[EUDGEN]

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

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

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

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

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

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

[p_sh]

б) Что же нам советуют? Пусть сжатая ветвь теряет устойчивость (исключаем из работы) , а пояс и другая ножка (чуть больше растянется) и с этим справится. А при знакопеременной (горизонтальной) нагрузке сломанная (раньше была сжатой) ножка выпрямится - растянется? а другая (станет сжатой) поломается...? Что в итоге?

здесь, вероятно, не стоит утверждать о потере устойчивости элемента, а только о излишней деформации, в следствие большой гибкости и малости деформации укорочения-удлинения элемента связи (поэтому видимо и не ломается при обычных нагрузках)...

[EUDGEN]

p_sh
Рад Вас приветствовать! Комплименты те же!
Знаю, язык инженера - чертеж (схема), выставляю:
PS
Масштаб СКАДа искажен, желая скрестить картинки...
Рама: пролет 6 м, высота 4.2 + 1.8: Нагрузки - только горизонтальные, знакопеременные. Усилия в связях, как и предполагалось: один сжат, другой - растянут.
Следуя СНиПу, надо было проигнорировать сжатой связью и подобрать сечение только растянутой и принять обе одинаковыми. Сейчас проверю - думаю картинка будет другой...
[ATTACH]1140172190.jpg[/ATTACH]

[p_sh]

ожидается, по сравнению с первым подбором уменьшение сечения связи (гибкость сопоставима с нормативной, т.к. по прочности и запас
[ATTACH]1140174292.rar[/ATTACH]

[p_sh]

но в результате , в связи ,оценочно, получится усилие растяжения 50т

сечение 100*6?
[ATTACH]1140175192.rar[/ATTACH]

[p_sh]

:?: :?:
а в вашем случае (по прикидкам в кристалле) на сжатие 30т д.б. сечение 140*7
[ATTACH]1140175484.rar[/ATTACH]

[EUDGEN]

p_sh
1. Маленькое замечание: в КРИСТАЛе сжатие - со знаком "-".
2. Я к чему задал вопрос: рекомендации, читай указания в СНиПах д.б. корректными и однозначными, либо с примечаниями... И пренебрегать фактором сжатия в элементах я не могу...

[alle]

Сообщение от EUDGEN Итак, непонятки: а) Рассчитывая крестовую связь по методам строймеха или по расчетным программам однозначно: одна ветка сжата, другая - растянута! Известно, что при подборе сечений определяющим явл-ся сжатие.

Это верно. При горизонтальной нагрузке я обычно считаю в ANSYS такие дела элементом LINK10 (билинейный элемент с переменным статусом, на сжатие/растяжение в зависимости от ключа не работающий). Если надо делать модальный анализ такой системы - учитываю т.н. "струнный эффект" (pstres,1)
Одна из связей выключается из работы усилие в другой удваивается (если конечно не учитывать отпорность сжатого).
Подбираю сечение на растяжение.
Данный вид связи судя по расчетам (да и по наблюдениям в натуре) прекрасно справляется со своей работой - повышает жесткость при горизонтальных воздействиях.
Естественно при проектировании системы связей надо и о распорках не забывать - одними крестами не обойтись.

Сообщение от EUDGEN А при знакопеременной (горизонтальной) нагрузке сломанная (раньше была сжатой) ножка выпрямится - растянется? а другая (станет сжатой) поломается...? Что в итоге?

Строительные конструкции работают как правило при благоприятных циклических режимах, поэтому такая вещь может не учитываться. То есть она учитывается опосредованно через конструктив (группа конструкций).
Таких много можно примеров привести.
Если вы зададитесь целью и посчитаете НДС фасонки - со всеми швами, загагулинами и т/п. то обнаружите что это один сплошной концентратор. Напряжения (локальные) даже с учетом пластики там немалые. Но стоит же тем не менее...

По моему есть какие то рекомендательные огранчения (типа режима работы и грузоподъемности кранов). Я у наших дедов уточню - они СНиПы ходячие...

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN p_sh 1. Маленькое замечание: в КРИСТАЛе сжатие - со знаком "-". 2. Я к чему задал вопрос: рекомендации, читай указания в СНиПах д.б. корректными и однозначными, либо с примечаниями... И пренебрегать фактором сжатия в элементах я не могу...

в сообщении 6 я так и сделал:
30т растяжение - (по усилиям растянутой ветки на вашей РС)
50т растяжение - по оценочным усилиям при односторонней работе элементов связи только на растяжение
-30т сжатие - (по усилиям сжато ветки на вашей РС)

[ATTACH]1140175484.rar[/ATTACH]

[EUDGEN]

alle
p_sh

Это верно. При горизонтальной нагрузке я обычно считаю в ANSYS такие дела элементом LINK10 (билинейный элемент с переменным статусом, на сжатие/растяжение в зависимости от ключа не работающий). Если надо делать модальный анализ такой системы - учитываю т.н. "струнный эффект" (pstres,1) Одна из связей выключается из работы усилие в другой удваивается (если конечно не учитывать отпорность сжатого). Подбираю сечение на растяжение. Данный вид связи судя по расчетам (да и по наблюдениям в натуре) прекрасно справляется со своей работой - повышает жесткость при горизонтальных воздействиях. Естественно при проектировании системы связей надо и о распорках не забывать - одними крестами не обойтись.

1. Посколько в ваших постах конкретные выводы не обозначены, думаю, в указанном пункте СНиПа, относительно крестовых связей,
вы противоречий не находите...
2. Если п.1 - ответ "да" (противоречий нет), то вопрос несколько видоизменится, и уже станет вопросом моделирования РС, при учете возможного выключения определенных (сжатых) КЭ из работы, с последующим восстановлением своих функций (при знакопеременной нагрузке).
3. Я вот о чем: Рекомендации (указания или требования) СНиПа по указанному пункту, видимо приемлемы для определенных условий работы крест.связей и при ручных (прикидочных) расчетах. Думаю, авторам этого пункта надо было все ж дать конкретное примечание... (не буду академиков учить!).
При автоматизированных расчетах больших РС, при совокупном учете многих факторов, учесть такие указания проблематично. Да, есть "МОНТАЖ" в Лире... Да, можно несколько вариантов крутануть - если нет "МОНТАЖА"... НО:
4. Если имеется возможность просчитать РС - численную модель натурной схемы, и учесть (на мой взгляд и ум) реалистичные силовые факторы, то предлагаемое указание становится рекомендательным и не более...!
PS
Может я зациклился и ошибаюсь, подскажите...
Посмотрите картинку реальной башни - дымовой трубы (на высоте 1.200 глушитель 10 тонн весом. Это объект ТЭЦ 10мегаватт. На отом объекте были проблемы с вибрациями и др...
Правда, это к теме не относится...
[ATTACH]1140344976.jpg[/ATTACH]

[p_sh]

...НО:[/b] 4. Если имеется возможность просчитать РС - численную модель натурной схемы, и учесть (на мой взгляд и ум) реалистичные силовые факторы, то предлагаемое указание становится рекомендательным и не более...!

к сожалению не могу процитировать, но постараюсь изложить близко к тексту (положение норм или рекомендаций): "принятые упрощения и гипотезы в РС не должны быть критическими"
Для расчета связей данное упрощение, видимо, в подавляющем большинстве случаев не является критическим.

[p_sh]

пренебрегать фактором сжатия в элементах я не могу...

но нормы это разрешают.

[alle]

Если имеется возможность просчитать РС - численную модель натурной схемы, и учесть (на мой взгляд и ум) реалистичные силовые факторы, то предлагаемое указание становится рекомендательным и не более...!

Плохо понимаю, EUGIEN, если честно, к чему вы клоните.
Работа связей по растянутой схеме на горизонтальные нагрузки - не новость. Такие связи используются и весьма успешно уже несколькими поколениями строителей. И зачем в СНиПах рекомендации относительно приемов использования тех или иных софтов, конечных элементов и пр? Для этого есть книжки, справочники, форумы и т.д.

