечения падает очень сильно? И, если, фактическое значение Rbt больше заявленного, то колонна будет иметь значительно большую фактическую жесткость по сравнению с заявленной?

[Tyhig]

Сообщение от Scoody Постройте для каждого диаграмму момент/жесткость на изгиб от 0 до предельного момента.

Scoody, хорошо быть учёным или преподавателем на кафедре пгс и иметь углублённые знания по своей теме.
Но это совсем не значит, что когда вы выйдите в реальный мир проектирования, вы сможете хотя бы сделать простой туалет. Это два разных мира и два разных опыта.
Например, у инженеров нет времени, чтобы делать диаграммы жёсткости колонн от изгиба. Но это не значит, что они чем-то хуже вас или меньше знают.
Я, конечно, рад за вас, что вы там так всё хорошо знаете. И желаю вам всяческих успехов.

Сообщение от Scoody В МК нет разброса жёсткости колонны, и сама жесткость постоянна до предельного момента, если не принимать во внимание деформированную схему.

Например, вот в КМ есть разброс жёсткости колонны при изгибе до предельного момента. Просто в расчётах он игнорируется.
Ведь реальные материалы работают по своим диаграммам, которые для стали тоже есть. Так как же сечение может иметь одинаковую жёсткость при изгибе, когда в разных точках сечения будут разные напряжения.


ingt, там в ж.б. вообще пипец. Пластика в арматуре наступает почти сразу. Упругая часть - это примерно до 5% коэффициента использования сечения.
А пластика в бетоне наступает вроде бы ближе к 80-90% Кисп, не помню уже.

[Rane]

Scoody, если вкратце суммировать вы бы сами какой мю взяли для рассматриваемого объекта Ильнура (типа ФОК).

[vedinzhener]

Сообщение от Scoody "Моим" методом можно пользоваться в любых системах.

Можно в кратце про Ваш "метод", а то я уже запутался от потока Вашего сознания, всякая хрень про снижение жесткостей не интересует в принципе, считаем что тело всегда одной Е(независимо от нагрузок) и постоянно во времени и пространстве

[Ильнур]

Сообщение от Scoody ...Вы что-то там посчитали, ничего не поняли...

Мы не "что-то" посчитали, а применили метод "ОС", которым Вы пользуетесь, в конкретных примерах, и ясно показали неверность метода. А "ничего не поняли", вернее шлангом прикинулись, какраз Вы . Там все понятно и видно даже студенту-первкрснику.
Вот еще один тест на "вшивость" - уж тут-то должно быть все понятно и видно, если непонятны промежуточные числа, можно проверить самому на сврем примере - принцип теста уж ясен как пень: уменьшение жесткости "исследуемой" колонны должно привести к снижениею его несущей способности, а в терминах Мю - к увеличению мю.
Метод "ОС" дает противоположный результат. Может у Вас он покажет ДРУГОЙ результат - попробуйте.
Это изначально неверное направление в определении мю стержня в системе.

[ingt]

Нажмите для просмотра

https://www.youtube.com/watch?v=-RxcH1t1jZI&t=3795s
Из видео следует, что обосновать нелинейным расчетом мю менее 2, не получится, он показывает только 2. Единственное обоснование - слова, которые идут со словом "допускается". Поэтому, если эксперт потребует взамен "допускается" расчетное обоснование мю менее 2, то ответить ему будет нечем. Ильнур принял верное решение.

[vedinzhener]

Так еще раз см.вложение. В случае с Ильнуром имеются устои(связи) по торцу здания, почему все считают что они ни разу не должны раскрепить колонну? Для любого ж/б здания есть диафрагмы, ядра жесткости(лестница как правило из монолитных стен), но не во свех рамах имеются оные, но мы берем смело мю 1 и не ошибаемся. Можно посмотреть формы колебаний наверняка они будут для колонны ни как при м=2. поэтому М=1,5 более чем достаточно в данном случае по всем параметрам

[Scoody]

Сообщение от ingt Из видео следует, что обосновать нелинейным расчетом мю менее 2, не получится, он показывает только 2

Я не понимаю, как вы это делаете.
Все же смотрят одно и то же видео по ссылке. Там Андрей все понятно и без заумностей показывает.
Как можно сделать такой вывод, посмотрев это видео? Там даже цифры есть, на сколько должны быть жестче и прочнее соседние колонны, чтобы раскрепить исследуемую колонну до коэффициента 1,5.

[ingt]

Сообщение от Scoody Все же смотрят одно и то же видео по ссылке.

1. Начало описания нелинейного расчета в ETABS: 1:03:50.
2. Описание результатов нелинейного расчета: 1:21:50. Там же есть объяснение почему нелинейный расчет не может обосновать мю=1,5 для однопролетной рамы.

----- добавлено через ~7 мин. -----

Сообщение от Scoody Там даже цифры есть, на сколько должны быть жестче и прочнее соседние колонны, чтобы раскрепить исследуемую колонну до коэффициента 1,5.

К нелинейному расчету это не относится.

[Бахил]

Offtop: Уже не смешно. Заканчивайте уже эту бодягу. Какие-то ролики с шариками. Вы ещё вращение Земли приплетите.
Дети, это понять невозможно - это надо запомнить:
в однопролётном здании мю=2,
в многопролётном - 1,5
в многоэтажном каркасе 1,2
в многоэтажке с диафрагмами -1.
И это с запасом.
Всё дело в том, что ж/б неоднородный композитный неупругий нелинейный материал.

----- добавлено через ~2 мин. -----
Offtop: Ну что за глупости? Есть СНиП - вот по нему и делайте.
Рекомендую Гвоздева. "Новое в железобетоне". Там подробно вся "теория" бетона описана.

[vedinzhener]

Сообщение от Бахил Дети, это понять невозможно - это надо запомнить:

Offtop: Дядя Бахил а мы хотим понять, расскажи почему это так

[SergeyKonstr]

Сообщение от ingt Там же есть объяснение почему нелинейный расчет не может обосновать мю=1,5 для однопролетной рамы.

А почему вы считаете, что этот расчет не ошибочный?

[ingt]

Сообщение от SergeyKonstr А почему вы считаете, что этот расчет не ошибочный?

Есть признаки ошибочности? Таковых во вложении вашего поста не увидел.

[SergeyKonstr]

Offtop: Вопросам на вопрос.....

[Baumann]

Давайте спустимся на время с небес и вспомним немного сопромата. Жесткость есть произведение модуля упругости Е на момент инерции сечения . Если модуль упругости есть величина постоянная, то момент инерции сечения -величина переменная. В задачах сопромата на изгиб балок часто указывают, что жесткость рассчитываемого элемента ПОСТОЯННА по всей длине. Т.е. другими словами говоря, она может меняться. Исходя из написанного получается, что переменную величину пытаются привязать к такой же переменной величине мю. Поправьте меня.

[Tyhig]

ingt, Нубий прав. Чудес не бывает. Всё примерно как в КМ с малыми погрешностями. СНиП старый, ещё коммунистический, везде были диафрагмы. Сейчас бы и без колонн строили, если бы давали.

[ingt]

Сообщение от Tyhig ingt, Нубий прав.

Я говорил обратное?

----- добавлено через ~31 мин. -----

Сообщение от Baumann переменную величину пытаются привязать к такой же переменной величине мю

1. Мю не переменная, т. к. в СП 63 указано, что жесткость брать в сечении с предельным усилием (т. е. в конкретном сечении).
2. Если снизу колонны жесткость больше, чем сверху, то мю наоборот - снизу меньше, а сверху больше. А раз в СП 63 указано по какому сечению части брать расч. длину (и мю), то возможно, причина мю менее двух как раз в этом, а не в эффекте "рассматриваемой колонны".
3. Нелинейный расчет в видео, может быть неверный, например, по причине не разбития колонны на несколько КЭ.

[Scoody]

Насколько я понимаю, никто не хочет (или не может) сделать расчет по деформированной схеме, чтобы увидеть, как соседние колонны с большей жесткостью разгружают колонну с меньшей жесткостью.
Приложил файлик. LA - линейный расчет. GNA - расчет по деформированной схеме.

Первый столбец - колонны загружены не под завязку. Отличие +36% по моменту. Можно сказать, что это случай МК, если не доводить все до предела.
Третий столбец - колонны загружены под завязку. Отличие +432%. Это тот случай, когда из-за нормальной силе катастрофически падает жесткость и колонны не поддерживают друг друга.
Второй столбец - явно видно, как соседние колонны с большей жесткостью поддерживают менее жесткую колонну. На этом базируется теория в ЖБК.
Четвертый столбец - просто, чтобы было, не представляю, когда такое может быть.

LA vs GNA.docx

[ingt]

Сообщение от Scoody GNA - расчет по деформированной схеме

Там вручную у "рассматриваемой" колонны снижена жесткость?

[Scoody]

Сообщение от ingt Там вручную у "рассматриваемой" колонны снижена жесткость?

Да

[ingt]

Сообщение от Scoody Цитата: Сообщение от ingt Посмотреть сообщение Там вручную у "рассматриваемой" колонны снижена жесткость? Да

Такой прием в экспертизе чем обоснуете?

[Scoody]

Сообщение от ingt Такой прием в экспертизе чем обоснуете?

Какой прием? В какой экспертизе?
Я вам показал наглядно, что будет, если жесткость исследуемой колонны меньше, чем соседних. Что это так - тоже говорил, где смотреть. Хотите посчитать реальную жесткость сечений колонн в зависимости от момента - вперёд. Про диаграмму момент/кривизна я вам тоже писал.

[ingt]

Сообщение от Scoody Какой прием?

Снижение жесткости только у "рассматриваемой" колонны (например, у одной из ста).

Сообщение от Scoody В какой экспертизе?

Раздела КР.

Сообщение от Scoody если жесткость исследуемой колонны меньше, чем соседних (например, у одной из ста)

Вы это приняли как аксиому, а на каком основании? На основании ютуба?

Сообщение от Scoody Какой прием? В какой экспертизе? Я вам показал наглядно, что будет, если жесткость исследуемой колонны меньше, чем соседних. Что это так - тоже говорил, где смотреть. Хотите посчитать реальную жесткость сечений колонн в зависимости от момента - вперёд. Про диаграмму момент/кривизна я вам тоже писал.

Такой или подобный ответ в экпертизе даст легко прогнозируемый результат.

[Scoody]

Причем тут экспертиза?
Вы не понимаете или делаете вид, что не понимаете, как работают колонны в составе рамы. Смотрите видео и делаете неправильные выводы. Прямо же говорил - сравните жесткость в разделе расчета внецентренно сжатых элементов и среднюю жесткость в разделе расчета прогибов.
С экспертизой проблем никогда не имел, хотя попадались и дураки "трактовщики норм" и адекватные эксперты.
Я утомился тратить бесполезно свое время. Всех не научишь. Тем более тех, кто не хочет.

[ingt]

Сообщение от Scoody Смотрите видео и делаете неправильные выводы.

Про видео дублирую:

Сообщение от ingt Начало описания нелинейного расчета в ETABS: 1:03:50. Описание результатов нелинейного расчета: 1:21:50. Там же есть объяснение почему нелинейный расчет не может обосновать мю=1,5 для однопролетной рамы.

Причем там автор честно сделал нелинейный расчет без махинаций со снижением жесткостей. Желающие проверят.

[nickname2019]

Сообщение от ingt Про видео дублирую: Причем там автор честно сделал нелинейный расчет без махинаций со снижением жесткостей. Желающие проверят.

Прикладываю ЛИНЕЙНЫЙ расчет с обоснованием коэффициента расчетной длины колонны в составе рамы с жестким закреплением снизу и шарниром сверху МЕНЬШЕ ЕДИНИЦЫ.
мю = 3,073/3,5 = 0,878,
где 3,073 - расчетная длина колонны (элемент №2) после численного определения;
3,5 - геометрическая длина колонны между узлами.

Если что-то еще непонятно, можете спросить.

P.S. В ж.б. всё тоже самое, только жесткость колонны нужно брать с учетом физ. нелинейности. Т.е. коэффициент мю колонны в составе рамы с шарнирным креплением сверху может быть 1,6 и любым другим числом.

[ingt]

Что такое "стабильное загружение"?

[Tyhig]

nickname2019, скад не выдаёт расчётные длины конструктивных элементов.

В КМ ещё есть мю или фи с учётом поддержки одной колонны соседними рамами.

В целом идея понятная и очевидная.

Я сопротивляюсь из таких вот соображений.
Где деньги на исследование каждого элемента каркаса в договоре ?
Где чёткие нормы и алгоритмы в нормах ? СП 16 допускает КЗУ только дополнительно к расчёту устойчивости.
Слишком велика разница, которую тут все продвигают, не в сторону надёжности. Она такой большой быть не может. Готов понять и принять 10-20% мю от учёта соседних колонн. Если больше, то учитывайте всё всё всё (случайные эксцентриситеты во все 4 стороны у каждой колонны каждой рамы, -//- погибы, отклонения арматуры, опалубки, фундаментов, крен, осадки, податливость узлов, нелинейности, монтаж, промораживание и перегрев бетона) и возвращаемся к вопросу о деньгах. Всё не осилите. Это слишком опасно. Как научная идея - хорошо. С СТУ - хорошо. Обычному инженеру - нельзя.


Вопрос расчёта устойчивости только по Эйлеру, как достижение предельных расчётных сопротивлений в нелинейной постановке, не закрывает собой вопросы статистики, случайности. Слишком много неучтённых факторов, слишком мало исследовано фактических зданий.
Тот же Кодыш. Вот сказал он, что в большинстве зданий с жесткостями так. А чем он может это доказать ? Никому нельзя верить в вопросах устойчивости. Где масштабная сверхдорогая НИР по фактическим зданиям, по фактическому браку, отклонениям ? Её нет и никогда не будет в ближайшие 30 лет.
А вот, напротив, очевидный СП КМ, где многие вопросы устойчивости решены и проверены 50-летним опытом. Почему в ж.б. должно быть иначе ? Это же не магия.

[Skovorodker]

Короче, если взять из старт-поста голосование и высчитать среднее по количеству проголосовавших за каждый пункт, то коэффициент расчетной длины будет 1,25. Предлагаю, это значение закрепить в следующей редакции норм.

[nickname2019]

Сообщение от ingt Что такое "стабильное загружение"?

Это загружение, которое не возрастает при поиске момента потери устойчивости системы. Остальные загружения возрастают пропорционально пока не будет достигнут момент потери устойчивости.

----- добавлено через ~12 мин. -----

Сообщение от Tyhig nickname2019, скад не выдаёт расчётные длины конструктивных элементов. В КМ ещё есть мю или фи с учётом поддержки одной колонны соседними рамами. В целом идея понятная и очевидная. Я сопротивляюсь из таких вот соображений. Где деньги на исследование каждого элемента каркаса в договоре ? Где чёткие нормы и алгоритмы в нормах ? СП 16 допускает КЗУ только дополнительно к расчёту устойчивости. Слишком велика разница, которую тут все продвигают, не в сторону надёжности. Она такой большой быть не может. Готов понять и принять 10-20% мю от учёта соседних колонн. Если больше, то учитывайте всё всё всё (случайные эксцентриситеты во все 4 стороны у каждой колонны каждой рамы, -//- погибы, отклонения арматуры, опалубки, фундаментов, крен, осадки, податливость узлов, нелинейности, монтаж, промораживание и перегрев бетона) и возвращаемся к вопросу о деньгах. Всё не осилите. Это слишком опасно. Как научная идея - хорошо. С СТУ - хорошо. Обычному инженеру - нельзя. Вопрос расчёта устойчивости только по Эйлеру, как достижение предельных расчётных сопротивлений в нелинейной постановке, не закрывает собой вопросы статистики, случайности. Слишком много неучтённых факторов, слишком мало исследовано фактических зданий. Тот же Кодыш. Вот сказал он, что в большинстве зданий с жесткостями так. А чем он может это доказать ? Никому нельзя верить в вопросах устойчивости. Где масштабная сверхдорогая НИР по фактическим зданиям, по фактическому браку, отклонениям ? Её нет и никогда не будет в ближайшие 30 лет. А вот, напротив, очевидный СП КМ, где многие вопросы устойчивости решены и проверены 50-летним опытом. Почему в ж.б. должно быть иначе ? Это же не магия.

В схеме я взял колонны, которые очень далеки от потери устойчивости при стабильном загружении. Соответственно, у этих колонн большие возможности "поддержки" рассматриваемой колонны (если при анализе устойчивости нагрузка будет возрастать только у рассматриваемой колонны).
В реальности такая ситуация наблюдается у стоек фахверка - мало кто будет проектировать фахверковые стойки исходя из их коэффициента мю=2, если эти стойки раскрепляются на основные колонны. Можно считать, что они раскреплены основными колоннами, даже если бессвязевая система каркаса (с основными колоннами мю=2).

Я согласен, что нужно подходить к подобным расчетам с осторожностью, так как есть подводный камень - коэффициент глобальной запаса устойчивости СИСТЕМЫ (когда в системе возрастают все нагрузки однопараметрически) обычно в разы ниже, чем ЛОКАЛЬНЫЙ коэффициент запаса устойчивости колонны (полученный при возрастании продольного усилия только в рассматриваемой колонне при остальных расчетных нагрузках в стабильном состоянии).

Соответственно, я бы пользовался таким подходом только при обосновании гибкости малонагруженных элементов, далеких от потери устойчивости, чтобы не вызывать перерасход материала.
Ну или если Заказчик готов платить за снижение расходов там, где они явно не нужны.

P.S. При этом, оценка общей устойчивости системы при параметрическом возрастании ВСЕХ нагрузок должна быть обязательной (Куст≥3).

[ingt]

Сообщение от nickname2019 Прикладываю ЛИНЕЙНЫЙ расчет с обоснованием коэффициента расчетной длины колонны в составе рамы с жестким закреплением снизу и шарниром сверху МЕНЬШЕ ЕДИНИЦЫ. мю = 3,073/3,5 = 0,878, где 3,073 - расчетная длина колонны (элемент №2) после численного определения; 3,5 - геометрическая длина колонны между узлами. Если что-то еще непонятно, можете спросить. P.S. В ж.б. всё тоже самое, только жесткость колонны нужно брать с учетом физ. нелинейности. Т.е. коэффициент мю колонны в составе рамы с шарнирным креплением сверху может быть 1,6 и любым другим числом.

Может это и правильно. Но подойдет ли это в качестве обоснования расч. длин ЖБ колонн в экспертизе? Думаю, единственное что может считаться обоснованием - нелинейный расчет каркаса как есть (без махинаций со снижением жесткости "рассматриваемой" колонны).

----- добавлено через ~5 мин. -----

Сообщение от nickname2019 колонны, которые очень далеки от потери устойчивости

У таких колонн нет роста момента при их прогибе? Чем они отличаются от колонн, которые "НЕдалеки от потери устойчивости"?

[nickname2019]

Сообщение от ingt Может это и правильно. Но подойдет ли это в качестве обоснования расч. длин ЖБ колонн в экспертизе?

Зависит от компетенции эксперта.

Сообщение от ingt Думаю, единственное что может считаться обоснованием - нелинейный расчет каркаса как есть (без махинаций со снижением жесткости "рассматриваемой" колонны).?

Снижать жесткость колонны не нужно. Эффект достигается за счет рассмотрения "стабильных" загружений.

Сообщение от ingt У таких колонн нет роста момента при их прогибе? Чем они отличаются от колонн, которые "НЕдалеки от потери устойчивости"?

"Колонны, которые далеки от потери устойчивости" - которые при действующих расчетных нагрузках имеют большой запас по устойчивости. Соответственно, эти колонны могут "поддержать" рассматриваемую колонну, нагрузка в которой однопараметрически возрастает, в то время как в других колоннах усилия остаются стабильными.
Соответственно, "колонны, которые не далеки от потери устойчивости" - которые при действующих расчетных нагрузках имеют низкий коэффициент запаса устойчивости, поэтому "поддержать" рассматриваемую колонну не могут, так как их отклонение от положения равновесия не создает в колонне соответствующей реакции, существенно препятствующей воздействию.

[Ильнур]

Необрушающееся здание:

[ingt]

1. Почему центральные колонны большего сечения, если у них Lef одинаковая с крайними, а сечение подобрано по пред. гибкости?
2. Почему не сделать подколонник и колонну одинакового сечения (сейчас они почти не отличаются)?
3. В плитах фундамента жесткие вставки для красоты?
4. Какая доля обжатия в суммарных усилиях гор. связей?

----- добавлено через ~16 мин. -----
Проверьте ферму одну (без всех связей), т. к. обжатие поддерживает ферму.

[Кореш]

Почему не сделать подколонник и колонну одинакового сечения (сейчас они почти не отличаются)?

п. 5.4 Руководства по проектированию фундаментов на естественном основании под колонны зданий и сооружений промышленных предприятий указывает делать на 50мм больше колонны в каждую сторону.
Защитные слои могут быть разные, неудобно стыковать.

[ingt]

Сообщение от Кореш указывает делать на 50мм больше колонны в каждую сторону

Колонну можно от плитной части начать.

[Skovorodker]

Сообщение от Ильнур Необрушающееся здание:

А если бомбочкой его?

связей по верхнему поясу нет?

[Кореш]

Колонну можно от плитной части начать

Защитный слой может быть больше, требования по трещиностойкости выше, неудобно стыковать арматуру может быть, но вообще в западных проектах часто так делают.

[Skovorodker]

Кстати, если подколонник и колонну сделать одинакового сечения, не стоит ли расчетную длину колонны увеличить на высоту подколонника*Мю?
Мне кажется - стоит, что там грунт удержит?

[ingt]

Сообщение от Skovorodker Кстати, если подколонник и колонну сделать одинакового сечения, не стоит ли расчетную длину колонны увеличить на высоту подколонника*Мю? Мне кажется - стоит, что там грунт удержит?

Да, Lef будет от плитной части, даже без уменьшения подколонника. А раз так, то придется увеличить сечение колонн по условиям пред. гибкости.

[Ильнур]

Сообщение от ingt Почему центральные колонны большего сечения, если у них Lef одинаковая с крайними, а сечение подобрано по пред. гибкости?

Что значит вот это "если у них одинаково"? Они у Вас одинаковы, у меня нет. Центральные мю=2 для надежности, по периметру 1,5, согласно СП. Кроме того, у них сечения и нагрузки разные, соответственно они влияют друг на друга. Просьба не крутиться вокруг примитивных видений.

Почему не сделать подколонник и колонну одинакового сечения (сейчас они почти не отличаются)?

Так надо, товарищ. Партия и правительство...короче, это по технологии, так будет замононоличиваться в последовательности. Не фантазируйте нащОТ "от плиты льем, эльеф берем километр, сечение увеличиваем, опа-опа и т.д." Ничего не выравниваем, не подтесаем и вообще положи топор на место.
Там 4 м засыпки будет. После того как. Мильон кубов завоза. Уплотнение виброкатками 32 тн за питсот проходов. И т.д.

В плитах фундамента жесткие вставки для красоты?

Разумеется, мне нравится их цвет. Ну там параллельно я еще жб проверяю, чтобы два раза не вставать.

Какая доля обжатия в суммарных усилиях гор. связей?

Такая что какая разница. Модель максмально моделирует работу здания. Если Вам так и хочется вот это "обжатие" игнорить/обидеть/куда-то фсунуть, то это Ваше дело, тем более в СП есть такого рода слова об обжатии, и если их еще прочесть и понять не так, то да, Вам нужно "доли от обжатия" выжать из модели и занться вот этим:

Проверьте ферму одну (без всех связей), т. к. обжатие поддерживает ферму.

Я что на дурака похож, чтобы одну ферму проверять без связей? Она же упаде без связей.
И да - вместо 175 тонн без прогрессирующего стало 222 тонн стали. Прогрессирующее не повлияло на сечения (за исключением редких мест), а потребовало добавления леса ненужных в мирное время связей. Если даже бомбочкой, тохрен упадет. Ковровая бонбардировка разве что...
Осадка здания от 30 до 50 мм.
И да, для тех кто считает, что реактивный отпор возникает только при гигантских перемещениях, то это фатале эрроре в головах - не гигантских. Как грунт давит на стены, так и стена давит на грунт, как сказал бы Ньютон, оформляя свой третий закон.

[Бахил]

Сообщение от Ильнур Необрушающееся

Вот такая фигня и получается, когда "металлист" берётся за проектирование ж/б.

[ingt]

Сообщение от Ильнур И да, для тех кто считает, что реактивный отпор возникает только при гигантских перемещениях, то это фатале эрроре в головах - не гигантских. Как грунт давит на стены, так и стена давит на грунт, как сказал бы Ньютон, оформляя свой третий закон.

В фундаментах пассивное боковое давление учитываете? Или это по другому поводу написано?

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур Необрушающееся здание:

именно так я и представлял защиту от всего и вся, и от всех. А если серьезно шикарная защита от ПО , любой эксперт должен быть доволен, иначе только вырез помещений из сплошного металлического бруса

----- добавлено через 45 сек. -----

Сообщение от Бахил Вот такая фигня и получается, когда "металлист" берётся за проектирование ж/б.

опять недоволен что все хорошо?

[v.psk]

Сообщение от Ильнур Так надо, товарищ. Партия и правительство...короче, это по технологии, так будет замононоличиваться в последовательности.

да, очевидно - чтобы выставить опалубку.
...
остается маленький шаг до структурного покрытия

[Ильнур]

Сообщение от Бахил Вот такая фигня и получается, когда "металлист" берётся за проектирование ж/б.

Это чтобы мне настроение испортить. Это значит исчерпание 100% замечаний.
А кто сказал, что я "металлист", или "краснодеревщик"? Вот ты кто? Offtop: Правильно, никто. К слову, здесь больше стали, чем бетона. Здесь кстати больше всего завезенного грунта для отсыпки (~60 тыс. куб, или 3-4 тыщи рейсов самосвалов). Поэтому по Бахилу этот объект должен проектировать ... мм ... геодезист что ли получается?

В фундаментах пассивное боковое давление учитываете? Или это по другому поводу написано?

Это написано в целом, как сказал бы Ньютон.
Вот я хотел бы в целом услышать числено-убедительное обоснование неучета отпора грунта по граням столбчатого фундамента. На фоне того что на гранях сваи таки учитывается. Так же на подпорных стенах учитывается. И в целом он есть и учитывается. А так - типо-опа я игнорирую и какой же я молодец - так можно, да, я сам так делаю . Книжки же читаем...

[Бахил]

Сообщение от Ильнур Это чтобы мне настроение испортить.

Да. Чтоб крылья подрезать.

Сообщение от Ильнур К слову, здесь больше стали, чем бетона.

Я и говорю: "убожество".

Сообщение от Ильнур "краснодеревщик"

Да кто ж спорит? На стройке был плотник-краснодеревщик. Работал исключительно с красным деревом. А так, как на площадку красное дерево не подвозили...

[ingt]

Сообщение от Ильнур обоснование неучета отпора грунта по граням столбчатого фундамента

См. п. 9.23 СП 22 (можно ещё 9.20, 9.21, 9.22 СП 22, п. 6.2.17 и прочие пункты СП 381 для полноты картины). В Сорочане учитывается, если высота фундамента более ширины в 3 и более раз.
Хотя какой смысл? Если приняли мю=2, неучет пассивного давления даже не заметят. (Хотя при таких маленьких подошвах, если учитывать податливость основания, мю=2, наверное и получится).

[Ильнур]

Сообщение от ingt См. п. 9.23 СП 22 (можно ещё 9.20, 9.21, 9.22 СП 22, п. 6.2.17 и прочие пункты СП 381 для полноты картины).