Посмотрите картинку реальной башни - дымовой трубы (на высоте 1.200 глушитель 10 тонн весом. Это объект ТЭЦ 10мегаватт. На отом объекте были проблемы с вибрациями и др...

Поясните пожалуйста подробнее -что за проблемы, при какой скорости ветра и т.д. Интересно. Кстати вы читали диссертацию Остроумова или его статьи в ПГС?

[EUDGEN]

alle
1. Спасибо за рекомендации...дайте ссылка на Остроградского - не знаком...
2. С башней проблема какая? Во-первых: сейсмика 8 баллов и Кпси=1.5. Во-вторых: если не учитывать сжатие в связях на такие силовые воздействия - полученные перемещения и усилия трудно обосновать. Заметьте, к глушителю подходят газоходы из здания ТЭЦ. Я не технолог - цифр не помню, но в секунду сжигается сотни кубов газа и выхлопные газы вылетают с громадной скоростью - вся башня трясется. Это только от газоходов. Ветер или сейсмика тоже не шутки...
3. К чему я клоню? Считаю: неучет на сжатие в крестовых связях - волевое решение СНнПописцев, т.к. по всем законам строймеха такие факторы возникают. И главное для таких сооружений - максимально использовать все ее потенцальные возможности.
4. И последнее: одна панелька - это игрушка, а схема, в которой не знаешь какая нога и на какой высоте будет сжатой, применить такую рекомендацию проблематично, ЯТД - не на пользу, а во вред!
PS
Жаль - не нашел Вашей поддержки...

[wjea]

EUDGEN

Мне не совсем ясно, с каких соображений, Вы вдруг приравняли, раскосы пристранственной башни, к указаниям касающимся сугубо связевых элементов? Здесь совершенно другая опера.

[novinkov]

Неучет в работе сжатых ГИБКИХ связевых элементов - обычная проектная практика. Но эти элементы должны быть ГИБКИМИ. В старых учебниках по металлоконструкциям обычно приводилась фраза что-то вроде "при гибкостях связевых элементов СВЫШЕ 200, допускается не учитывать работу сжатых элементов, а вся нагрузка должна восприниматься растянутыми раскосами". Цифра 200 взята из учебника Муханова "Металлические конструкции", сама цитата недословная, но за смысл ручаюсь.
На диаграмме зависимости нагрузки P от перемещения delta обобщенной жесткостью системы будет отношение приращения P к приращению delta. Для ГИБКИХ внецентренно сжатых стержней эта зависимость нелинейная с самого начала работы. По мере роста нагрузки жесткость системы (угол наклона касательной P к delta)падает. В момент условной потери устойчивости жесткость сжатого стержня равна нулю. Из-за перераспределения жесткостей происходит перераспределение нагрузки - вся нагрузка начинает восприниматься растянутым раскосом.
Если потеря устойчивости происходит в УПРУГОЙ стадии, т.е. для ГИБКИХ стержней - ничего страшного не происходит. Более того, до потери устойчивости в чистом виде (до предельной точки на диаграмме P-delta) дело не доходит. Из-за упомянутого перераспределения нагрузок происходит разгрузка сжатого стержня и рановесным является промежуточное состояние системы.
Все выше сказанное относится не только к горизонтальным связевым фермам, но и решеткам с гибкими (прутковыми) раскосами, например в радиорелейных башнях, фермах подвески контактой сети на железных дорогах (фермы с раскосно-крестовой решеткой) и т.д.
Напомню про ограничение - ВЫКЛЮЧЕНИЕ СТЕРЖНЯ ИЗ РАБОТЫ ДОЛЖНО ПРОИСХОДИТЬ В УПРУГОЙ СТАДИИ, т.е. этот принцип применим только к ГИБКИМ стержням.
Если гибкость стержня находится в обычном диапазоне (до 150), то конечно, он воспринимает сжатие, и его потеря устойчивости НЕ ДОПУСКАЕТСЯ (потеря устойчивости будет происходить в упруго-пластической стадии).
Претензии к СНиП II-23-81 на мой взгляд должны заключаться в том, что он не оговаривает диапазон применимости п.13.21, т.е. для каких гибкостей справедливо это допущение.

[alle]

Сообщение от novinkov Неучет в работе сжатых ГИБКИХ связевых элементов - обычная проектная практика. .

Добавлю от себя, что тем бешеным усилиям, которые получаются в результате расчета не с линком десятым, а с восьмым соответствуют на самом деле небольшие перемещения (стестняемые элементом) - порядка нескольких мм.
А кстати - касаемо решетки радиобашен, не встречалось ли вам в нормативно-технической литературе рекомендуемая величина преднапряжения?
Обычно в расчетах я беру ее равной нулю и пульсационную составляющую по СНиП нахожу с psrtes,1 при уровне нагруженности который соответствует средней составляющей (по аналогии с мачтами). Хотя на практике бывает что эти самые тяжи вообще ослаблены и болтаются. В этом случае, по идее, надо задавать LINK10 с отриц. преднапряжением - то бишь с зазором. Частота с учетом струнного эффекта меняется при этом весьма значительно.

[novinkov]

to alle:
Я не знаю нормативно-технической документации, которая бы НОРМАТИВНО регулировала уровень преднапряжения в башнях. Но в рамках халтуры по линии промбезопасности я видел типовой (??) проект башни радиорелейной связи с раскосами из прутка. Натяжные устройства были предусмотрены, но использовались только для "выборки стрелки свободного провисания", без создания преднапряжения. Разработчика проекта не помню, но башня принадлежит одному из железнодорожных узлов - возможно, разработчик ведомственный проектный институт. Башня - треугольная в плане, высота 40.5м.
Что касается LINK10 в расчете на собственные частоты. Я обычно использую все-таки LINK8 с уменьшенной вдвое жесткостью. Т.е. считаю, что в крестовой решетке два стержня с половинными жесткостями эквивалентны одному растянутому стержню с реальной жесткостью. На следующем этапе (после определения собственных частот и собственных форм), когда рассматривается уже расчет на пульсацию, я обнуляю жесткость сжатого раскоса и удваиваю жесткость растянутого. Естественно, в модальном анализе заказываю вывод элементных результатов. Хотя в модальном анализе они не имеют физического смысла, но позволяют дать распредление усилий с учетом знака. На мой взгляд использование LINK10 с опцией pstress допустимо, если заранее известна форма колебаний. Я не очень понимаю, как использовать pstress для второй и последующей форм, если форма колебаний еще неизвестна, а брать статус LINK10 из результатов загружения статической ветровой нагрузкой и переносить его на высшие формы, на мой взгляд, не вполне корректно. Хотя по большому счету, разница в результатах с использованием LINK8 и LINK10 не должна быть значимой, а выбор - лишь вопрос привычки и вкуса
Что касается учета преднапряжения, то он одинаков и в LINK8, и в LINK10. Вопрос лишь в том какую адекватную величину прослабления назначить. Я не знаю ответа.
Я думаю, что все эти вопросы выходят за рамки топика, и его автор будет не очень доволен обсуждениями за рамками темы.

[EUDGEN]

novikov
Спасибо за разъяснение!
alle
Благодарю за вдумчивость и рассуждения!
vjea
Не только к связям покрытий... Смотрим "Рук-во по проектироанию одноэт. и многоэт. произв. зданий со стальным каркасом в сейсморайонах" М.1977. ЦНИИПРОМЗДАНИЙ СССР. :

ПРИЛОЖЕНИЕ 2 ПРИМЕР РЕШЕНИЯ вертик. крест. свзей между колоннами ... ...Расчетное гориз.сейсм. усилие которое передается на связевую систему, воспринимается растягиваемыми диаг. эл-тами и рамой. Сжим. усилия в диаг. элем-тах не учитывается, так как при сжатии связи могут терять устойчивость".

К сожалению, электронной версии нет...
PS
Допускаю следующую интерпретацию указаний (моя редакция):
В расчетной схеме стального каркаса с крестовыми связями между колонн допускается не проверять устойчивость сжатого диагонального элемента, а сечение принять по растянутому элементу, при гибкости не более 200.
Можно обсудить...