Это мы читали 20 раз, еще когда начинали...там нет чисел, а есть "если более 0,01 (0,02)h. Это ценная мысль по результатам неких исследований, но не более того. Если конструкция высотой 10 м, то перемещение должно быть более 10 см, чтобы грунт начал отпираться. А если 1 м, то достаточно и 1 см. А если 0,1 м?

Сообщение от ingt В Сорочане учитывается, если высота фундамента более ширины в 3 и более раз.

Вот Сорочан он молодец, много хорошего понаписал.
Так же интересн момент с полами по грунту - если есть полы по грунту, то средние колонны относительно них могут шевелиться +/- 1...2 см (ширина борозды полной разрезки, случай со специальным ДШ не рассматриваем), усилия допустим порядка 2...4 тонны вбок, как сможет колонна продавить плиту еще на 1...2 мм, она массой (на 1 колонну выделеная) 30..40 тонн. Еще бывает разрезается вокруг колонн лишь на 1/3 с оставлением нижней арматуры пола. Она вообще неподвижная. Боковые усилия на уровне обреза не гигантские.
Все это не численно, как в п. 9.24 СП22.
Закопай бетонный куб в землю и попробуй сдвинуть - а я посмотрю, при каком давлении он сдвинется на начальные 1 мм.

----- добавлено через ~4 мин. -----

Сообщение от ingt ... Если приняли мю=2, неучет пассивного давления даже не заметят. (Хотя при таких маленьких подошвах, если учитывать податливость основания, мю=2, наверное и получится).

Примерно так, но там нужно учесть помощь системы связей по периметру. В принципе они не могут дать сдвинуться оголовкам как свободным. Кроме того, эксцентриситеты я вехде вел 100 мм. Хот яи узел такой, что две фермы на одну колонну опираются в голову колонны с точностью монтажа опрной детали (5..10 мм). На крайних е больше, но там и нагрузки в два раза меньше.

[ingt]

Сообщение от Ильнур нужно учесть помощь системы связей по периметру

В одной плоскости колонны.

[Skovorodker]

Сообщение от Ильнур И да - вместо 175 тонн без прогрессирующего стало 222 тонн стали. Прогрессирующее не повлияло на сечения (за исключением редких мест), а потребовало добавления леса ненужных в мирное время связей. Если даже бомбочкой, тохрен упадет. Ковровая бонбардировка разве что... Осадка здания от 30 до 50 мм. .

Это же Уфа? Там же карсты, не?

[Ильнур]

Сообщение от ingt В одной плоскости колонны.

Вы недополняли. В плоскости связи - это дураку понятно. Я имею ввиду нечто посложнее - учет КАКРАЗ стеснености двжиения бошек в ином направлении, чем просто "с плоскости связей". Этот вопрос уже был обсужден сто поств назад, и было пояснено, что совершенно свободными бывают только птицы в полете, флагштоки и колонны без свзей (что ВС, что ГС). Все иное можно и длжно учесться. Ленивым допускатся игнорировать, как и все остальное, что сложнее "куэльквадрат, с учетом 1,1, а так же +20% за маму, и +10% за маму". Этот вопрос неинтересный.
Гораздо интереснее вопрос - закрепляя плиту подошвы по Х, Y, мы создаем намного лучшую (в смысле обездвиживания) ситуацию, чем если бы не закрепляли так, а задали бы хоть какие постели боковым граниям. Вы как поступаете?

Это же Уфа? Там же карсты, не?

Да. И там карсты. Но локально разные. Под этим болотом отнесли к V. Провалы 6 м.

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур Провалы 6 м.

ну вот с учетом ПО мы сразу уже и карсты учли, так сказать двух зайцев разом

[ingt]

Сообщение от Ильнур закрепляя плиту подошвы по Х, Y, мы создаем намного лучшую (в смысле обездвиживания) ситуацию, чем если бы не закрепляли так

А что надо подвижки плиты по основанию учитывать? Они есть (с величинами влияющими на что-то)?
Я связью конечной жесткости узлы плит закрепляю. Жесткость от балды некоторая осязаемая, например, 1 мм от 100 кг. В реальности подвижек (деформаций) нет.

[Ильнур]

Сообщение от vedinzhener ну вот с учетом ПО мы сразу уже и карсты учли, так сказать двух зайцев разом

По ТСН РБ не положено делать расчеты на провал для V. А если заставят как-то, то это не совсем как ПО от агрессии, а удаление грунта. Фундамент 20 тонный потянет вниз.

А что надо подвижки плиты по основанию учитывать?

Почему нет? Если есть подвижки фундамена, надо учесть. Для чего нам велено верха считать совместно с ОиФ? Для игнора подвижек что ли?

Они есть (с величинами влияющими на что-то)?

А как же? Мы же не учитываем боковой отпор, и сдвиг не задаем. А на что это повлияет, рачет покажет.

Я связью конечной жесткости узлы плит закрепляю. Жесткость от балды некоторая осязаемая, например, 1 мм от 100 кг.

Я и говорю, георасчеты - это сплошное шаманство.

В реальности подвижек (деформаций) нет.

В реальности грунт напирает на бока. Но кто-то велит нам это игнорить. На всякий случай...вдруг недоуплотнят позухи...вдруг на марсе жизнь есть...
Вообще-то в реальности все движется, как сказал бы Томас Юнг, уточняя Ньютона.

[SergeyKonstr]

Сообщение от Ильнур В реальности грунт напирает на бока

Offtop: Если уж бок учитывать, то и подошву нужно

[Skovorodker]

Сообщение от Ильнур Да. И там карсты. Но локально разные. Под этим болотом отнесли к V. Провалы 6 м.

Хм, а как же вы изначально проектировали шаг центральных колонн 12м?

А провал ровно 6м, т.е. только одна колонна может проваливаться , а если четенько посредине?


Offtop: Что меня удивляет в расчете на карсты. Дают воронки 3, 4 метра... На практике, если провал, то там по-моему меньше, чем метров 10 не бывает.

[ingt]

Ильнур, путаете крен и сдвиг. Первое от вертикальных деформаций основания, второе от горизонтальных (в реальных фундаментах мало и ни на что не влияет).

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур А если заставят как-то, то это не совсем как ПО от агрессии, а удаление грунта.

ну таки тогда столбы надо мощными балками(лентами) объединить(перекрестно-ленточная система) и все будет в порядке, в смысле в порядке после расчета всего здания с основанием + карстовый провал(причем в любом месте как один из вариантов в углу), либо какие то мероприятия против этого дела, какие не знаю ни разу не делал. Очень хороший объект, каждый раз все интересней и интересней становится

[Ильнур]

Сообщение от SergeyKonstr Если уж бок учитывать, то и подошву нужно

Да, конечно.

а как же вы изначально проектировали шаг центральных колонн 12м?

Нет требования при V степени. Геологи пишут так, что надо считать на провал 6 м. Это неправильная запись.
Изначально сетку задавали "спортсмены". Которую АРх окончательно попортила. Потом пришло ПО, и все стало квадратиш/фантастиш.
Если геологи не уберут записи и эксперт велит пощитать на провал, то скорее выдержит эта паутина, для интереса обнулил постель под одним центральным - при полных расчетных перегруз связи 1,4. Чихня.vedinzhener знает толк в ПО.

Сообщение от ingt Ильнур, путаете крен и сдвиг.

ingt, не говорите такие слова. Иьнур не может путать крен с хреном и т.д. Вы вот какраз запутались - крен зависит ТОЛЬКО от вертикальных перемещений постели, ЕСЛИ не задавались постели вбок. Вы же вводите искусственный ограничитель перемесчения по горизонтали на глаз, по понятиям. И ваши фундаменты кувыркаются вокруг этого "якоря". Я же знаю, что никакие "податливые допустим" связи не ставятся, просто по Х, Y закрепляются в хлам и не заморачиваются. Я сам так делаю. "На деле подвижек-то нет, вон стоят и не двигаются". Как-то обнулились подвижки...
Если задать среду вкруг объемного тела как следует, то крен будет зависеть от ВСЕХ перемещений точек среды.
Вы игнорируете сопротивление грунтового массива сдвигу, при этом сам же его держите руками за хвост.
Вот в данном случае заякорив центр подошвы и больше ничего не задавая, мы имеем крен больше, а сдвиг на уровне подошвы около 0. Так же меньше смещение обреза. Если же убрать якорь рукотворный и ввести постелти боковые, то мы получим крен меньше, но смешения намного больше. Это миллиметры (5...15), но это ОФИГЕННО влияет на усилия в колоннах и далее.
Системы бывают очень чувствительными. Как вот в данном случае. Это когда на пару колонн накинута ферма, причем одна опора ОСВОБОЖДЕНА вдоль фермы , тогда да, можно хрен на все положить.

[ingt]

По постели понятно. Непонятно зачем как опасно играться (с боковой постелью), если даже мю=2 приняли. Вы эту насыпную постель не обоснуете в экспертизе (как и пассивное давление). (В пасс. давл. повышение УГВ учли)?

[Ильнур]

Сообщение от ingt По постели понятно. Непонятно зачем как опасно играться (с боковой постелью), если даже мю=2 приняли. Вы эту насыпную постель не обоснуете в экспертизе (как и пассивное давление). (В пасс. давл. повышение УГВ учли)?

Я уже говорил - если я введу боковые постели и уберу якоря, то станет хуже. Появятся реально существующие перемесчения, и наверху кое-кто покраснеет (связи).

В пасс. давл. повышение УГВ учли)?

Нет блин, проигнорировал. А вообще боковые постели не применяю всуе. В данном случае проверил на случай замечания экспертизы.
По карсту - геолог сказал, что написал так, потому что хотя в ТСН РБ и написано, что не надо, но в СП116 написано не совсем четко, там "в зависимости от результатов изысканий", поэтому и результат с перестраховкой. Для II-го уровня ответственности не делали никогда.
Пообещал переписать, "раз надо".
Если что, спецмеорприятия имеются, никто резко не провалится в преисподнюю.
Щас еще сейсмику откопают...

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур , поэтому и результат с перестраховкой.

посмотри мой пост 709, чтобы у эксперта не было претензий к карсту, а то увидит отдельные фундаменты засомневается в чем то, объединить фундаменты лентами+ верхушка от ПО, все надежно и все люди спасены на экстренный случай так сказать

[ingt]

Перечитал, но так и не понял как боковая постель может ухудшить работу?

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур Если что, спецмеорприятия имеются,

Ильнур если не жалко, можешь эти мероприятия выложить? для общего развития так сказать

[Ильнур]

Сообщение от vedinzhener чтобы у эксперта не было претензий к карсту, ...

Не, объединить - это на словах легко. Там еще пристрой двухэтажный 24 м на всю ширину 90 м, оси меж собой смещены на 3 м. Там получится лента, объединяющая блоки, и пипец системе - при объединени моделей произойдет передергивание обоих моделей, сверхусложения и т.д. Чем сложнее модели, тем ненадежнее результаты.
Геолог перепишет. Это лишь V категория, не нужно с ума сходить. Пусть этот грех на себя эксперт возьмет. Ему можно.
Да, между частями перепад 9 м, мю=5,5:

----- добавлено через ~7 мин. -----

Сообщение от vedinzhener Ильнур если не жалко, можешь эти мероприятия выложить? для общего развития так сказать

Это я здесь имел ввиду те же связи (усилив немного) от ПО, см. п.710.
А так - это в разделах ГП, ВиК, НВК и т.д. Короче, там на 30 м водоупор, а в 80 метрах гипс. Так вот, все что с водой связано, должно быть выполнено с повышенно йгерметичностью и т.д, дренаж территории, и что-то там еще, связанное с подтоплнием (рядом р. Дема). В-общем гипс не должен раствориться после ковыряний/строительсв на этой площадке. Пожарный водоем должен быть супергерметичным, а не просто полугерметичным как в обычных случаях. И т.д. Например нельзя пробурить временную скважину ф1 м на 80м и забыть про нее.
После прохождения экспертизы вышлю ПЗ-шки.

[nick.klochkov]

ага,
учитывая, все вышесказанное
предлагаю дополнительно создать что-то подобное форуму dwg, или на его базе (НО ТОЛЬКО ОТДЕЛЬНО!!!) ветку для мнс, пусть "тренируются"

[ingt]

По прил. Б СП 24 можно боковую постель принять.

[vedinzhener]

Сообщение от ingt По прил. Б СП 24 можно боковую постель принять.

начинается, здание стоит мертво и ничего не в состоянии его сдвинуть по горизонту, тчк

[Ильнур]

Сообщение от vedinzhener ...здание стоит мертво...

Позольте не согласиться, коллега. Мертво ничего не стоит. Это не я придумал, а Роберт Гук питсот лет назад.
Все подвижно. Даже жидкость сжимаема
Если серьезно, то как минимум крен фундамента/ростверка уже делает опоры здания подвижными по горизонтали.

Сообщение от ingt По прил. Б СП 24 можно боковую постель принять.

Можно, по В. Я принимал просто на глаз минимально, С1=100т/м3/С2=100т/м, ширина опирания=ширина стержня/тела. Это хуже чем какие-нить "текучемягкие" глины.

[ingt]

Сообщение от Ильнур принимал просто на глаз минимально

Если (по вашей версии) наличие боковой постели является более критичным случаем (С≠0), нежели ее отсутствие (С=нулю), то следует принимать максимальные ее значения, а не минимальные.

Сообщение от Ильнур С2

Это зачем?

----- добавлено через ~12 мин. -----

Сообщение от Ильнур ширина опирания=ширина стержня/тела

А не условная ширина по п. Б.5 СП 24?

[Ильнур]

Сообщение от ingt Если (по вашей версии) наличие боковой постели является более критичным случаем (С≠0), нежели ее отсутствие (С=нулю), то следует принимать максимальные ее значения, а не минимальные.

Нет, не следует. Вы недопоняли. То что написано выше про "более", следует понимать более правильно: если ставлю постель сбоку и убираю якорь (фиктивный, т.е. надуманный ), то фундамент оказзывается в резиновой среде. Чем жиже резиновое желе, тем хуже для всех.
И наборот: если мы втихаря подсовываем якоря, считая что "все же неподвижно же" , то нет смысла задавать боковые резины - это будет масло масляное.
Нужно придерживаться одной конкретной идеи - фундамент не едет потому что пригвоздили, или потому что в желе погрузили.

Это зачем?

Так надо. Такова теория.

Сообщение от ingt А не условная ширина по п. Б.5 СП 24?

Нет, не условная. А конкретная. Мы проектируем конкретно.
Но можно и условную. Для пущей легетимности.

[ingt]

Понятно. У вас фундамент на мягком льду, а по бокам желе. Почему вместо льда не использовать жесткость из 706 поста?

[Ильнур]

Сообщение от ingt Понятно. У вас фундамент на мягком льду, а по бокам желе. ...

Нет. У меня фундаменты в системе грунт...

Почему... не использовать жесткость из 706 поста?

Можно использовать любые методики. Начиная с самых примитвных до самых крученых. Я выбираю тот метод, который рентаблен в данной ситуации.
Чего и Вам желаю.
Вот в данном случае смещение и крен фундамента со внецентреной вертикальной нагрузкой (с моментом) и горизонтальной нагрузкой на уровне обреза главным образом зависят от бокового отпора.
Я бы посоветовал так же четчко различать таки ростверк на сваях и столбчатый фундамент на естественном основании.
Вопрос исчерпан.

[Ильнур]

На экспертизу:

[ingt]

Думаю, будут просить обоснование учета работы плиты пола в работе фундаментов (особенно в связевых блоках). И учет неравномерной осадки для усилий в верхних верт. связях по периметру.

[Ильнур]

Сообщение от ingt Думаю, будут просить обоснование учета работы плиты пола в работе фундаментов (особенно в связевых блоках). И учет неравномерной осадки для усилий в верхних верт. связях по периметру.

Плиты в модели нет - говорил же уже, что фундаменты в системе грунт. Это картина для наглядности. Осадки учитываются автоматически, т.к. все задано "как есть". К слову, осадки в модели сопоставимы с осадками по формулам СП.
Собственно, связи назначены из прогрессирующего обрушения - на них зависают соседние элементы при удалении колонны или основной связи по колоннам. Усилия в них в РАЗЫ больше, чем при основном сочетании.
Тут еще наоборот озвучиваются идеи (после того как подбили сметы), что конструктивные меропириятия против прогрессирующего обрушения излишни - жирные дяди будут порешать этот скользкий вопрос.

[Tyhig]

Фундаменты связевых колонн подозрительно похожи на прочие соседние. А горизонтальная сила, отрывы и т. п. ? Всё учтено ?
Учтён проезд транспорта в ворота и внутри на эпюры давлений фундаментов и несущую способность фундаментов ?
Учтено взаимовлияние фундаментов в кроссе ?
Учтено взаимовлияние от пристроев ?
Контролировался крен фундаментов сверх снип ?
Закладные детали колонн прямо все хорошо посчитаны и с запасом от 30% ?

Если колонны сборные, то рассчитаны стаканы ?
Если колонны сборные, то даны ли в рд метки осей ?
Если монолитные, то даны ли нахлёсты арматуры каждые 6-7 м высоты и рабочие швы ?
Рабочие швы колонн рассчитаны на срез ?

[ingt]

Сообщение от Tyhig Фундаменты связевых колонн подозрительно похожи на прочие соседние. А горизонтальная сила, отрывы и т. п. ? Всё учтено ?

Там учтена работа грунта по боковым поверхностям фундаментов как при расчете свай (только тут "вкопанная свая", а не просверленная или забитая). Кстати, тут тоже, думаю, у экспертов вопросы будут (а в случае правки фундаментов - и у заказчика).

[Ильнур]

Сообщение от ingt Там учтена работа грунта по боковым поверхностям фундаментов как при расчете свай...

Я сам столько не знаю о своих расчетах Вы меня поражаете способностью дистанционно видеть детали чужих расчетов. За 1500 км.
Если кому-то приведилось, что связевые не крупнее рядовых, то нужно наверно репу почесать не в сторону, что Ильнур кретино, а в строну "видимо что-то я не вижу", да?
Пофторно: данный объект был законструирован таким образом, чтобы противостоять прогрессирующему обрушению. Это значит, что может быть удалена ЛЮБАЯ одна колонна в ЛЮБОМ месте (я кстати удалил сразу три колонны и одну ВС, в трех удаленных друг от друга местах). Это значит, что усилия, несмотря на то в особом сочетании нагрузки существенно ниже, при удалении колонны усилия подскакивают локально в разы.
Например, обычный прасчет - связевый фундамент по обрезу вбок 12 тонн, рядовой - 3 тонны. Прикинули компактный рядовой, и вытянуто-расширенный связевый. Теппрь удалили колонну рядом с рядовой - усилие 10 тонн вертикально. Расширяем, унифицируем. наводим простоту и красоту - итог смотрим на рисунке и наслаждаемся. А не корчимся от изжоги наблюдая киш-миш и разнобой всевозможных типоразмеров фундаментов.
Думаем об технологичности. Мелочно-позорной экономией не заморачиваем людям головы -там и так уже много мельярдов ариори перерасходовано. Напрмер на борьбу с прогрессирующим. Или например на огнестойкость. И т.д.

[Tyhig]

Не всегда.
Пока видел два подхода, оба описаны на форуме.
1 - ломаем колонну или несущую стену длиной около 6 м по письмам, ТЗ, СТУ и т.п.
2 - ломаем мелочи (раскосы, связи, стойки ферм) по тем же письмам, ТЗ, СТУ.

Если в жилье, очевидно, что колонна/стена может упасть от взрыва газа, например. И прогрессирующее обрушение тут скорее благо, хоть и дороже на 10%-20%, наверное.

То в промке не всё однозначно. Там контроль, собственников обычно всего один или он всех бдит и выгоняет, если что. И тогда само обрушение менее вероятно. А из-за стальных каркасов со связями теряется смысл прогрессирующего обрушения в стиле "нельзя обрушаться" (ведь надо "обрушайся, но не всё").

[Ильнур]

Сообщение от Ильнур ...За 1500 км...

Вот если бы за 100-150 км, можно было бы понять.

[mainevent100]

Сообщение от Ильнур На экспертизу:

длина блока, вероятно, 6х10=60 м?
а под наружные стены, вероятно, планируются фундаментные балки, монолитненькие?
эксперт, вероятно: нужен температурный шов или обосновывающий расчет на температуру..

[vedinzhener]

Сообщение от mainevent100 нужен температурный шов или обосновывающий расчет на температуру..

Такой расчет ровным счетом ничего не прибавит для армирования фундамента, если считать что горизонтальные связи по низу фундамента таки имеют конечную жесткость, скажем равную трению ж/б по грунту, а не как я тут предлагал

Сообщение от vedinzhener начинается, здание стоит мертво и ничего не в состоянии его сдвинуть по горизонту, тчк

Ну если будут развлекать думаю Ильнур и на температуру сделает расчет

[mainevent100]

Сообщение от vedinzhener если считать что горизонтальные связи по низу фундамента таки имеют конечную жесткость, скажем равную трению ж/б по грунту

нарисовать-то, конечно, можно. Эксперт поставит галочку "выполнено" и вперед )

[Ильнур]

Сообщение от mainevent100 длина блока, вероятно, 6х10=60 м? а под наружные стены, вероятно, планируются фундаментные балки, монолитненькие? эксперт, вероятно: нужен температурный шов или обосновывающий расчет на температуру..

Правильные мысли. Сооружение из двух практически самостоятельных блоков - зальная 90х66 и двухэтажная 24х90. Автором проекта, профессиональным жб-шником , предусмотренео разделение не токмо меж двумя блоками (там 99% фундаментов даже раздельные, только 4 крайних слиплись подошвами), но и внутри блоков. По периметру блоков НЕТ никаких тяжеленно-глупых ранд-балок, кои классически фигачат под кирпичные стены или ж/б панели, а некоторые и до сих пор продолжают фантомно фигачить и под самонесущие сэндвичи (сейсмослучаи исключение).
Есть лишь отмостки и цоколя, никак не связанные с каркасом/фундаментами. Поэтому разделен пол. Зал на три части по 30х66, и низкая - по 24х30. Это полная разрезка с широким ДШ. То бишь это таки УСАДОЧНЫЕ швы, от чрезмерных растяжений пола. Далее пол рассечен неполной узкой разрезкой усадочными швами проив тресчин.
Что касается верхних частей, то стальная система не разделена на темпер-блоки, размер не превышает допустимые для стальных. Стальные не "усаживаются", если кто совсем узий ж/бшник.
Если потребуют, зделаем темпер-расчет на разширение/сужение крыши - при размере полблока в 45 м это 0,54 мм на 1 град от середины. При допустим дельта=30град это будет доп 16 мм. Чихня для колонн высотой 16 м. В низкой части - 7 м - то же. Основания не вольфрамовые, колонны как спички не переломаются от +16 мм, в то время как они по расчетам "ходят" на 50...60 мм.
Еще есть пожелания/предположения?
Хотя уже поздно, все ушло в экспертизу. Все позорное/глупое не вернуть, скоро все будет официально предано огласке, все увидят всю глубину несостоятельности автора, в рядах злопыхателей наступит грандиозное торжество с праздничными улюлюкиваниями - остается разве что приготовить мыло/веревку.

[mainevent100]

Сообщение от Ильнур скоро все будет официально предано огласке, все увидят всю глубину несостоятельности автора, в рядах злопыхателей наступит грандиозное торжество с праздничными улюлюкиваниями

вот это правильно! как будут замечания экспертизы, их нужно обязательно здесь опубликовать

Сообщение от Ильнур При допустим дельта=30град это будет доп 16 мм

разве расчетная дельта не около 50 градусов должна быть?

Сообщение от Ильнур Есть лишь отмостки и цоколя, никак не связанные с каркасом/фундаментами

цоколь представляет собой контурную подбалку плиты пола по грунту?

[Ильнур]

Сообщение от mainevent100 ..как будут замечания экспертизы, их нужно обязательно здесь опубликовать

Посмотрим, как я буду выглядеть в замечаниях. Если не опубликовал, значит ниже плинтуса как бы...

Сообщение от mainevent100 разве расчетная дельта не около 50 градусов должна быть?

Там можно прийти к разным темературам замыкания. Например учесть календарный график. Температура замыкания теплого контура бывает наихудшая, а бывает и наилучшая. Я так, 30 на глаз. Перемесчения малы - в принципе. Это не 150 мм например.

цоколь представляет собой контурную подбалку плиты пола по грунту?

Не так - цоколь два варианта - легкая облицовка навесная на панель, и кменная кладка на отмостку, не связана со зданием. И не контурная, там есть крыльца всякие, и цоколь разной высоты, утепление пола по контуру там же...это целая эпопея. Но отдельная. Туфтень невлияющая короче.
Пол лежит на грунте. Везде. По периметру - между грунтом и полом утепление.

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур Если не опубликовал, значит ниже плинтуса как бы...

Публикуй адекватные люди не будут язвить и посыпать твою голову пеплом, да и нам интересно что напишут . А я думаю что здесь коллектив в основном адекватный, ну разве что за редким исключением, но это можно пережить

[Ильнур]

Сообщение от vedinzhener Публикуй адекватные люди не будут язвить и посыпать твою голову пеплом...

Одно из замечаний, самое неожиданное (и праздничное ) из всех - красным мой ответ, там же черным предупреждение для ГИП о возможной ошибке эксперта:

[mainevent100]

Вот ведь эксперты ))
заранее подумал и учёл прогрессирующее, а он «куда спешишь, торопыга, я же тебе это замечание ещё не выкатил»

[Ильнур]

Сообщение от mainevent100 ...это замечание ещё не выкатил...

Будем послушать опровержение.

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур Одно из замечаний, самое неожиданное (и праздничное )

Ну и как вот с ними работать, а у меня по ФОК было замечание наоборот

[Ильнур]

Опровержение банальное - 2 февраля 2023 от р.х. ГОСТ был ОБНОВЛЕН!!! Об этом не только мало кто, но и никто не знает (с). П.5.2.6 ГОСТ27751 переписан так, что условие при >500 касается ТОЛЬКО многоэтажных.
Да и проектировали мы по ТЗ до этих переписываний в ГОСТ.
Вот я думаю, КАК эксперт узнал об этом изменении? Понятно что госэкспертиза получает ревизии нормативки официально и немедленно, но не до такой же степени...вот в данном случае разница в тексте всего в одном доп слове: "многоэтажных". Это что эксперты прямо сидят и круглосуточно в каждое новое слово вникают? Я подозреваю, что он написал не посмотрев на даты, т.к. при телефонном разговоре он оправдывался тем, что не думает, что у нас более 500 чел, типа поизучает часть ТХ детально, хотя в ТХ трибуны нарисованы в явном виде.
Теперь чобы оставить все без изменений, мы должны получить согласие Заказчика на снятие замечания по приоритету даты ТЗ. Но какой дурак откажется от экономии в 48 тонн мк? Но с другой стороны - это не наша ошибка (эксперт так и пишет "ошбочно", хотя знает, что мы РАБОТАЛИ до обновления ГОСТ, по уму вообще не должен писать про "ошибочно", максимум просто порекомендовать пересмотреть, пользуясь случаем.
Раз ошибка не наша, а так легли карты по датам, то Заказчик на радостях должен оплатить перепроектирование (например 100% , другие варианты к рассмотрению принимаем). Изменения будут в части КР и АР.

[ingt]

Сообщение от Ильнур приоритету даты ТЗ

В иных случаях дата заключения договора работает?

[mainevent100]

Сообщение от Ильнур П.5.2.6 ГОСТ27751 переписан так, что условие при >500 касается ТОЛЬКО многоэтажных.

высотой более двух этажей добавлено к пункту Б.2 - "Здания музеев, государственных архивов, административных органов управления, хранилищ национальных и культурных ценностей федерального и регионального уровней подчинения"
в пункте Б.3, касающегося "Зрелищных, спортивных, развлекательных объектов, торговых предприятий", этажность не менялась. Добавился в перечень "вокзалы и аэропорты".