[alle]

Сообщение от novinkov to alle: Я не очень понимаю, как использовать pstress для второй и последующей форм, если форма колебаний еще неизвестна, а брать статус LINK10 из результатов загружения статической ветровой нагрузкой и переносить его на высшие формы, на мой взгляд, не вполне корректно. .

По моему все логично - исходя из физического смысла средней составляющей. При расчете мачт кстати тот же принцип, тем более, что для башен по сути и важна только первая форма (изредка вторая, которая дает до 10% увеличения усилий - преимущественно в средней части ствола).

Воспользуюсь расположением EUGIEN и воткну в его теме ссылку на свою. Мне интересно знать ваше мнение.

http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=6473

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN Допускаю следующую интерпретацию указаний (моя редакция): В расчетной схеме стального каркаса с крестовыми связями между колонн допускается не проверять устойчивость сжатого диагонального элемента, а сечение принять по растянутому элементу, при гибкости не более 200. Можно обсудить...

усилия изменятся, возможно существенно.... см. ваш пример.

[EUDGEN]

p_sh
Здесь наблюдаются, в переносном смысле - "ножницы":
1. Удаляя из РС сжатый раскос, страхуемся от возможной потери устойчивости, при этом растянутая связь двухкратно напрягается... и подбор растянутого сечения выполняется по мах гибкости
2. Удаляя сжатый раскос, существенно меняется жесткость рамы (сооружения). Это во благо немногому, но во вред следующему:
а). уменьшается период колебаний и соотв-но и инерционные силы;
б). увеличивается податливость и перемещения узлов;
в). неизвестно какой фактор будет решающим при рассмотрении усилий по обрезу (анкера, базы). От сейсмики станет меньше у сжатой связи и больше у растянутой. Принимать равной, но какой?
3. Рассматривая многоэтажную схему, неизвестно (не ошибиться бы!) какие связи будут какими?
4. Сжатые связи, все же при гибкости до 150 работают. Может быть такими их и проектировать? Это избавит от проблемы в п.2 в.
И конечно же вопрос с значительными перемещениями при устранении сжатой связи.
PS
Вопрос простой, но копья гнутся! Не поломать бы...Шутка!

[p_sh]

вероятно, проблема состоит в том, чтобы имея в арсенале средство проектирования (скад), требуется создать модель удовлетворяющую положениям норм, и иметь возможность по ней запроектировать конструкцию.

здесь 2 пути:
1. составлять модель в геометрически нелинейной постановке и производить тучу расчетов с последующей сложностью обработки полученных результатов.
2. создать стакую упругую схему из КЭлементов для связи, которая бы была (по жесткости) равна односторонне-работающей связи, а впоследствии извлечь из этой модели усилия для связи и запроектировать отдельно. - Вот в этом направлении вероятно стоит развивать мысль дальше. :idea:

[p_sh]

2. создать стакую упругую схему из КЭлементов для связи, которая бы была (по жесткости) равна односторонне-работающей связи, а впоследствии извлечь из этой модели усилия для связи и запроектировать отдельно. - Вот в этом направлении вероятно стоит развивать мысль дальше. :idea:

здесь вероятно наиболее простым (но не универсальным) решением будет пристегивание к РС стержня со сдвиговой жесткостью эквивалентной:
1. сдвиговой жесткости односторонне работающей связи.
2. системы связи и смежных вертикальных конструкций работающих с ней совместно.

[EUDGEN]

p_sh

здесь вероятно наиболее простым (но не универсальным) решением будет пристегивание к РС стержня со сдвиговой жесткостью эквивалентной: 1. сдвиговой жесткости односторонне работающей связи. 2. системы связи и смежных вертикальных конструкций работающих с ней совместно.

1. Вы перестали меня понимать... Может я бред несу, а Вам не хочется меня опускать...Ну что ж, спасибо за деликатность!
2. Не дождетесь...Логика, ЯТД, моя спутница, советник и кормилица...
Категорически настаиваю пост 22:

3. Рассматривая многоэтажную схему, неизвестно (не ошибиться бы!) какие связи будут какими? 4. Сжатые связи, все же при гибкости до 150 работают. Может быть такими их и проектировать? Это избавит от проблемы в п.2 в. И конечно же вопрос с значительными перемещениями при устранении сжатой связи.

PS
Без обид: копья нам еще понадобятся. Мы все же воины - по социуму... и даже маленькие победы, пусть даже над самим собой, всегда полезны и нужны!

[p_sh]

Здесь наблюдаются, в переносном смысле - "ножницы": 1. Удаляя из РС сжатый раскос, страхуемся от возможной потери устойчивости, при этом растянутая связь двухкратно напрягается... и подбор растянутого сечения выполняется по мах гибкости 2. Удаляя сжатый раскос, существенно меняется жесткость рамы (сооружения).

в связи с принятым упрощением в РС

здесь вероятно наиболее простым (но не универсальным) решением будет пристегивание к РС стержня со сдвиговой жесткостью эквивалентной: 1. сдвиговой жесткости односторонне работающей связи. 2. системы связи и смежных вертикальных конструкций работающих с ней совместно.

мы исключаем из РС связь как таковую: состоящую из перекрестных стержней, заменяя её "еёными" характеристиками (на вкус по способу 1 или 2) влияющими на жесткостные, динамические характеристики сооружения.. Характеристики назначаютя исходя из работы связи на растяжение.

Это во благо немногому, но во вред следующему: а). уменьшается период колебаний и соотв-но и инерционные силы; б). увеличивается податливость и перемещения узлов; в). неизвестно какой фактор будет решающим при рассмотрении усилий по обрезу (анкера, базы). От сейсмики станет меньше у сжатой связи и больше у растянутой. Принимать равной, но какой? 3. Рассматривая многоэтажную схему, неизвестно (не ошибиться бы!) какие связи будут какими?

поэтому на это все начихать , т.к. в результате расчета получаем правдивые усилия и т.п. во всех элементах конструкции, кроме связи, которую впоследствии проектируем на основании сдвиговых усилий которые воспринимает введенный заменяющий её стержень, работающий на сдвиг.

4. Сжатые связи, все же при гибкости до 150 работают. Может быть такими их и проектировать? Это избавит от проблемы в п.2 в. И конечно же вопрос с значительными перемещениями при устранении сжатой связи.

или так, б.м в сейсмических районах приведенная рекомендация данного снип не действует??? не в курсе.

[p_sh]

EUDGEN, предлагаемая модель конечно требует доработки, в плане проработки деталей:
1. сохранение жесткости системы связь+вертикальные элементы - для 1-го типа упрощения. (необходимо уточнить граничные условия и т.п.)

Я считаю, что такое решение поставленной вами задачи имеет право на существование и весьма эффективно, т.к. позволяет уйти от решения задачи в нелинейной постановке. И удобнее с моей точки зрения 2-й предложенный вариант, т.к. требует ввода в РС одного стержня + объединения перемещений, идентичного системе \связь+вертикальные стержни\ с соответствующими сдвиговой и изгибной жесткостями (можно задать численно параметрически).

Всё же интересно мнение окружающих....

[EUDGEN]

p_sh b и посетители темы
1. Меня тоже интересует (беспокоит) молчание ассов (а они на форуме есть!). Либо вопрос глупый и не хотят опускать мой рейтинг, либо никто с такими кон-циями не имел дело, либо что-то третее?
2. Схема с вводом жесткостного эквивалента связей - еще тот вопрос... и посложнее моей лобовой схемы (без удалений сжатых связей)...
3. Все ж жду критики (обоснованной и логичной) моей концепции, не в том, что это отклонение от рекомендаций СНиПа, а с позиции реализма работы крестовой связи (может быть на основе испытаний - эксперименов, или жизненной ситуации). Я понимаю, что для гибких сооружений, типа башен ЛЭП и т.п. сжатые эл-ты крестовой связи не работают. Но, если конструкция башни ориентирована на жесткую работу, с запретом (недопущением технологией эксплуатации) больших перемещений поясов, и все элем-ты запроектированы на реальные силовые факторы, то что? Либо СНиП недоучел создавшуюся ситуацию, либо так проектировать нельзя?
Однозначный ответ меня не удовлетворит...