[nickname2019]

п. 2 ПП РФ от 28 мая 2021 года N 815 - расписывается, какая документация по какому перечню нормативных документов должна проверятся в зависимости от даты заключения договора. Имхо, мнение Заказчика или Эксперта значения тут не имеют. Если Заказчик собирается заставить работать по конкретной версии ГОСТ - нужно вносить изменение в договор, если там этот ГОСТ не был прописан.

[vedinzhener]

Ну таки у нас еще и карст, можно сослаться на то что помимо собственно прогрессирующего обрушения для данного здания, это и есть противокарстовые мероприятия как бы

[Ильнур]

Сообщение от mainevent100 высотой более двух этажей добавлено к пункту Б.2 - "Здания музеев, государственных архивов, административных органов управления, хранилищ национальных и культурных ценностей федерального и регионального уровней подчинения" в пункте Б.3, касающегося "Зрелищных, спортивных, развлекательных объектов, торговых предприятий", этажность не менялась. Добавился в перечень "вокзалы и аэропорты".

Я не знаю, чего там где намешали, но вот выдержка из отписки эксперта:
Актуальный пункт 5.2.6 гласит:
«5.2.6 Расчет на прогрессирующее обрушение следует проводить для зданий и сооружений класса КС-3 и для многоэтажных зданий класса КС-2 с массовым пребыванием людей (см. Б.1 приложения Б). Для других ...".бла-бла.
Так что не нужно ПО.
А карст непричем, по нормам нет требования "пощитать на провалы".
Какой бардак...какйо бесконечный глупый хаос...лучше бы я маленьким помер.

[Старый Дилетант]

Сообщение от vedinzhener Ну таки у нас еще и карст, можно сослаться на то

Не надо дразнить гусей

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур Актуальный пункт 5.2.6 гласит: «5.2.6 Расчет на прогрессирующее обрушение следует проводить для зданий и сооружений класса КС-3 и для многоэтажных зданий класса КС-2 с массовым пребыванием людей (см. Б.1 приложения Б). Для других ...".

корректирую свой пост 743 ну вот как так работать с экспертами и нормотворцами, ежели у них 7 пятниц на неделе?

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от Старый Дилетант Не надо дразнить гусей

Дело не в гусях, человек, тобишь Ильур делал делал грамотно как полагается с ПО, а тут раз и мол это все лишнее, а у другого эксперта может быть иное мнение противоположное на 180 градусов, как простым смертным под весь этот бардак подстроится в итоге то? единственное что проектируется по тем нормам когда был заключён договор, значит на то время все сделано правильно, более того и здесь нет нарушения, т.к. все-равно выполняются требования ФЗ384, только в более жесткой форме так сказать, да есть условный перерасход на сегодняшний момент, но механическая безопасность здания не нарушена.

[Ильнур]

Сообщение от vedinzhener ... 7 пятниц на неделе...как простым смертным под весь этот бардак подстроится....

Тут еще мой гип позицию занял странную - "заказчик уже все оплатил, какие допы?" Крайне изумительная позиция.
Блин, обычные допы - форс-мажор - изменена основополагающая норма в период сдачи проекта. Ну и главное - если из-за этого форс-мажора светит экономия в целом что-то около 25-30 млн.R, какие еще могут быть стесненности/прблемы? Освобождаются мильоны - пируй скока хошь...
Непонятные люди. Может это не люди? А высаживающиеся из неопознанных шаров?

[vedinzhener]

Здесь надо убеждать эксперта что все сделано правильно и экономия не уместна, к тому же можно сказать что по сути мы выполнили требования на маловероятную нагрузку по сути по ФЗ 384, а если колонну взорвут, а там 500 душ в зале?

это 1, втрое см.п 751 упирать на то что изменения в нормах произошли после заключения договора, закон не имеет обратной силы. У тебя же та вроде АБК рядом, а какая этажность здания по ТЭПам? если АБК 2 этажа к примеру, то и все здание можно отнести к многоэтажным наверное

[Ильнур]

Да не...надо переделать все под нормальный вариант. Зачем миллионы в землю закапывать?
Это всем очевидно, это разумно, это по-людски.
И вроде очевидно, что переделка должна быть оплачена - но вот тут начинается ослепление, оглухление и непонимание. Редиски...не может же работник Балда есть одну тарелку супа три дня.

[Старый Дилетант]

Сообщение от Ильнур И вроде очевидно, что переделка должна быть оплачена

Вопрос - кем? Инициатива наказуема.

[Skovorodker]

Сообщение от Ильнур Да не...надо переделать все под нормальный вариант. Зачем миллионы в землю закапывать? Это всем очевидно, это разумно, это по-людски. И вроде очевидно, что переделка должна быть оплачена - но вот тут начинается ослепление, оглухление и непонимание. Редиски...не может же работник Балда есть одну тарелку супа три дня.

а если просто убрать избыточные связи?

[mainevent100]

Сообщение от Skovorodker а если просто убрать избыточные связи?

Вот и Заказчик так думает - зачем платить второй раз конструктору за тот же проект, надо-то всего лишь пару связей убрать ))

[Skovorodker]

Сообщение от mainevent100 Вот и Заказчик так думает - зачем платить второй раз конструктору за тот же проект, надо-то всего лишь пару связей убрать ))

Ну нужно и Заказчика понять, он совсем не при чем, что нормы на ходу меняются.
Не пересчитывать сечения, а просто убрать избыточные связи и рабочка существенно упростится, меньше узлов, закладных в колоннах и т.д. (т.е. по итогу меньше делать за те же деньги)

[Ильнур]

Сообщение от Старый Дилетант Вопрос - кем? Инициатива наказуема.

Кто инициирует правку ГОСТов, я не знаю. Но не думаю, что Минстрой или Разработчик ГОСТа "наказуемы".
А так - переделка НУЖНА Заказчику. Ему на руку ситуация с правкой ГОСТ. Он и должен платить за возможность сэкономить. Я не понял, а что тут непонятного по сути? По хронике событий никто ничего не инициировал и не нарушал. Просто появилась возможность упростить объект из-за свежей ревизии ГОСТ. Все крайне банально. Не нужно запудривать вхлам яснейшую картину.

а если просто убрать избыточные связи?

Даже если так МОЖНО было бы, то все равно нужно переработать все чертежи колонн, их около 10-15 видов из-за разных сечений и высот, и еще там закладные сидят 6-7 видов в разных количествах, их надо пересчитать. Да и расчетные длины колонн изменятся - нужно перезалить/перепроверить все расчеты. Проект - это же не Арх-порно-рисунки, чтобы "просто" перерисовать/закрасить...

надо-то всего лишь пару связей убрать

Там скорее колонны станут прямоуголными, т.к. явно будет раскрепления в одной и нераскрепления в другой. А это уже еще одна килотонна трудов - и армирование, и объемы...и фундаменты из-за выпусков изменятся, причем еще нужно будет обратить внимание на ориентацию, теперь же не квадраты...

Ну нужно и Заказчика понять, он совсем не при чем, что нормы на ходу меняются.

Т.е. Вы считаете, что ВСЯ ЭТА ЗАТЕЯ должна в рисках лечь не на Затейщика, а равномерно на всех по цепочке, в т.ч. на всех работников-Балдов? Но и это не главное - главное, чтомы НЕ ОБЯЗАНЫ переделывть проект согласно ГК - мы сделали все правильно - запись эксперта, что "расчет на ПО сделано ошибочно" - само ошибочно. Это ему в удовольствие так писать, видимо такова его гражданска япозиция, бог ему судья. Должен был написать так, как есть - "на момент проектирования ..но на момент экспертизы.." и т.д. Но у нас же сплошное косноязычие и хрен знает какой менталитет!!!
Но главное - теперь есть возможнсть Заказчику СЪЭКОНОМИТЬ 25-30 лимонов - что тут понимать??? Радуйся и скорее заплати сущие копейки людЯм. Так ведь?

Не пересчитывать сечения

Так не получится, да и мы так не шаманим. Все должно быть максимально честно, и вычищено в инженерном смысле, и на хорошем уровне. Это не комиксы, а инженерный проект.
В принципе речь о высокой части комплекса, с фундаментами. Все нужно переразработать заново. Это не 100% по этой высокой части, какие-то наработки будут использованы по проторенной, но почти все надо пройти еще раз. Возможно даже сечения ферм изменятся, я уже не помню как на них повлияло ПО. Кажется что нет, но НАДО же в этом убедиться! Даже на это надо убить время и нервы. А вот на распорки-прогоны и ГС точно влияет, их точно нужно уменьшить в сечениях.
Я уж не говорю, что даже задать ветровую на стержни нужно заново, т.к. разбивку колонн на уровне связей нужно местами ликвидировать, местами снизить, а трапециевидные нагрузки они в СКАД автоматом не "переползают", они создадут "ошибка в задании нагрузок..", т.к.координаты трапеции окажутся вне стержня.
Тыщу моментов. Это не в бирюльки играть...

[Skovorodker]

Сообщение от Ильнур Даже если так МОЖНО было бы, то все равно нужно переработать все чертежи колонн, их около 10-15 видов из-за разных сечений и высот, и еще там закладные сидят 6-7 видов в разных количествах, их надо пересчитать. Да и расчетные длины колонн изменятся - нужно перезалить/перепроверить все расчеты. Проект - это же не Арх-порно-рисунки, чтобы "просто" перерисовать/закрасить... Там скорее колонны станут прямоуголными, т.к. явно будет раскрепления в одной и нераскрепления в другой. А это уже еще одна килотонна трудов - и армирование, и объемы...и фундаменты из-за выпусков изменятся, причем еще нужно будет обратить внимание на ориентацию, теперь же не квадраты...

Я не понял тогда что-то. Это же экспертиза - стадия П. Какое армирование, какие выпуски, какие закладные? пару сечений по колоннам и фундаментам и все.

Сообщение от Ильнур А вот на распорки-прогоны и ГС точно влияет, их точно нужно уменьшить в сечениях.

так не хочет платить за переделку, то не надо менять те сечения которые избыточны, ну не сэкономит на материале - сам себе злобный буратино.

Сообщение от Ильнур Я уж не говорю, что даже задать ветровую на стержни нужно заново, т.к. разбивку колонн на уровне связей нужно местами ликвидировать, местами снизить, а трапециевидные нагрузки они в СКАД автоматом не "переползают", они создадут "ошибка в задании нагрузок..", т.к.координаты трапеции окажутся вне стержня.

Не понял, зачем разбивку колонн ликвидировать? пусть остаются разбитыми.

[vedinzhener]

Сообщение от Skovorodker Я не понял тогда что-то. Это же экспертиза - стадия П. Какое армирование, какие выпуски, какие закладные? пару сечений по колоннам и фундаментам и все.

Все дело в том что это для смет, т.к. объект с гос финансированием , то по факту делается рабочка с текстовой частью, а то потом начинается вот тута у нас 5 рублей появились на закупку того-то, того-то, а ну марш заново в гос.экспертизу. Там же если сметы не сойдутся по факту, начинается жесткая паника

[ingt]

Сообщение от Ильнур ветровую на стержни нужно заново, т.к. разбивку колонн на уровне связей нужно местами ликвидировать, местами снизить, а трапециевидные нагрузки они в СКАД автоматом не "переползают"

Почему трапециевидные ветровые, соотношения размеров здания вроде бы дают равномерную?

[Ильнур]

Сообщение от Skovorodker Я не понял тогда что-то. Это же экспертиза - стадия П. Какое армирование, какие выпуски, какие закладные? пару сечений по колоннам и фундаментам и все.

Не знаю, где это ТАКАЯ экспертиза, которая без армирования и т.д. выдает Заключение. Это как без армирования расчеты проверять? Класс бетона что ли "экспертизировать"? Даже расчет узлов ферм требуют. Не только укрупнительный стык на фланцах, а все. И теплотехнический расчет утепления цокольного узла. И т.д.

то не надо менять те сечения которые избыточны

Не получится - эксперт пишет по каждому поводу "в целях недопущения перерасхода." и т.д.

Не понял, зачем разбивку колонн ликвидировать? пусть остаются разбитыми.

Пусть не остаются, в постпроверках надо будет править расчетные длины и т.д. Да и к чему эти неуместные разбивки? И без этого анализировать сложно. Все надо заново, чисто. Иначе будет как в "тут не читаем, тут читаем, тут рыбу заворачивали".

Все дело в том что это для смет

Да нет, требуют детально. Вовсе не для смет. Для безопасности - дьявол в деталях.

Почему трапециевидные ветровые

Здрасьте...ветер с высотой меняется. Высота по парапету 17 м.
Что за вопросы детские...
Экспертиза тут не шухры-мухры, а в печень.

[vedinzhener]

Сообщение от ingt Почему трапециевидные ветровые, соотношения размеров здания вроде бы дают равномерную?

а пульсации? частоты поменяются или нет? может там еще 2 формы добавятся. При любом раскладе поменялась расчетная схема будь добр сделай заново расчет

[Ильнур]

Пульсации непричем. С высотой у нас в Башкирии ветровое давление меняется. В других регионах может не меняется, не знаю, откуда вАпрос. Еще при проектировании эйфелевой башни эпюра рисовалась переменной.
0,5,10,20... по формулам Kz.
И в школе рассказывают, что чем выше, тем ветрища мощнее.

[ingt]

Сообщение от Ильнур не знаю, откуда вАпрос

В СП 20 по-другому.

[Ильнур]

Сообщение от ingt В СП 20 по-другому.

Неправильный СП. Если d=99 м, то при h=98 м на высоте 5 м будет так же как на 98 м, в то время как они отличаются в 3 раза. Это 300%-я ошибка. Еще добавится пульсация соответсвенная. И не надо говорить, что это башня. Это здание однозначно. Я привык делать по СНиП, т.е. правильно. Эксперты не возражают. У нас в Башкирии правильная аэродинамика.
Вообще непонятно, Вы хотите сказать, что там нефиг делать? что я должен молча сесть вечером и к утру выдать новое здание?
К слову, эксперт после некоторых телодвижений ГИПа признал неправильность формулировки пункта замечания и переписал. Теперь на основании новой формулировки Заказчику предложена услуга по перепроектированию в сторону упрощения/экономии, за сущие "полмильона".

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур Заказчику предложена услуга по перепроектированию в сторону упрощения/экономии, за сущие "полмильона".

ну вот уже деловой разговор пошел

[ingt]

Сообщение от Ильнур Неправильный СП. Если d=99 м, то при h=98 м на высоте 5 м будет так же как на 98 м, в то время как они отличаются в 3 раза. Это 300%-я ошибка.

1. Смысл имеется: ветер перед препятствием создает область повышенного давления (в т. ч. на карнизные свесы кровли и поверхность земли (или кровли) вблизи стены здания). Если здание узкое, то такое невозможно, поскольку потоки легко уходят по сторонам.
2. По СП 20 нагрузка больше.
3. Может стать замечанием.

[Ильнур]

Сообщение от ingt Смысл имеется: ветер перед препятствием создает область повышенного давления (в т. ч. на карнизные свесы кровли и поверхность земли (или кровли) вблизи стены здания). Если здание узкое, то такое невозможно, поскольку потоки легко уходят по сторонам. По СП 20 нагрузка больше. Может стать замечанием.

Парирую:
-Смысл чисто философический - не может ветер создать "область 98х99" перед всем зданием. Ветер не компрессор, а атмосфера не надувной матрас. Да, некая неравномерность создатся, но чтобы на 99х98 в каждой точке давило ОДИНАКОВО, такого не может быть. Это внутри мяча все равномерненько...
-Больше не значит правильнее, просто перестраховка. Перестраховка бывает и от глупости и от мудрости.
-Может. Но не станет - наоборот, нормальные люди рады видеть нормальные эпюры, а не инфантильные прямоугольники.
Я вообще считал с самого начала, что это ошибка в новом СП, и будет исправлена. А оно до сих пор живет.

деловой разговор

Еще неизвестно, чем закончатся эти "деловые" разговоры. Нынче все юристы и пашаевы.

[Skovorodker]

Сообщение от vedinzhener Все дело в том что это для смет, т.к. объект с гос финансированием , то по факту делается рабочка с текстовой частью, а то потом начинается вот тута у нас 5 рублей появились на закупку того-то, того-то, а ну марш заново в гос.экспертизу. Там же если сметы не сойдутся по факту, начинается жесткая паника

Гос.объекты это понятно, с ними связываться... Это же жулье.

Сообщение от Ильнур Не знаю, где это ТАКАЯ экспертиза, которая без армирования и т.д. выдает Заключение. Это как без армирования расчеты проверять? Класс бетона что ли "экспертизировать"? Даже расчет узлов ферм требуют.

Открываем 87е постановление и видим, что ничего этого не требуется, и расчетов тоже не требуется.
Понятно, что не стоит вставать в позу и на это упирать. Но не давать же полное армирование 17 колонн для экспертизы? Просто по одному сечению для средней и крайне колонны. Больше вываливаемой информации - больше по ним может быть вопросов, и ладно если они обоснованы, но эксперты любят задавать вопросы основанные на своей кривой интерпретации норм, с продолжением доказать, например, что балка не является верблюдом и на нее не распространяются требования по удою скота.
Про узлы ферм даже удивили, 80% в принципе не знает, что какие-то узлы надо считать.

[ingt]

Сообщение от Ильнур Да, некая неравномерность создатся

И создается как раз в углу (снизу). В итоге примерно равномерно по высоте.

Сообщение от Ильнур А оно до сих пор живет.

Нагрузка на карнизный свес имеется в еврокодах и равняется давлению на стену.

[mainevent100]

Сообщение от Ильнур Заказчику предложена услуга по перепроектированию в сторону упрощения/экономии, за сущие "полмильона".

Предложить сэкономить 20 млн, заплатив сначала полмиллиона (классический развод ) - надо бы сначала в формулировке разобраться. Я в новом ГОСТ не нашёл зависимости прогрессирующего от этажности. Как бы не получилось, что перепроектировали за полмиллиона, а другой эксперт начал бы просить прогрессирующее ))) неудобно выйдет

[jopt]

Сообщение от mainevent100 зависимости прогрессирующего от этажности

Зависимость есть. В приложении Б, определяющем массовость нахождения :"Б.1 Здания (жилые, офисные, административные, общественные и др.) высотой 5 этажей и более.". Но, с другой стороны, есть и :"Б.10 Любые здания и сооружения с помещениями, в которых могут находиться 100 человек и более."

[Skovorodker]

Сообщение от mainevent100 Предложить сэкономить 20 млн, заплатив сначала полмиллиона (классический развод ) - надо бы сначала в формулировке разобраться. Я в новом ГОСТ не нашёл зависимости прогрессирующего от этажности. Как бы не получилось, что перепроектировали за полмиллиона, а другой эксперт начал бы просить прогрессирующее ))) неудобно выйдет

Запросто.
Эксперты очень часто действуют по классическому анекдоту - "Почему в шапке? Почему без шапки?"

[vedinzhener]

Сообщение от jopt "Б.1 Здания (жилые, офисные, административные, общественные и др.) высотой 5 этажей и более.". Но, с другой стороны, есть и :"Б.10 Любые здания и сооружения с помещениями, в которых могут находиться 100 человек и более."

никакого противоречия если более 5этажей ПО, если меньше этажей но есть помещение в 100 человек тоже ПО, противоречие в новой фразе по тексту про многоэтажность. На самом деле эта фраза противоречит духу так сказать нормы, т.е. если 3 этажа и в одном из залов 101 ч. надо на ПО считать, но если одноэтажное здание и в нем в зале 802ч. то не надо...л..логика блин

[mainevent100]

5 этажей это для жилья. Тут ФОК с количеством человек более 500. Этажность не должна влиять. На какое конкретно обновление ссылается эксперт?

[vedinzhener]

так еще раз читаем внимательно п 5.2.6

5.2.6 Расчет на прогрессирующее обрушение следует проводить для зданий и сооружений класса КС-3 и для многоэтажных зданий класса КС-2 с массовым пребыванием людей (см. Б.1 приложения Б). , т.е. это касается зданий по прил. Б1, а именно
Б.1 Здания (жилые, офисные, административные, общественные и др.) высотой более 5 этажей.

Но у нас то
по Б.3 Зрелищные, спортивные, концертные, развлекательные объекты, вокзалы, аэропорты, торговые предприятия в том случае, если:

- количество находящихся в них людей составляет 500 человек и более;

- количество людей, находящихся на прилегающей территории превышает 10000 человек.

Вывод: никакого значения про многоэтажность наше здание не имеет в данном котексте, а эксперт сморозил дуру

[Бахил]

Сообщение от vedinzhener высотой более 5 этажей.

Ха! А если одноэтажное высотой 15 м, то тоже входит в высоту "5 этажей"?

[mainevent100]

Сообщение от vedinzhener и для многоэтажных зданий класса КС-2 с массовым пребыванием людей (см. Б.1 приложения Б).

Может, это имелось ввиду? Раз здание не многоэтажное, то пункт Б не смотрим вообще? )
Разве в прошлой редакции пункта 5.2.6 не такая же формулировке была? Вроде изм1 не касался этой формулировки

[Ильнур]

Сообщение от Skovorodker ...Открываем 87е постановление и видим, что ничего этого не требуется, и расчетов тоже не требуется.

Требуется. Не первый век плаваем. Да и чушь это - не надо расчетов. С ума что ли сошел...

Сообщение от Skovorodker .Про узлы ферм даже удивили, 80% в принципе не знает, что какие-то узлы надо считать.

Понятно что 80% ничего про экспертизу не знают. А талдычат...

создается как раз в углу (снизу). В итоге примерно равномерно по высоте.

Да-да.."примерно-равномерно...не смеши мои аэродинамические тапочки.

Нагрузка на карнизный свес имеется в еврокодах

В евро много какого лгбт имеется. Тут парапет обыкновенный. Какой-такой свес-шмес?

надо бы сначала в формулировке разобраться. Я в новом ГОСТ не нашёл зависимости

Щас, вот я все брошу и начну в формулировки вникать. Пусть экспет роется. У него гособеспечение свежими нормами. Вот тут на форуме ни у кого даже нет редакции от 8 февраля, а роются...в чем роются интересно

На какое конкретно обновление ссылается эксперт?

Выше написал - от 8 февраля. И замечание выложил.
Нужно читать официальную свежую редкцию, а не что попадется под руку в инете. У меня нет доступа к свежим базам, и не надо. Не мой это вАпрос - мне есть каким трещинообразованием или там расчетом узла ГСП-фермы заняться . Не говоря о терморасчете цокольного узла утепления...вручную изополя вычислять, ага. Замечание же надо снимать.

[And_T]

Наверное оно:
https://protect.gost.ru/document.asp...t=15&id=249345
Там еще в задание на проектирование по новой редакции можно внести хотелку по расчету на обрушение-заказчика то же можно спросить, надо это ему или нет

----- добавлено через ~6 мин. -----
Забавно, как ГОСТ говорит смотреть нормы проектирования по требованию на расчет, а нормы проектирования, тот же СП385, переводит срелки обратно на ГОСТ. Круг замкнулся

[mainevent100]

And_T, ну правильно в пункт 5.2.6 добавили слово «многоэтажные».

----- добавлено через ~1 мин. -----
Двухэтажные относятся к МНОГОэтажным?

[And_T]

Сообщение от mainevent100 And_T, ну правильно в пункт 5.2.6 добавили слово «многоэтажные». ----- добавлено через ~1 мин. ----- Двухэтажные относятся к МНОГОэтажным?

Наверное хотели просто вместо КС-2+все приложение Б, сделать КС-2+только Б.1. Остальное из Б в определенных случаях. Но получилось, конечно, корявенько. Как мы любим

[Ильнур]

Сообщение от mainevent100 ...Двухэтажные относятся к МНОГОэтажным? ...

Ответ на такой сложный вопрос знает только эксперт 88-го уровня.
А я считаю, что по ГОСТ, если читать правильно, самостоятельные в конструктивном плане части здания рассматриваются отдельно. Например тут - высокая зальная часть - это одноэтажное сооружение, рассматриваемое на ПО отдельно, т.е. обрушается отдельно. Двухэтажная часть - аналогично. При этом кол-во потенциальных жертв рассматривается так же отдельно. В зальной части - более 500, но здание явно не многоэтажное.
Двухэтажная часть - менее 500 чел, но так же и она не многоэтажная. Много этажей - это очень много этажей, а не пара и не три.
Нужно придерживаться вот такой системы, если нет иного:
малоэтажная - 1-4 этажа (с учетом мансарды);
среднеэтажная - 5-8 этажей;
многоэтажная - 9 этажей и выше.
В СП ОВ вроде фигурирует "многоэтажные - 2 и более", но не будем же мы придуриваться, цепляясь за что угодно не по теме, так ведь?

[p_sh]

Сообщение от Ильнур Двухэтажная часть - менее 500 чел, но так же и она не многоэтажная. Много этажей - это очень много этажей, а не пара и не три. Нужно придерживаться вот такой системы, если нет иного: малоэтажная - 1-4 этажа (с учетом мансарды); среднеэтажная - 5-8 этажей; многоэтажная - 9 этажей и выше.

как обычно все дело в точности измерений, и все они имеют место быть.
самый осторожный - бинарный вариант: 1, много;
ваш вариант: мало, средне, много;
еще мильен вариантов с полуприставками и недосуффиксами: супер , архи, пере, очень много, не очень много...

[mainevent100]

Сообщение от p_sh еще мильен вариантов

вот я понимаю, когда пишут новый ГОСТ или СП, могут быть какие-то сомнительные трактовки.
но тут добавляют ОДНО СЛОВО в пункт, который до этого 10 лет функционировал. ведь в голове у автора была какая-то мысль, на какие здания он хочет распространить эту корректировку. почему нельзя написать по-человечески...

[p_sh]

Слово само в себе порочно т.к. несет переход от конкретного к идеализированному (вот зачем я это сказал?): палец указывает на Луну, но не является ей (КО).
Как только из слов начинаем что-то собирать, так сразу же выползают куча смыслов. По идее нужны бы комментарии к (типа пособий), но это может только усугубить проблему.
Текст должен быть наполнен смыслом в сообществе: выработан ответ на вопрос как это понимать? Что в данной теме и происходит. Т.к. те, кто столкнется с данной проблемой впервые, попробуют найти это понимание например здесь.
Один из ярких примеров СП 24.13330.2011:
"7.5.12 Для сооружений геотехнической категории 3 расчет ростверков
большеразмерных свайных фундаментов следует использовать нелинейные
модели."
И поди разбери, что можно считать нелинейной моделью, а что еще нельзя. Какова степень нелинейнизации? Например: ограничить несущую способность сваи нелинейным шарниром уже нелинейная модель или еще не очень?. И для 120 лет назад может быть это вообще самая супер нелинейщина, а сейчас...
К примеру, решение по некоторым линейным моделям могут быть в запас по сравнению некоторыми нелинейными, и в чем смысл тогда более сложные объекты считать по менее осторожным моделям?
А может быть и наоборот: некоторые линейные модели уже "морально" устарели и, конечно, следует отдать предпочтение решению на самых простых нелинейных моделях.

Замечено что п 8.8 б) СП 22.2011 у проектировщиков вызывает затруднения в понимании, что же это за нагрузка такая, приложенная с эксцентриситетом на сваю:
"8.8 Сопряжение свайного ростверка со сваями допускается
предусматривать как свободно опирающимся, так и жестким.
Свободное опирание ростверка на сваи должно учитываться в расчетах
условно как шарнирное сопряжение и при монолитных ростверках должно
выполняться путем заделки головы сваи в ростверк на глубину 5-10 см.
Жесткое сопряжение свайного ростверка со сваями следует
предусматривать в случае, когда:

б) в месте сопряжения сжимающая нагрузка, передаваемая на сваю,
приложена к ней с эксцентриситетом, выходящим за пределы ее ядра
сечения;"

Некоторые полагают что это реакция от ростверка... хотя, конечно, это не так.