[p_sh]

...3. Все ж жду критики (обоснованной и логичной) моей концепции, не в том, что это отклонение от рекомендаций СНиПа, а с позиции реализма работы крестовой связи (может быть на основе испытаний - эксперименов, или жизненной ситуации). Я понимаю, что для гибких сооружений, типа башен ЛЭП и т.п. сжатые эл-ты крестовой связи не работают. Но, если конструкция башни ориентирована на жесткую работу, с запретом (недопущением технологией эксплуатации) больших перемещений поясов, и все элем-ты запроектированы на реальные силовые факторы, то что? Либо СНиП недоучел создавшуюся ситуацию, либо так проектировать нельзя? Однозначный ответ меня не удовлетворит...

вероятно это уже не связь (иметь бы её нормативное определение (встречал ГОСТ, но не помню номер - всё расписано, всё обозвано)), а элемент решетки конструкции "полноправно" (а не односторонне) в ней работающий (по аналогии раскоса в ферме), нет никаких сомнений что если требуется (особенно при значительной знакопеременной нагрузке (например раскосы башен)), то он должен воспринимать как сжатие так растяжение, и соответственно коэффициенты условий работы, гибкости и т.п. д.б. установлены как для соответствующих (сжатых) элементов

[p_sh]

... для гибких сооружений, типа башен ЛЭП и т.п. сжатые эл-ты крестовой связи не работают...

Не соглашусь с вами, по моему, элементы решетки башен, лэп и т.п. воспринимают сжимающие усилия, посмотрите серию (сравните по гибкости)

[EUDGEN]

p_sh
Цитирую novikovиз поста 16

Неучет в работе сжатых ГИБКИХ связевых элементов - обычная проектная практика. Но эти элементы должны быть ГИБКИМИ.

... В момент условной потери устойчивости жесткость сжатого стержня равна нулю. Из-за перераспределения жесткостей происходит перераспределение нагрузки - вся нагрузка начинает восприниматься растянутым раскосом.

Если потеря устойчивости происходит в УПРУГОЙ стадии, т.е. для ГИБКИХ стержней - ничего страшного не происходит. Все выше сказанное относится не только к горизонтальным связевым фермам, но и решеткам с гибкими (прутковыми) раскосами, например в радиорелейных башнях, фермах подвески контактой сети на железных дорогах (фермы с раскосно-крестовой решеткой) и т.д. Напомню про ограничение - ВЫКЛЮЧЕНИЕ СТЕРЖНЯ ИЗ РАБОТЫ ДОЛЖНО ПРОИСХОДИТЬ В УПРУГОЙ СТАДИИ, т.е. этот принцип применим только к ГИБКИМ стержням. Если гибкость стержня находится в обычном диапазоне (до 150), то конечно, он воспринимает сжатие, и его потеря устойчивости НЕ ДОПУСКАЕТСЯ (потеря устойчивости будет происходить в упруго-пластической стадии). Претензии к СНиП II-23-81 на мой взгляд должны заключаться в том, что он не оговаривает диапазон применимости п.13.21, т.е. для каких гибкостей справедливо это допущение.

Не знаю, это собственные выводы автора поста или цитаты из официальных изданий, но логика в сказанном очевидна...
Я полностью согласен с цитатами!
Такими принципами я и руководствуюсь в практической деятельности.
Такая у нас работа!

[p_sh]

перейду к посту 1. (с чего всё начинается)

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

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

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

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

Итак, непонятки:
а) Рассчитывая крестовую связь по методам строймеха или по расчетным программам однозначно: одна ветка сжата, другая - растянута! Известно, что при подборе сечений определяющим явл-ся сжатие.

если модель не соответствует, то и получается не то что надо.
(необходимо исключить влияние нерабочего сжатого стержня)


б) Что же нам советуют? Пусть сжатая ветвь теряет устойчивость (исключаем из работы) , а пояс и другая ножка (чуть больше растянется) и с этим справится. А при знакопеременной (горизонтальной) нагрузке сломанная (раньше была сжатой) ножка выпрямится - растянется? а другая (станет сжатой) поломается...? Что в итоге?

как вы уже цитировали коллег, элемент (гибростью около 300) не сломается. (и практика эксплуатации это подтверждает), и я солидарен с вами и с мнением коллеги novikov.

EUDGEN, уважаю вас как учителя, но вот мое мнение по вопросу моделирования в ПК СКАД и других ПК положений пункта 13,21 СНиП 11-23-81* Стальные конструкции:
Очевидно, что в данной ситуации, МОДЕЛИРОВАНИЕ СВЯЗИ (именно СВЯЗИ, как элемента не воспринимающего сжатие, с гибкостью около 300) не может носить формальный характер (повторяя только геометрию). В модели требуется отразить реальную работу данного элемента (я про связь) и его взаимодействие с другими элементами конструкции. И модель в виде "4 стержня" для этого не подходит и является ошибочной.

Соображу пример и выложу.
я бы так не настаивал, если бы неподумал, что вы отдалились от сути заданного вами вопроса.

PS
Другие СНиПы пока не трогаю, но меня еще очень многое тревожит в наших нормах: и непонятки, и неоднозназность, и нереалистичность, и академдекларированность...
Надеюсь эта ветка может стать постоянной и пополняться по мере возникновений непоняток.
Одновременно, в какой-то степени - это призыв нашим законодателям (СНиПописателям) к совершенствованию норм.
Заранее благодарю всех за участие в обсуждении этого и других вопросов. Ждать долго не будете.
всегда готов!

[EUDGEN]

P_SH
Подводя итог обсуждения данного вопроса, привожу еще одну цитату из СНиПа:

5.8*. Расчет соединительных элементов (планок, решеток) сжатых составных стержней должен выполняться на условную поперечную силу Qfic, принимаемую постоянной по всей длине стержня...

Авторы, видимо с терминологией напутали: поперечная сила, по определению классиков - внутренний фактор, а в п. 5.8 имеется ввиду внешнее воздействие (условное)... И тем более, что стержни связей испытывают только продольные усилия...

5.10. Расчет соединительных решеток должен выполняться как расчет решеток ферм. При расчете перекрестных раскосов крестовой решетки с распорками (рис. 4) следует учитывать дополнительное усилие Nad, возникающее в каждом раскосе от обжатия поясов и определяемое по формуле

Т.е. все же необходимо учитывать усилия во всех элеменнах.
Тем более, что об этом ниже:

5.11. Расчет стержней, предназначенных для уменьшения расчетной длины сжатых элементов, должен выполняться на усилие, равное условной поперечной силе в основном сжатом элементе, определяемой по формуле (23)*.

Некоторое разногласие с п.13.21. (Начало темы).

[p_sh]

EUDGEN, ставите в тупичок! [sm2004], не надо так прикалывать

Раздел 5. РАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ НА ОСЕВЫЕ СИЛЫ И ИЗГИБ

ЦЕНТРАЛЬНО-РАСТЯНУТЫЕ И ЦЕНТРАЛЬНО-СЖАТЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ
п.п. 5.6-5.11
относятся к расчету "Для составных сжатых стержней, ветви которых соединены планками или решетками "

в любой менее-более грамотной РС такой тип центрально сжатого-растянутого элемента моделируется одним стержнем, как и элемент сплошного сечения., т.к соблюдая п.п. 5.6-5.11 ветвь не потеряет устойчивость.