Или ранее замеченная высота в 5 этажей???!
"5.2.6 Расчет на прогрессирующее обрушение следует проводить для зданий и сооружений класса КС-3 и для многоэтажных зданий класса КС-2 с массовым пребыванием людей (см. Б.1 приложения Б). , т.е. это касается зданий по прил. Б1, а именно
Б.1 Здания (жилые, офисные, административные, общественные и др.) высотой более 5 этажей."

[vedinzhener]

Сообщение от mainevent100 ведь в голове у автора была какая-то мысль, на какие здания он хочет распространить эту корректировку. почему нельзя написать по-человечески...

там все четко указано для приложения Б1, а не для всего ПРИЛОЖЕНИЯ Б см. мой пост 778 там эксперт походу тупанул, а теперь заднюю включить не может, а потом когда включит или более старший подскажет и вернут все в зад в итоге

[Ильнур]

Сообщение от mainevent100 ...но тут добавляют ОДНО СЛОВО в пункт, который до этого 10 лет функционировал. ведь в голове у автора была какая-то мысль, на какие здания он хочет распространить эту корректировку. почему нельзя написать по-человечески...

Типа "Я с самого начала придерживался какого-то плана, но потом все пошло иначе". Мысль походу была туманной...

эксперт походу тупанул, а теперь заднюю включить не может

Он поторопился в любом случае, не заметил даты изм. Но и на деле не может просто снять замечание, и пока написал локальное замечание типа "не снимается, будет уточнено после корректировки ТХ, т.к. к ТХ есть замечания". С ним проведена воспитательно-патриотическая работа, в итоге он снимет замечание не ПОТОМУ ЧТО был некорректен, а ПОТОМУ ЧТО мы исключили расчет на ПО (пользуясь измом), вернее в ТЗ нет и не будет записи о необходимости ПО. Во как ловко
Тем не мене ты частично прав - если читать ГОСТ с измами правЕльно, то ПО нужно, но только если прописать в ТЗ. У нас в ТЗ не прописано (не потому, что Заказчик мудрый, а потому что до 8 февраля это нужно было само собой и без ТЗ - так было прописано в п.5.2.6).
По поводу аэродинамики - в Уфе упал один минаретный купол мечети Ар-Рахим. Все, в тч МЧС, пишут, что упало из-за сильного ветра , и только один муфтий написал правильно - "из-за хреновости крепления" (не дословно).

[Ust]

Подскажите каким значением ограничен поворот. Как вычислить это значение?

[ingt]

Это никто не знает, поэтому тема такая длинная.

[Ильнур]

Сообщение от Ust Подскажите каким значением ограничен поворот. Как вычислить это значение?

Имено об этих вещах вся тема. Ответа нет.
Мы с экспертом договорились, что центральные колонны в фундаменте защемлены жестко, наверху ограниченно-смещаемо, поэтому мю=1,5 - на данный момент связей по центральным колоннам нет. Учтена система ГС по кровле по всему периметру, замкнутая на ВС по 4-м граням здания.
По крайним договорились 1,5 (из стены), и 0,9 вдоль стены (есть ВС). За физическую длину договорились брать только колонну, без учета столба фундамента.
Собственн, эксперта не сильно волнует значение мю, а лишь их соотношения. Колонны все равно проверяются в 77 разных ипостасях...
В-общем, абсолютных защемлений и несмещений не бывает, и надо брать худшее, если предстоит экспертиза, если даже очень хочется считать досаточно неподатливыми. Если без экспертизы - то из собственных анализов перемещений и т.д.
Но вот если по ряду колонн есть ВС, то эксперту сложно будет написать, что верх колонн таки смещается, в силу податливости и т.д. Существенную (влияющую) податливость фундамента труднее опровергнуть, но в большинстве случаев все-таки защемление колоны в фундаменты принимается как идеальное.
К слову, вот в данном сооружении разница в результатах расчета с ОиФ и без несущественна - усилия меняются на несколько процентов, заметно меняется только усилие N в ВС. Т.е. податливость фундаментов можно сказать невлияющая. Другими словами - если защемление колонны в фундаменте принять неподатливым, то это будет намного ближе к исине, чем если считать частично-податливой ( и соответственно выбрать мю пбольше).

[mainevent100]

Ильнур, какое сечение колонн в итоге при мю=1,5? 900х900?

[ingt]

Сообщение от Ильнур К слову, вот в данном сооружении разница в результатах расчета с ОиФ и без несущественна

Думаю, потому что система фактически связевая и моменты в колоннах малы. Мю будет только на габарит сечения влиять по пред. гибкости, арматура по мин. проценту.

[Ильнур]

Сообщение от mainevent100 Ильнур, какое сечение колонн в итоге при мю=1,5? 900х900?

700х700. Мю=1,5, лямда=120, Lфиз=16м. Это центральные колонны, они не гнутся практически. Армирование 0,5%. Эксцентриситеты 100 и 100 мм, от ц.т. арм. до грани 60 мм (огнестойкость). Арматура 20 и 22, где как. В низкой части есть и ф16.
Гораздо сложнее с периметральными. По той стене, что параллельно фермам, ничего не напрягается толком, сечение 700х450. А вот те же сечения по торцам, где фермы опираются, напрягаются мощно, на изгиб, правда только у корня.
Заколебался унифицировать. Но победил с самооценкой 4с +.
Фундаментов дохрена типов получилось...
Гидростатическое давление у основания 16м-й опалубки 40 т/кв.м. прописал типа заливать с захватками 2 и более по высоте. Эксперт писал что-то насчет предоставить сраффку от Заказчика нащот согласия заливки колонн высотой 16 м.
Упрощение без ПО вылезло лишь примерно в 8 млн. руб. 25-30 млн - это была переоценка.
Но без ПО зал не окутан жуткими связями. Картина другая.

[Skovorodker]

Сообщение от Ильнур 700х700. Мю=1,5, лямда=120, Lфиз=16м. Это центральные колонны, они не гнутся практически. Армирование 0,5%. Эксцентриситеты 100 и 100 мм, от ц.т. арм. до грани 60 мм (огнестойкость). Арматура 20 и 22, где как. В низкой части есть и ф16.

Арматура в углах по высоте колонны меняется? Делать что ли нечего там?

"Арматура 20 и 22, где как." Вам там медаль выдадут за сэкономленные 58 килограмм?

На стройке будут счастливы все перепутать.

[Ильнур]

Сообщение от Skovorodker Арматура в углах по высоте колонны меняется? Делать что ли нечего там?

Вопрос малопонятен - в каких углах? Углах сечения колонны? В колоннах в углах здания? А так - глупый вопрос, делать есть чего разумеется. К слову - по высоте сильно меняется момент в торцевых колоннах, и там соответственно армирование у основания (до 4-х метров) существенно гуще.
Мы проектируем качественно, и тебе советуем. Хотя видно, что уже бесполезно что-либо советовать.

"Арматура 20 и 22, где как." Вам там медаль выдадут за сэкономленные 58 килограмм?

Не видя сути, нельзя делать комментарии, глупо звучит. С ПО основная арматура была 22 в обоих частях здания. Без ПО в высокой части основной арматурой стала 20, не говоря уже об количестве стержней. В итоге переделок объем бетона на фундаменты и колонны уменьшился на 260 кубов, арматуры - на 21 тонну. Мне дадут две медали. Третью дадут за МК, там около 48 тонн намечается.

Сообщение от Skovorodker На стройке будут счастливы все перепутать.

Практически строятся два разных здания. Трудно будет перепутать хрен с пальцем.
Мы делаем все как надо. А не чиркаем глупые комиксы...без расчетов .

[mainevent100]

Сообщение от Ильнур Армирование 0,5%.

подозрительная фраза. Расплывчатая формулировка в стиле составителей СП
0,5% по каждой грани или сумма всей арматуры в сечении?
по конструктивным требованиям для такой гибкости минимальный % армирования 0,25% для грани:
0,25%*bh0=0,25%*70*63=11 см2 (4d20)
вероятно, все-таки имелся в виду суммарный процент, то есть в сечении 0,5%*70*70=24,5 см2 (8d20 всего, 3d20 по каждой грани)

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур Мне дадут две медали. Третью дадут за МК, там около 48 тонн намечается.

таки по мимо медалей за переделку хлеб с икрой дадут все-таки? ну то бишь за доп работы оплата будет , если не секрет конечно

[Ильнур]

Сообщение от mainevent100 подозрительная фраза. Расплывчатая формулировка в стиле составителей СП 0,5% по каждой грани или сумма всей арматуры в сечении? по конструктивным требованиям для такой гибкости минимальный % армирования 0,25% для грани: 0,25%*bh0=0,25%*70*63=11 см2 (4d20) вероятно, все-таки имелся в виду суммарный процент, то есть в сечении 0,5%*70*70=24,5 см2 (8d20 всего, 3d20 по каждой грани)

Это суммарно к сечению, но не строго. Если следовать строго СП, то начинается с "для сжато---" и заканчивается "...в два раза больше".
А в расчете одной стороны берется не чистое сечение, а лишь отседово дотудово. А раз это удваивается, то получается не совсем к чистому сечению.
В-общем, по СП арматуры в колонне должно быть дофигище, невзирая.

хлеб с икрой дадут все-таки?

Да, конечно. Это же ацкая работа. Вот итог на данный час: высвободилось 21 тонна арматуры, 63 тонны проката и 260 кубов бетона. С работой это десяток миллионов.
Могли бы и два раза больше подкинуть. А то и три..."три магнитофона, три камеры заграничных..."

[Skovorodker]

Сообщение от Ильнур Не видя сути, нельзя делать комментарии, глупо звучит. С ПО основная арматура была 22 в обоих частях здания. Без ПО в высокой части основной арматурой стала 20, не говоря уже об количестве стержней. В итоге переделок объем бетона на фундаменты и колонны уменьшился на 260 кубов, арматуры - на 21 тонну. Мне дадут две медали. Третью дадут за МК, там около 48 тонн намечается. Практически строятся два разных здания. Трудно будет перепутать хрен с пальцем. Мы делаем все как надо. А не чиркаем глупые комиксы...без расчетов .

"700х700. Мю=1,5, лямда=120, Lфиз=16м. Это центральные колонны, они не гнутся практически. Армирование 0,5%. Эксцентриситеты 100 и 100 мм, от ц.т. арм. до грани 60 мм (огнестойкость). Арматура 20 и 22, где как. В низкой части есть и ф16."
Вот как это можно понять? Я понял, что это написано было о центральной колонне и еще в нижней части колонны почему-то аж 16я арматура...

[tigra-18]

Offtop:

Сообщение от Ильнур Вот итог на данный час: высвободилось 21 тонна арматуры,

- наши эксперты и застройщики, такого ответственного Ильнура, ссаными тряпками бы выгнали за такие жб колонны - где это видано чтоб колонна 700*700 всего 8ф20 имела, для такого сечения минимум 28 шагом 100 снизу до верху(а то мало-ли что), или для такого армирования сечение 400*400 максимум.

[Ильнур]

Вот как это можно понять?

Кто задавал вопрос, на который я ответил, понял как надо. Это описание "граничных", или фиксированных границ, аналог красных линий.

Сообщение от Skovorodker ...в нижней части колонны почему-то аж 16я арматура...

Неправильно понял. Вообще. 16-я арматура не присутствует вообще в высокой части здания. Есть низкая полуторэтажная часть, и там есть колонны высотой 8 м и 3 м.
Не нужно пытаться что-то киритковать, не видя проекта и расчетов. Можно лишь:
1. Наслаждаться созерцанием красивых видов сооружения;
2. Записывать сообщаемые числа как контрольные для оценки своих проектов;
3. Задавать конкретные вопросы.

- наши эксперты и застройщики, такого ответственного Ильнура, ссаными тряпками бы выгнали за такие жб колонны - где это видано чтоб колонна 700*700 всего 8ф20 имела, для такого сечения минимум 28 шагом 100 снизу до верху(а то мало-ли что), или для такого армирования сечение 400*400 максимум.

"Ваши" походу и повыгоняли норм-спецов. Ссаными тряпками. Остались чорт знает кто. Хотя вам можно и простиь - у вас же сплошь сейсмика. А сейсмика она мутная очень, мутность ж/б умножается на мутнось сейсмики, и рождаются монстры.
У нас застройщики/заказчики за каждый гвоздь дрожат. А из основные замечания эксперта звучат так: "во избежание необоснованного удорожания строительства...". Так что тут тебе не здесь.
К слову, а три медали нельзя на один орден поменять? С учетом неимоверных потуг по недопущению удорожания.

[tigra-18]

Offtop:

Сообщение от Ильнур Хотя вам можно и простиь - у вас же сплошь сейсмика.

- с чего это вы так решили, нет у нас сейсмики никакой. Зато есть вот такие эксперты и застройщики-инвесторы, поголовно Почетные строители, многие даже СССР. Как привыкли приписками заниматься в свое время, так продолжают заниматься любимым делом, независимо бюджетные ли деньги, или кредитные, которые они сами на себя же и взяли

[Ильнур]

Сообщение от tigra-18 ...с чего это вы так решили...

Не Армения?

[Skovorodker]

Сообщение от Ильнур Не нужно пытаться что-то киритковать, не видя проекта и расчетов. Можно лишь: 1. Наслаждаться созерцанием красивых видов сооружения; 2. Записывать сообщаемые числа как контрольные для оценки своих проектов; 3. Задавать конкретные вопросы.

у меня была не критика, а скорее вопрос - зачем в экспертизу давать документацию близкую к рабочке (как я понял)? Естественно, что почти любое изменение будет тогда вести к ацкой работе, совсем не факт, что оплачиваемой.

Ок. Вот конкретный вопрос. Почему было не сделать с сборные ж.б. колонны? Сомнительно, что при 4х швах бетонирования колонны будут прямыми.