Какая непостижимая сила дала вам повод сравнивать эти пункты с пунктом 13,21 , относящимся к разделу 13. ДОПОЛНИТЕЛЬНЫЕ ТРЕБОВАНИЯ ПО ПРОЕКТИРОВАНИЮ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ
ума не приложу.... ??????????????????????????????????????????????????????????????????
философски это вообще разные категории, а я не раз замечал, что в СНиПе с этим (философскими категориями) все в порядке.
!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!! :shock: :shock: :shock:

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN 5.8*. Расчет соединительных элементов (планок, решеток) сжатых составных стержней должен выполняться на условную поперечную силу Qfic, принимаемую постоянной по всей длине стержня... Авторы, видимо с терминологией напутали: поперечная сила, по определению классиков - внутренний фактор, а в п. 5.8 имеется ввиду внешнее воздействие (условное)... И тем более, что стержни связей испытывают только продольные усилия...

для центрально сжатой стойки потеря общей устойчивости оказывается продольным изгибом стержня. а сила Qfic -условная поперечная сила , возникающая в предельном состоянии при потере общей устойчивости сквозного сжатого стержня, вызывающая момент в планке.....
(школьный курс лекций по МК)

[EUDGEN]

p_sh
1. Благодарю за бдительность...
2. В последнем моем посте я преследовал цель поиска аналогии работы соединительных решеток и вертикальных связей.
3. Согласитесь, что аналогия все же есть. И в соединительной (крестообразной) решетке не предлагают неучет сжатого элемента, а наоборот говорят о доп. усилиях...
PS
Этот вопрос я прояснил (для себя), надеюсь и Вы извлекли какую-то пользу.

[p_sh]

3. Согласитесь, что аналогия все же есть.

таковой не вижу. (гибкость элементов соединительной решетки или планок на порядок и то и два выше гибкости связей)

И в соединительной (крестообразной) решетке не предлагают неучет сжатого элемента, а наоборот говорят о доп. усилиях...

см про её гибкость, а т.к. ветви сжатого стержня испытывают значительные укорочения, то это и приводит к появлению существенно влияющих доп сил в решетке, которая потеряет устойчивость только после общей потери устойчивости стойки.

нет аналогии не просматриваю.

[EUDGEN]

p_sh

(гибкость элементов соединительной решетки или планок на порядок а то и два выше гибкости связей

1. По поводу сказанного в цитате поспорю:
а) уголок 100х8 при длине 400 см, гибкость=400/1.98=202;
б) уголок 20х3 при длине 100 см , гибкость=100/0.39=256.
Порядок цифр один и тот же!
2. Но дело не в этом! Потерять устойчивость может любой сжатый элемент, будь-то планка, связь или раскос, особенно при гибкости больше 120. Проектировщик не должен этого допускать - чревато!!!
3. Сопоставление, согласен с Вами, не очень адекватное, но по поводу аналогии - я остаюсь при своем мнении.
4. И последнее, почему я заварил эту кашу? СНиП не должен навязывать волевые решения, а они засвечены... Для чего умные люди придумали строймех и формулы проверок прочности и устойчивости? (Да, там тоже хватает импирики, но обоснованной наукой, экспериментами и т.п.). Чтобы мы, глупые, ими пользовались!
Любая конструкция может существовать, если она обоснована соблюдением условий, не допускающих повреждений от совокупности всех факторов. Моя интерпритация.
PS
Копье прячу - еще пригодится...

[igors]

Уважаемые коллеги!
Вопросы конструирования и расчета вертикальных связей были основательно рассмотрены Н.С.Стрелецким.. Прилагаю выдежку из соответствующего раздела когда-то известного учебника «Сталные конструкции» есть и многочисленные «Материалы к курсу стальных конструкций».Здравые мысли хотя и высказанные на заре прошлого века. Намерение применить растянутые связи в многоэтажном каркасе , зданиях с мостовыми кранами тяжелого режима работы, промышленных этажерках мне кажется более чем сомнителным, но «Бог в помощь».

С уважением
I.V
[ATTACH]1140727348.rar[/ATTACH]

[EUDGEN]

igors
Спасибо за наводку. С Вашего позволения выложу картику с текстом из Вашего файла.
Удовлетворен, что моя логика в унисоне рассуждений Велиих Людей (пусть, даже и с прошлого века).
p_sh Это убедительно?
[ATTACH]1140772957.jpg[/ATTACH]

[p_sh]

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

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

[novinkov]

Для полноты картины.

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

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

[EUDGEN]

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

[novinkov]

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

[Кам]

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

[Net]

СНиП 2.03.11-85 "ЗАЩИТА СТРОИТЕЛЬНЫХ
КОНСТРУКЦИЙ ОТ КОРРОЗИИ"

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

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

[Om81]

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

[Net]

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

так на протяженной конструкции возможность образования прокороззированных участков увеличивается

[AIK]

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

[Net]

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

[AIK]

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

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

[wjea]

AIK
На близнецах не фермы, а система прутковых прогонов.

[AIK]

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

[Net]

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

[Om81]

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

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

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

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

[EUDGEN]

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

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

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

[Nick2]

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

[DEM]

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

[EUDGEN]

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

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

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

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

[DEM]

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

Таблицы 4 и 5 исключены.

8)

[EUDGEN]

Dem
Как бы не мое дело, по Российским нормам не работаем, но вот фрагмент из СП 31-114:

СП 31-114-2004 СВОД ПРАВИЛ ПО ПРОЕКТИРОВАНИЮ И СТРОИТЕЛЬСТВУ ПРАВИЛА ПРОЕКТИРОВАНИЯ ЖИЛЫХ И ОБЩЕСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ ДЛЯ СТРОИТЕЛЬСТВА В СЕЙСМИЧЕСКИХ РАЙОНАХ Дата введения 2005-05-01 ПРЕДИСЛОВИЕ 2 ОДОБРЕН И РЕКОМЕНДОВАН К ПРИМЕНЕНИЮ в качестве нормативного документа добровольного применения Системы нормативных документов в строительстве письмом Госстроя России от 20 апреля 2004 г. N ЛБ-2599/9. 3 УТВЕРЖДЕН И ВВЕДЕН В ДЕЙСТВИЕ с 01 мая 2005 г. приказом ФГУП ЦНС от 25 апреля 2004 г. N 4. 4 ВВЕДЕН ВПЕРВЫЕ ВВЕДЕНИЕ Настоящий Свод правил содержит положения по проектированию новых и усилению существующих жилых и общественных зданий в сейсмических районах. 2 НОРМАТИВНЫЕ ССЫЛКИ СНиП 2.02.01-83* Основания зданий и сооружений СНиП 2.04.02-84* Водоснабжение. Наружные сети и сооружения СНиП 2.04.03-85 Канализация. Наружные сети и сооружения СНиП II-7-81* Строительство в сейсмических районах СНиП II-22-81* Каменные и армокаменные конструкции СНиП II-25-80 Деревянные конструкции СНиП 21-01-97* Пожарная безопасность зданий и сооружений СНиП 52-01-2003 Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения

Обратите внимание, ссылка на СНиП 2000 года отсутствует.

[DEM]

EUDGEN
Ну до чего вы дотошный :twisted:
Привожу выдержку из СНиП II-7-81* Строительство в сейсмических районах
Если вас данный СНиП заинтересует то он по моему есть в DNL.
Если не найдете то скину его туда. :wink:
[ATTACH]1170236406.rar[/ATTACH]

[EUDGEN]

DEM

Ну до чего вы дотошный

1. Если в смысле - докапываюсь до истины, то согласен .
2. Если Вы учитываете сейсмику (приходится иметь дело с сейсмозонами), то мои непонятки Вами бы были приняты.
3. В СКАДе предусмотрена возможность выполнения расчета по разным сейсмическим нормам, в т.ч. и по 2000 году.
Я просчитал и по нему... По сравнению с предыдущим СНиПом, где есть табл.4 и 5, сейсмическая нагрузка (по протоколу расчета) еще выше , где-то в 14 раз, относительно расчета без "особенностей".
Кто заинтересуется - проверит...Т.е.хочу сказать, даже не видя СНиПа с поправками 2000 года, возникают еще большие сомнения...
4. А что касается расчетов по акселерограммам, то тут создатели СНиПа явно не продумали механизмы применения....