[Ильнур]

Сообщение от Skovorodker ... зачем в экспертизу давать документацию близкую к рабочке (как я понял)? ...

У нас с генпроектировщиком так сложилось - много лет я им делаю именно рабочку, иногда даже КМД. Они убивают сразу двух зайцев (П+Р), а мне так инженерней - условные черточки- комиксы не мое. И вообще не понимаю, как можно без проработки деталей принимать решения? Даже если П.
Вот эксперт пишет - "предоставить расчет узлов ГСП-ферм, в т.ч. укрупнительных узлов". Это про все К-Т- сопряжения труб, фланцевые на в/п болтах и т.д. - разве это не правомерно и разумно? Как без таких расчетов/проработок можно подписывать Заключение, что решения гарантируют безопасность? Как можно подписать ферму из черточек, без расчетов узлов? Ведь никто не будет оформлять КМ с новыми расчетами, и не будет информации об сочетании усилий N-M-Q в узлах. На схеме фермы даются только N, и то для основного сочетания. Известно же, что во многих случаях толщина стен или разница габаритов труб при детальном просчете требуют усиления узла. К слову, есть люди, которые применяют максимально сериийные решения времен царя гороха. И что характерно, к таким проектам эксперты относятся хорошо.
Не понимаю, КАК экспертизы могут подписывать полусырые П. Вижу П с МК - нет даже общей спецификации проката. Вижу КМ, оформленные а-ля АС...как-так получается, что страна работает как стадо овец...
Думается, 87-е постановление надо отменить, П и Р принципиально изменить - П проходит экспертизу лишь в плане основных общекомпоновочных параметров и лишь в целях осмечивания в целях ТЭО. Никаких "гарантий безопасности", никаких силовых расчетов, никаких узлов и т.д. Одни эскизы. Так и назвать - стадия эскизной прикидки. И экспертизы соотвествующие. Срок - 3 дня. Типа "Вот примерно тут будет трансформаторный завод, примерно 2,5 га, на 200...250 млрд." И все.
А вот с РД надо наоборот - любые РД должны проходить экспертизу, полноценную, с подробностью до гвоздя, срок 2-4 месяца, пока все не посинеют. Но чтобы строители получили КАЧЕСТВЕННЕЙШУЮ документацию, а не хрен знает что...И вот тут и подписываться экспертам по "гарантиями безопасности и т.д.", наряду со всеми участниками "преступления".
Сейчас же неонятно что получается...

[v.psk]

Сообщение от Ильнур Думается, 87-е постановление надо отменить, П и Р принципиально изменить - П проходит экспертизу лишь в плане основных общекомпоновочных параметров и лишь в целях осмечивания в целях ТЭО. Никаких "гарантий безопасности", никаких силовых расчетов, никаких узлов и т.д. Одни эскизы. Так и назвать - стадия эскизной прикидки. И экспертизы соотвествующие. Срок - 3 дня. Типа "Вот примерно тут будет трансформаторный завод, примерно 2,5 га, на 200...250 млрд." И все. А вот с РД надо наоборот - любые РД должны проходить экспертизу, полноценную, с подробностью до гвоздя, срок 2-4 месяца, пока все не посинеют. Но чтобы строители получили КАЧЕСТВЕННЕЙШУЮ документацию, а не хрен знает что...И вот тут и подписываться экспертам по "гарантиями безопасности и т.д.", наряду со всеми участниками "преступления". Сейчас же неонятно что получается...

Offtop: даеш петицию в минстрой

[Skovorodker]

Сообщение от Ильнур Не понимаю, КАК экспертизы могут подписывать полусырые П. Вижу П с МК - нет даже общей спецификации проката. Вижу КМ, оформленные а-ля АС...как-так получается, что страна работает как стадо овец... Думается, 87-е постановление надо отменить, П и Р принципиально изменить - П проходит экспертизу лишь в плане основных общекомпоновочных параметров и лишь в целях осмечивания в целях ТЭО. Никаких "гарантий безопасности", никаких силовых расчетов, никаких узлов и т.д. Одни эскизы. Так и назвать - стадия эскизной прикидки. И экспертизы соотвествующие. Срок - 3 дня. Типа "Вот примерно тут будет трансформаторный завод, примерно 2,5 га, на 200...250 млрд." И все. А вот с РД надо наоборот - любые РД должны проходить экспертизу, полноценную, с подробностью до гвоздя, срок 2-4 месяца, пока все не посинеют. Но чтобы строители получили КАЧЕСТВЕННЕЙШУЮ документацию, а не хрен знает что...И вот тут и подписываться экспертам по "гарантиями безопасности и т.д.", наряду со всеми участниками "преступления". Сейчас же неонятно что получается...

Спецификации и не требуются в стадии П (правда ведомость объемов работ все равно часто требуется). По 87му в качестве стадии П требуется палка-палка-огуречик (часто с таким встречаюсь - делаю рабочки по стадии П)
Но здесь я полностью согласен, в идеальном мире так должно быть - две экспертизы - для эскизного проекта и для рабочки. Но этого не будет, сильно повысит затраты на проектирование и сроки. Сейчас, по большему счету, отсутствуют фильтры, где могли бы перехватывать серьезные ошибки проектировщика, получается один человек что-то спроектирует и его даже никто нигде не проверит, это просто опасно.

[mainevent100]

Сообщение от Skovorodker Спецификации и не требуются в стадии П

давно в госэкспертизу с муниципальными объектами не ходили? там как раз требуют почти полную рабочку со всеми спецификациями для полной сметы.
разве что можно второстепенные узлы неответственных конструкций исключить, остальное спрашивают.

----- добавлено через ~4 мин. -----

Сообщение от Ильнур Это суммарно к сечению, но не строго.

)) я понял, не строго там, где не выгодно
в общем имеем БЕТОННЫЕ колонны высотой 16 метров

[Skovorodker]

Сообщение от mainevent100 давно в госэкспертизу с муниципальными объектами не ходили? там как раз требуют почти полную рабочку со всеми спецификациями для полной сметы. разве что можно второстепенные узлы неответственных конструкций исключить, остальное спрашивают.

Так я ж пишу - требуют ВОРы а не спецификацию.
Тут сильно от сметчика зависит, кому-то нормально, например, квадратик с надписью - фундамент, бетон B25, арматура d12, а кому-то нужны все гвозди в разрезе.

[mainevent100]

Сообщение от Skovorodker требуют ВОРы а не спецификацию.

ВОРы требуют сметчики. Экспертам-конструкторам нужны узлы и спецификации и раскладка арматуры (например, в плитах, есть участки усиления). Для колонн и стен достаточно сечения и узла стыковки арматуры по высоте.

[Skovorodker]

Сообщение от mainevent100 ВОРы требуют сметчики. Экспертам-конструкторам нужны узлы и спецификации и раскладка арматуры (например, в плитах, есть участки усиления). Для колонн и стен достаточно сечения и узла стыковки арматуры по высоте.

Конструкторы никогда не требовали от меня спецификации. Видимо везло. Да и зачем они им?

[vedinzhener]

Сообщение от Skovorodker Конструкторы никогда не требовали от меня спецификации. Видимо везло. Да и зачем они им?

У меня было даже наоборот, требовали убрать спецификации, а другому эксперду сидящему через стол от оного было как то пофик Причем объекты практически одинаковы просто попали к разным экспердам, но в одной и той же экспертизе

[Ильнур]

Сообщение от mainevent100 ...в общем имеем БЕТОННЫЕ колонны высотой 16 метров

Чтобы элемент назвался бетонным, нужно армировать меньше мнимального %. А так - да, если в нелине прогнать со всеми несовершенствами и нюансами, и заармировать по расчету, то СП будет считать, что это бетонный элемент. И соответственно меняются требования. Но не думаю, что даже выполнив их, можно будет рассчитвать на согласие коллег-экспертов на то, что бетонная колонна тут годится. А вот кирпичная бы на ура прошла.
Но это про центральные колонны, ктоторые априори стоят как столпы и не жужат.
А вот периметральные кряхтят и скрипят, там минимальный % преодолевается, в нижних частях. В связевых колоннах - существенно.

требуют ВОРы а не спецификацию.

Какая большая разница, в каком виде требуют. Но осметить можно лишь с объемом материалов и детальным описанием мероприятий. Например как устроить отмостку. Или как укрупняется и монтируется ферма в ПОС.
Короче, как без хорошо проработанного проекта можно что-то осметить в рублях невозможно. Разве что "это вам будет стоить где-то пару мельярдов, стройка покажет".
Offtop: Всех расстрелять к чертовой матери...

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур Короче, как без хорошо проработанного проекта можно что-то осметить в рублях невозможно.

Насколько знаю раньше по укрупненным показателям могли осметить или по объекту-аналогу, по факту потом уточнялояь как-то , сейчас таки да вплоть до самореза дай. На самом деле это не правильно на мой взгляд тендер доложен быть исключительно на строительство того-то того-то, соответственно проект делает подрядчик и проходит экспертизу, при этом цена на все уже определена и материалы застройщик сам покупает, т.е. на тендере вот нужна школа на 1000мест, раз выиграл тендер то строишь ее под ключ, цена начальная 2 лярда, остальное заказчика не интересовать должно, только контроль за ходом строительства согласно графика

[Ильнур]

Сообщение от vedinzhener ... по объекту-аналогу....цена начальная 2 лярда...

Вот это и неправильно. Какой аналог...какие начальные 2...Это все почва под очковтирательство.
Правильно запроектировать предмет, а потом его оценить.
Вот табуретка, 100 руб. Сделай аналогичный, 100 руб. Сделаешь за 99? Конечно сделаю. Точно такая же табуретка будет.
Но все то сложне табуретки так не оценишь.
Да и насчет аналогов - нынче все индивидуальное.
Насчет школ и прочих унифицированных сараев - вот их вообще нужно перевести в серию. До гвоздя. Серией предусмотреть 3 (5,7) видов фасадов - белый, синий, красный. Все иные случаи - индивидуальность.
Заказывается проект - рабочка до гвоздя, потом - тендер.
Что за инстинкт делать фсе через жопа? - сначала тендер, потом проект? Смешно, да...
Как можно тендерить неизвестное?

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур Как можно тендерить неизвестное?

Почему неизвестное? что ФОКи не строили никогда? в тендере должны участвовать те фирмы которые уже строили подобное, а не 2 человека в фирме( директор+ бухгалтер) и тогда даже по генеральным параметрам объекта(эскизы, ТУ, климатические условия, географические условия и т.д.) можно в уме сложить 2+2, чтобы понять, что за эту сумму можно это построить + маржа останется приблизительно в столько то миллионов, если не ошибаюсь по моему у наших непартнеров так тендера и проходят, т.е. заказчику нужен готовый продукт с такими то параметрами и контора выигрывает тендер и все делает сама, включая проект

[Ильнур]

Сообщение от vedinzhener Почему неизвестное? что ФОКи не строили никогда?...

А-а-а, вот в чем загвоздка. Зацикленность на чем-то одном.
Строили ли такой ФОК как тут когда-нибудь? КОНЕЧНО НЕ СТРОИЛИ!!! НИКОГДА!!! Все индивидуально. Начиная с планировки туалетов до фундаментов.
Единственно одинаково со всеми только геометрия разметки теннисных и других полей, они стандартны. Даже способ разметки РАЗНЫЙ!- это я для понимания усугубляю. Откуда арх из Владивостока угадает, что арх из Калининграда покрасил вот это вот той краской или лаком...может вообще приклеил сигнальную полосу.
А уж в конструктиве...да что тут рассказывать, вот это мЫшление семимильными шагами - порочно. Идея типа "что фоки что ли не строили" не должна лежать в основе подхода. Пока нет серии "ФОКи для всего диапазона спортивных требований, климаических райнов, сейсморайонов, геоситуаций, застроечной ситуации и т.д.", не может быть никаких "строили ФОКи". Строили ФОКИ, и каждый из них глубоко индивидуальный, начиная с ручки фасадной двери до марки стали нижнего пояса фермы.
Я уж не говорю про промсооружения...даже казалось бы сельхозсооружения...все на данный момент сугубо индивидуально, товарищи. Есть фирмы, внутри себя пытающиеся создать серии, но их ни на что не хватает. Слишком обширен и разнообразен спрос.
Хоршо хоть живы еще ж/б сборные штучки и прочая универсальная хрень.

[Ильнур]

Позвонил эксперт, задал несколько уточняющих вопросов, и сказал "Ну все, спите спокойно, товарищи". Раздел КР прошел экспертизу.
Если не считать котовасию с ПО, то добавил расчеты узлов ферм, утепления цоколя, переделал узел цоколя, исправил всякие там неточные записи про классы и уровни, расписал расчет снегового мю на перепаде как в курсовой работе 2х2=4 (зачем-то), оформил расчет лестничного марша, расчет фрагмента пола под кирпичной шахтой лестниц через cross, и добавил фундаменты (их не должно было быть в составе, но эксперт настоял, т.к. на ГП показано место) под модульную котельную с трубой, по косвенным данным с эскизов потенциального Поставщика котельной. В принципе мелкая нудная изнуряющая работа, в результате которого мало что изменилось.
Но польза от экспертизы таки есть. Правда нервов больше истрепали...

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур Если не считать котовасию с ПО

В итоге оставили решения как с ПО или переделал без ПО?

[Ильнур]

Сообщение от vedinzhener В итоге оставили решения как с ПО или переделал без ПО?

Писал же выше - переделал высокую часть, за доплату, высвободились миллионы.
ПО решили снять, пользуясь случаем. Всем выгодно, раз уж ГОСТ подправили. Даже нам было интереснее норм-вариант проектировать, ежели монстра с излишествами. Главное чтобы не бесплатно.

[Ильнур]

Заключение ГЭ:

[vedinzhener]

Сообщение от Ильнур Заключение ГЭ:

Поздравляю, молодцы!

[Ильнур]

Сообщение от vedinzhener Поздравляю, молодцы!