[DEM]

EUDGEN
Пишите в личку или на мыло.
Сейчас не вижу смысла в споре, и каких то доказательствах со своей стороны.
К вашим заключениям о возрастании сейсмической нагрузки то в 8 то в 15 раз отношусь скептически. :roll:

[EUDGEN]

По поводу скептицизма...
Показываю на пальцах увеличение нагрузки в 8 раз:
1. Для обыкновенного жилого здания S= Q*А*К1*К2*Кпси*(...)= 0.1*0.25*1*1=Q*0.025*(...).
2. Для здания с особенностями: S=Q*0.2*1*1*1*(...)=Q*0.2*(...).
3. Делим 0.2 на 0.025, получаем 8.
А по абсолютным величинам, пожалуйста. При общей массе всего здания 5000 тонн, сейсмическая сила в первом случае равна 125 тонн т.е. Q/40; Во втором случае S=1000т, т.е Q/5.
На плане здания 27 колонн. И они должны воспринять горизонтальное воздействие 1000 тонн! Это же ужас....
PS
Похоже, на нашем форуме мало спецов из сейсмозон...

[Beginer]

Сообщение от EUDGEN Обратите внимание, ссылка на СНиП 2000 года отсутствует.

Скорее всего, пока утверждали СП 2004 года, в котором ссылка была на старый СНиП, старый сменился на новый :roll: Эта чехарда с регистрацией строительных норм Минюстом спутала все карты пользователям норм :evil: Сейчас вроде эту регистрацию отменили и думаю ляпов будет поменьше (хотя вряд ли). Вот один пример: смотрел я как-то в Кодексе СНиП или СП не помню, но суть в чем, открыл а там написано не прошел регистрацию в Минюсте :!: и поэтому недействует :!: стало интересно почему не регистрируют и вот что накопал, если коротко то "... из-за того что в документе имеются ссылки на незарегистрированные Минюстом нормы...". Открываю какой-то другой новый СНиП, в нем имеется ссылка на тот, который не прошел регистрацию, о котором писал выше, и он действующий ВОТ ТАК :!:
А если порассуждать, то обнаруженные непонятки могут иметь совершенно здравую природу (человеческий фактор):
1. Опечатки (ИМХО, наиболее часто)
2. Двоякое толкование тех самых норм (интерес людей их принимающих)
и т.д.
ИМХО Самый верный способ не попасть в сеть непоняток, иметь под рукой несколько толковых "Совковых" книг в которых все вопросы четко и подробно изложены: что?; откуда? и куда?

[novinkov]

to EUDGEN:

А какого ответа Вы ждете? Коэффициент К1 учитывает допускаемую повреждаемость конструкций (разная допускаемая мера развития остаточных деформаций для конструкций разного назначения). Вы (или заказчик) настаиваете на К1=1.0 для здания больницы. Тогда обоснуйте. Даже для конструкций 1-ой категории сейсмостойкости атомных электростанций принимается К1=0.625 (в нормах он называется Кэ=1.0, но суть не меняется). Безусловно, на К1=1.0 расчитываются здания и сооружения с повышенным уровнем ответственности (см. ГОСТ 27751-88). Для остальных зданий нужно очень-очень-очень постараться обосновать К1=1.0.
То что, К1 и табл.5 частично перекрывают друг друга (хотя в них и вкладывается разный смысл) - кто же об этом спорит. Поэтому в новой редакции СНиПа табл.5 и не присутствует. Табл. 5 отражает недостаток знаний (накопленных инструментальных записей сильных землетрясений). В новой редакции количество проанализированных записей выросло чуть ли не в два раза (цифра может отличаться, если надо - уточню), поэтому от этого коэффициента споскойного сна отказались.
Так все-таки в чем вопрос? Хотите реальное армирование изменяйте K1. Настаиваете на К1=1.0 получайте то, что имеете.

[DEM]

[quote="EUDGEN"]По поводу скептицизма...
Показываю на пальцах увеличение нагрузки в 8 раз:
1. Для обыкновенного жилого здания S= Q*А*К1*К2*Кпси*(...)= 0.1*0.25*1*1=Q*0.025*(...).
2. Для здания с особенностями: S=Q*0.2*1*1*1*(...)=Q*0.2*(...).
3. Делим 0.2 на 0.025, получаем 8.
[quote]
У вас похоже что то напутано
1. Смотрим коэф-т А он равен 0,1 для 7 баллов и соответственно
0,2 для 8 баллов.
2. Смотрим коэф-т К 1 он равен 1 если повреждения не допускаются и 0,22 для монолитных конструкций.
3. Кпси соответственно принимаем 1.

Так вот не понятно почему вы принимаете сейсмичность площадки разную и соответственно еще и повышаете уровень ответственности здания.
Иль Я что то упустил из ваших расуждений.

[DEM]

Блин пока коэф-ты расписывал, novinkov уже ответил

[EUDGEN]

DEM
1. Да, при расчетной сейсмичности 7 баллов А=0.1, но по табл.5 (которая у нас действует) для "особых" сооружений бальность повышается. Получаем А=0.2. и далее мои рассуждения в силе.
2. Если Вас этот вопрос затронул, посчитайте простую схемку по разным версиям СНиПов и убедитесь, как пляшут результаты... Особенно меня поражает, чем виноват ж/б каркас с д/ж, если для него надо задавать отягощающий коэффициент К1, нежели для простого ж/б каркаса (это по СНиПу с 2000 г). Этого Снипа у меня нет и скачать не удалось, но сужу по результатам расчета и сопоставления).

[DEM]

Послушайте EUDGEN вы повышаете важность сооружения через чур.
Поэтому у вас и получаются такие нагрузки.
Вы знаете это здание будет похоже на бомбоубежище, если вы примете те условия о которых вы говорите.
Я учавствовал в проектировании и авторском надзоре бомбоубежища, так вот там здание хоть и подземное(2м под дневной поверхностью), но арматуры столько, что Я был просто в шоке.

[novinkov]

to EUDGEN:

Особенно меня поражает, чем виноват ж/б каркас с д/ж, если для него надо задавать отягощающий коэффициент К1, нежели для простого ж/б каркаса (это по СНиПу с 2000 г).

.
По СНиП II-7-81* (ред. 200):
К1=0.35 для железобетонных каркасов без диафрагм
К1=0.25 для железобетонных караксов при наличии связей или диафрагм.

Т.е. наличие диафрагм не ухудшает работу конструкции. Может просто были ошибки при вводе исходных данных?

[DEM]

to EUDGEN:
Я так и не понял к чему вы пришли?????
:roll:

[DTab]

Всем добрый день.
Может кто сталкивался с формулой (7.26) СП50-102-2003?
Там есть один коэффициентик γcR - у меня в бумажном СНиПе (с голограммой) он равен 0.4, а в СП из стройконсультанта он же равен 1.
И где правильно?

[_Oleg_]

В моей версии СП (электронной)

ycR — коэффициент условий работы грунта под нижним концом сваи, принимаемый равным 0,4;

[Om81]

А я нашел в СНиПе ошибку (бумажном!) "Каменные конструкции". В Стройконсультанте правильно, как ни странно).
Это формула определения минимальной глубины заделки консольной балки в кладку. Если делать по бумажному СНиПу ("первоисточнику", блин), у меня, например получилось 7 см. вместо положенных 29.. и кто отвечать будет за такие ошибки, интересно(?)

[DTab]

Сообщение от _Oleg_ В моей версии СП (электронной) ycR — коэффициент условий работы грунта под нижним концом сваи, принимаемый равным 0,4;

спасибо.

кстати в старом СНиПе (2.02.03-85) в формуле 25 этого коэффициента нет вообще. Вот так ни фига себе уточнили блин на 60% лобовое сопративление.

[_Oleg_]

____
кстати в старом СНиПе (2.02.03-85) в формуле 25 этого коэффициента нет вообще. Вот так ни фига себе уточнили блин на 60% лобовое сопративление.
____

:idea: Украину еще это нововведение не затронуло. Работаем по СНиПу.
А 60% это много, видно в "лесу кто-то здох", т.е. кому-то надо было научную работу провести на эту тему. ИМХО [/quote]

[Beginer]

Сообщение от DTab Может кто сталкивался с формулой (7.26) СП50-102-2003?Там есть один коэффициентик γcR - у меня в бумажном СНиПе (с голограммой) он равен 0.4, а в СП из стройконсультанта он же равен 1. И где правильно?

Правильно =1. А также гамма cf=1, вместо 0,8. А в табл. 7.15 в графе бетта 2 (сверху вниз): 1,8; 1,3; 1,0; 0,8; 0,6; 0,5; -. В СП были внесены поправки :!:

[p_sh]

Сообщение от DTab Всем добрый день. Может кто сталкивался с формулой (7.26) СП50-102-2003? Там есть один коэффициентик γcR - у меня в бумажном СНиПе (с голограммой) он равен 0.4, а в СП из стройконсультанта он же равен 1. И где правильно?

найдено в журнале БСТ 2005 №6 изменение к СП
γcR=1

[andsan]

Поправка к СП 50-102-2003. БСТ 6/2005
[ATTACH]1176460211.rar[/ATTACH]

[Jeka o'Tool]

Махонькая непонятка :roll:
СНиП II-7-81*

Таблица 6 1. Высокие сооружения небольших размеров в плане (башни, мачты, дымовые трубы, отдельно стоящие шахты лифтов и т.п.) Здания со стойками в первом этаже при соотношении податливости вышележащего и первого этажей, равном 0,25 и более - 1,5 2. Каркасные здания, стеновое заполнение которых не оказывает влияния на их деформативность - 1,3 3. Здания и сооружения, не указанные в поз. 1-2, кроме гидротехнических сооружений - 1

Дан каркасный дом с монолитными стенами на первом этаже т.200 (выше или витражи, или К.б.стены), и пилоном на всю высоту т.300 за торцом здания, вне каркаса, на нем лестница "висит", и ригели проходят.
Коэффициент принял равным 1, и как-то неспокойно. НО ведь здание явно не описано в п.п.1-2...
Вот изображение:
[ATTACH]1176462436.jpg[/ATTACH]

[EUDGEN]

Сообщение от Jeka o'Tool Махонькая непонятка :roll: СНиП II-7-81* Дан каркасный дом с монолитными стенами на первом этаже т.200 (выше или витражи, или К.б.стены), и пилоном на всю высоту т.300 за торцом здания, вне каркаса, на нем лестница "висит", и ригели проходят. Коэффициент принял равным 1, и как-то неспокойно. НО ведь здание явно не описано в п.п.1-2... [/ATTACH]

1. Позабросили тему...а жаль - многое в СНиПах трактуется неоднозначно.
По Вашей схемке я бы принял =1.
2. Мучительный для меня вопрос из того же СНиПа:
Учет коэф-та условия работы мкр1 и мкр2 для нормальных и наклонных сечений. Для колонн при повторяемости сейсмики 1: мкр1=1.2, мкр2=0.9.
т.е. для нормального сечения динамическая прочность увеличивается в 1.2 раза, а по наклонным сечениям уменьшается в 0.9 раза. Это во-первых. Во-вторых: этот СНиП по сейсмике, соответственно - эти коэф-ты распространяются на аспект сейсмического воздействия.
3. Читаем СНиП по ЖБ: указанные коэф-ты условий работы вводятся при прочностных расчетах для особого сочетания, в которое входит определенная доля сейсмического воздействия (моя редакция).
т.е. мкр распростаняется уже на все особое сочетание, что, на мой взгляд нелогично. В результате, расчетное армирование колонн уменьшается. (см.тему http://dwg.ru/f/showthread.php?t=18027).

[EUDGEN]

Читаем СНиП "Нагрузки и воздействия":

1.11. В зависимости от учитываемого состава нагрузок следует различать: а) основные сочетания нагрузок, состоящие из постоянных, длительных и кратковременных, б) особые сочетания нагрузок, состоящие из постоянных, длительных, кратковременных и одной из особых нагрузок. Временные нагрузки с двумя нормативными значениями следует включать в сочетания как длительные — при учете пониженного нормативного значения, как кратковременные — при учете полного нормативного значения.

Вопрос уже обсуждался, но из прочтения СНиПа нет однозначного ответа: включать или не включать в особое сочетание оба нормативные значения? Одновременно или взаимосключающиеся? И как они попадают в ярусные массы?

[C1]

Это 2 варианта одной нагрузки. Нужно включать или первый или второй, но не складывать.

[EUDGEN]

Сообщение от C1 Это 2 варианта одной нагрузки. Нужно включать или первый или второй, но не складывать.

Это Ваше мнение или трактовка, или Вы можете указать на пункты СНиПа, в которых Ваше утверждение отражено.
Мой вопрос не из любопытства..., но большая часть, из знакомых мне конструкторов, складавает, ссылаясь на тот же СНиП (табл.3).
Мне тоже все ясно, цитирую Вас:

Это 2 варианта одной нагрузки

Могут быть и вариации (моя трактовка):
1. Типа: если на перекрытии присутствует длительная нагрузка, то на это пятно не должна прикладываться еще и кратковременная. (Ну разве-что канкан на столе или люди в шкафу .
2. Насчет ярусных масс: то, что постоянная нагрузка берется с 0.9 - без вопросов, но временная нагрузка на перекрытиях в реальности никогда не бывает сплошным ковром, и ее учет в массах должен быть более реалистичным.
Почему задаю вопросы или акцентирую непонятки? Случай из жизни, еще горячий: запроектирован 15-ти этажный жилдом, хозяин желает настроить еще один этаж. Требуется перерасчет, возможная корректировка армирования фундаментов и др.жбк, увеличатся осадки, и т.п.
Знаю, что нагрузки можно "вылизать" в разумных пределах и желательно с обоснованием, не в ущерб несущей способности.
Знаю, что спокойней спать при заложенных запасах прочности.
Но, знаю и то, что я инженер и профессионал.

[C1]

Из СНиП по нагрузкам:

1.2. Основными характеристиками нагрузок, установленными в настоящих нормах, являются их нормативные значения. Нагрузка определенного вида характеризуется, как правило, одним нормативным значением. Для нагрузок от людей, животных, оборудования на перекрытия жилых, общественных и сельскохозяйственных зданий, от мостовых и подвесных кранов, снеговых, температурных климатических воздействий устанавливаются два нормативных значения: полное и пониженное (вводится в расчет при необходимости учета влияния длительности нагрузок, проверке на выносливость и в других случаях, оговоренных в нормах проектирования конструкций и оснований).

Из этого пункта можно понять из самого названия ПОЛНОЕ - 100% всей нагрузки.
Пониженное < 100%.
Зачем к полной нагрузке добавлять еще какую-то ее часть.

[EUDGEN]

Сообщение от C1 Из СНиП по нагрузкам: Из этого пункта можно понять из самого названия ПОЛНОЕ - 100% всей нагрузки. Пониженное < 100%. Зачем к полной нагрузке добавлять еще какую-то ее часть.

Полностью с Вами согласен...но, если бы создатели этого пункта поставили в нужное место точку, вопрос бы не возникал:
Вот как должен был выглядеть пунткт 1.2:

1.2. Основными характеристиками нагрузок, установленными в настоящих нормах, являются их нормативные значения. Нагрузка определенного вида характеризуется, как правило, одним нормативным значением. Для нагрузок от людей, животных, оборудования на перекрытия жилых, общественных и сельскохозяйственных зданий, от мостовых и подвесных кранов, снеговых, температурных климатических воздействий устанавливаются два нормативных значения: полное и пониженное. Вариант пониженного значения вводится в расчет при необходимости учета влияния длительности нагрузок, проверке на выносливость и в других случаях, оговоренных в нормах проектирования конструкций и оснований.

Думаю, вопрос исчерпан...Спасибо.

[C1]

По-моему все точно в СНиП. Вопросы были бы если бы в СНиП было:

два нормативных значения: полное и пониженное (вводятся в расчет при необходимости учета ...)

А если в СНиП написано:

два нормативных значения: полное и пониженное (вводится в расчет при необходимости учета ...)

- то текст в скобках относится к слову пониженное.

[EUDGEN]

Сообщение от C1 По-моему все точно в СНиП. Вопросы были бы если бы в СНиП было: два нормативных значения: полное и пониженное (вводятся в расчет при необходимости учета ...) А если в СНиП написано: два нормативных значения: полное и пониженное (вводится в расчет при необходимости учета ...) - то текст в скобках относится к слову пониженное.

Повод еще раз повосхищаться русскому языку. Видимо, не все владеют его тонкостями.
Во всяком случае, мой голос, да Ваш - это уже 2:1, относительно сомневающихся в правильной трактовке п.1.2.
PS
Никифоров! Читай и применяй правильно СНиПы...однако:

[YRat]

Тему пора прикреплять.. СНиП 2.02.03-85 Свайные фундаменты.
Определение условной ширины фундамента.
У кого есть бумажный СНиП, пожалуйста поглядите что верно...

[AMS]

Сообщение от YRat У кого есть бумажный СНиП, пожалуйста поглядите что верно...

Есть бумажное "Руководство по проектированию свайных фундаментов", 1980 г. (скан. прилагаю), в котором подчеркнутые пояснения к формуле аналогичны СНиП 2.02.03-85 и СП 50-102-2003 (ф. 5.8 Приложения 5).
Следует отметить, что в СП 50-102-2003 Приложении 5 "Расчет свай на совместное действие вертикальной и горизонтальной сил и моментов" методика расчета вернулась к СНиП II-17-77, для которого и составлялось "Руководство..." а не к СНиП 2.02.03-85. Есть между СП, СНИП II-17-77 и СНиП 2.02-03-85 в этих расчетах определенные отличия. При пользовании методикой СП стало удобнее (а она и должна приниматься в подобных расчетах, т.к. этот нормативный документ является более поздним изданием) в том плане, что в "Руководстве..." изложены примеры расчета свай на горизонтальные нагрузки. К СНиП 2.02.03-85 они не совсем подходили....

[YRat]

AMS, что бы я делал без Вас, коллега
Спасибо!

В СНиП II-23-81 в табл.8* между выражниями заключёнными в скобках и корнем квадратным из E/Ry (я не имею ввиду произведение) ,что за знак?

[YRat]

Сообщение от Владимир Егорьев В СНиП II-23-81 в табл.8* между выражниями заключёнными в скобках и корнем квадратным из E/Ry (я не имею ввиду произведение) ,что за знак?

Там ничего нет, гляди прикрепленное

YRat

Благодарю.
Вот что значит не иметь официального СНиПа.

В СНиП II-23-81* по п.7.20* говорится,что при....следует за значение площади А принимать Аred.Вопрос:
при этом остальные геометрические хар-ки (Jx,Jy,Wx и т.д.) остаются для прежде выбранного сечения площадью А?
К примеру-каким будет значение радиуса инерци ix,ведь ix=(Jx/А)^0.5,т.е. считать ix по приведённой формуле или брать из сортамента?

[IBZ]

2 Владимир Егорьев

Да, меняется только площадь. Прочие характеристики не корректируются. Это следует из последнего абзаца пункта 7.20. Хотя, например, в индийских нормах пересчитываются все параметры.

IBZ
Спасибо.Не увидел срзу.

IBZ

Сори.
Мне тогда не понятно следующее:
речь идёт об сравнении частного hef/t и выражения из п.7.14,которое зависит от условной гибкости,а условная гибкость в свою очередь зависит от радиуса инерции.Если мы не будем пересчитывать радиус инерции в зависимости от Аred,то мы ни чего ни решим.Может быть индия права?

Или надо понимать п.7.20 как,если hef/t> выражения по п.7.14 (для центрально-сжатых элеиентов не более чем в два раза),то следует переходить сразу к определению напряжения при сжатии,а гибкость пересчитывать не надо и перепроверять вышеуказанное неравенство.И что означает выражение в скобках "для центрально-сжатых....",а для сжато-изогнутых?

[IBZ]

Редуцированную площадь нужно подставлять только в конечные формулы определения условных напряжений сжатия (7), (51), (61), (62). Во всех остальных формулах (W, ix, iy, Я и т.д.) фигурирует полное сечение и никакой перерасчет этих данных не нужен. Сей факт объясняется, по-видимому, малым влиянием на и так достаточно условные формулы.

В СНиП II-23-81* п.5.27* сказано,что "...Расчёт на устойчивость не требуется для сплошно-стенчатых стержней при mef>20 и для сквозных стержней при m>20, в этих случаях расчёт следует выполнять как для изгибаемых элементов.
Вопрос:
1.Говориться об расчёте полностью на изгиб или только на устойчивость при изгибе?
2.Как опредлить поперечную силу создающую изгиб?

[IBZ]

Сообщение от Владимир Егорьев 1.Говориться об расчёте полностью на изгиб или только на устойчивость при изгибе? 2.Как опредлить поперечную силу создающую изгиб?

1. В этом случае выполняются все проверки, необходимые при расчете изгибаемых элементов.
2. По правилам сопромата и строймеха. Если есть выражение (формула) для момента, можете взять 1-ю производную

В ф-ле 38 знак +/- относится к моменту в рассматриваемой точке?

Для определения значений касательных напряжений используется формула 29 СНиПа II-23-81 (QS/Jt),а по формуле Журавского добовляется в знаменателе "b"-ширина поперечного сечения балки на том уровне,на котором определяются касательные напряжения (QS/Jb).Чем объясняется отсутствие "b" в СНиПе?И что за момент инерци кручения-Jt?В сопромате не нашёл определения.

[vv_77]

В пятницу вечером задали вопрос, как понимать этот пункт таблицы СНиП 3.04.01-87 (Изоляционные и отделочные покрытия)?

Я, честно говоря, сам растерялся. Что-то уж больно большие допуски, если следовать моей логике.

АУ!
Где все? Ну хоть кто-то выскажите свое мнение.

Всемирный День архитектуры что-ли отмечаете?

kpblc, ну хоть ты скажи что-нибудь, раз не даешь "топик-апить".
А ситуация такая - полы в жилом помещении получились хоть и ровные, но с небольшим уклоном. Теперь ни технадзор заказчика, ни подрядчик не знают - уложились они в нормы или надо переделать?

Добрый день.
1.Каким коэфициентом учитывать зону соприкосновения пальца шарнира с проушиной?Ведь в зависимости от зазора она разная.Как его определить,высчитать?
Вопрос к СНиП II-23-81.

2.Имеется шарнир.Элемнты из одного материала.Нужно отдельно проверить на смятие палец и проушину.Какие расчётные сопротивления брать для каждого случая (в каких таблицах?).
При расчёте болтового соединения считаем только лист и расч.сопр. принимаем из табл.59*.
В данном случае я так понимаю нужно использовать таблицу 52*.Прокомментируйте из этой таблицы названия 2-го,3-го и 4-го столбцов.

P.S.Речь идёт по СНиП II-23-81

[Beginer]

Случайно наткнулся на ошибку СНиП 2.02.01-83 "Основания зданий и сооружений":
прил.2 п.2 в пояснении к формуле для нахождения p0, Сигма zg,0 должно ровняться гамма` умножить на d, а там написано гамма d.
Правда далее в п.5 всё написано правильно, но всё же.

[DVKey]

Сообщение от vv_77 В пятницу вечером задали вопрос, как понимать этот пункт таблицы СНиП 3.04.01-87 (Изоляционные и отделочные покрытия)? А ситуация такая - полы в жилом помещении получились хоть и ровные, но с небольшим уклоном. Теперь ни технадзор заказчика, ни подрядчик не знают - уложились они в нормы или надо переделать?

Там не пропечатался значок процента - то есть допуск 0,002 от размера помещения (на 10 метров - 20 мм) на 25 м и более - 50 мм. Вполне нормально.
По-моему это ясно следует из требований т. 25 того же СНиП.