[Net]

Помогите разобраться.
Согласно СНиП, устойчивость балки не требуется проверять при передаче нагрузки через сплошной жесткий настил, непрерывно опирающийся на сжатый пояс балки и надежно с ним связанный.
Моё сооружение:
металлические балки покрытия, по ним ж.б. плиты (плиты не приварены (варить нельзя - ничего искрообразующего не допустимо), не замоноличены - просто лежат, через два года их снимать нужно)). По плитам ездиет бульдозер и засыпает все это сооружение грунтом.

Вопрос - можно ли для данных мет. балок покрытия не учитывать фи балочное?
Я считала балку нераскрепленной (6 м), теперь возник вопрос об огромном перерасходе металла. Не знаю как обосновать свое решение.
Помогите.

[wjea]

Net
Это уже выполнено в натуре или в проекте?

[alle]

Сообщение от Net Вопрос - можно ли для данных мет. балок покрытия не учитывать фи балочное? .

Вопрос раскреплена или нет решается однозначно: см. формулу 37 б СНиП II-23-81*. Насчет того - можно ли учитывать трение или нет - не знаю. Формально - обычно трение держит с запасом. Но при новом проектировании на него не полагаются - делают развязку (коэффициент бетона о сталь да и другие параметры весьма изменчивы). У моей матери в "фамильном" гараже, балка таким образом сделанная вышла из плоскости - я ее с удовольствием рассматриваю всякий раз когда там бываю.

[IBZ]

В указанном случае расчет с учетом Фи-балочного обязателен. Плита без приварки не может считаться НАДЕЖНЫМ раскреплением сжатого пояса, тем более, что сверху что-то ездит ! Правда особого перерасхода по металлу быть не должно. Для больших сечений (а какие еще могут быть под бульдозером, равняющим грунт ) значение Фи-балочное для длины 6 метров близко к единице.

С уважением, Игорь.

[helpstud]

Считать обязательно. Для надежности на заводе можно предусмотреть приварку пластинок ребром к верхнему поясу вдоль балки и пропустить их в шов плит. После замоноличивания швов будет препятствовать потере общей устойчивости.

[dermoon]

Сообщение от Net Я считала балку нераскрепленной (6 м), теперь возник вопрос об огромном перерасходе металла. Не знаю как обосновать свое решение. Помогите.

Из какого сортамента принят профиль балки? Обычно в таких случаях, если ничего нельзя раскрепить и приварить применяют двутавры колонные (К), расход получается поменьше, чем с обычными балочными двутаврами.

[alle]

Сообщение от helpstud Для надежности на заводе можно предусмотреть приварку пластинок ребром к верхнему поясу вдоль балки и пропустить их в шов плит. .

Да, для сборных плит так делают у нас иногда - ЦНИИПСКовское вроде как решение бородатое. Вертикальная пластина не дает балке уйти в сторону - швы проверяются на изгиб на все ту же условную поперечную силу. Но на практике все же стремятся к более "осязаемому" раскреплению, а именно - связи по верхним поясам. Прикрепить их без сварки конечно проблематично.
Про условную поперечную силу есть также в "Пособии по проектированию стальных конструкций к СНиП... " (если Вам, Net, нужно именно "нормативное" обоснование своего решения)

http://dwg.ru/dwl/799

Код:

[Выделить все]

5.23 (5.16*). Требование надежной связи сжатого пояса балки со сплошным жестким настилом, когда не нужна проверка устойчивости балок, должно быть предусмотрено в проектах строительных конструкций и производства работ.
При устройстве закреплений сжатого пояса в отдельных точках (узлы продольных или поперечных связей, точки крепления жесткого настила) такие закрепления следует рассчитывать на фактическую или условную поперечную силу в горизонтальной плоскости. При этом каждая точка закреплений предназначена для уменьшения расчетной длины сжатого пояса балки (см. п. 5.19 настоящего Пособия).
При непрерывном прикреплении сжатого пояса балки к жесткому настилу это прикрепление следует рассчитывать на максимальное значение эквивалентной поперечной нагрузки, действующей на пояс в горизонтальной плоскости [13]:

Формула 38
Формула 39

При плоском и профилированном металлических настилах или волнистой стали надежной связью является соединение их со сжатым поясом балки сваркой на болтах или дюбелях.

Сплошной просечно-вытяжной настил следует приваривать к сжатому поясу балки в соответствии с требованием ГОСТ 8706-78* о защемлении настила. При этом листы настила необходимо располагать просечкой поперек пролета (перпендикулярно оси балки).

Для сборных железобетонных плит из различных бетонов под надежной связью следует понимать крепление закладных деталей плит к сжатому поясу балки сваркой или на болтах.

При монолитных железобетонных плитах надежной связью может служить приварка арматуры или специальных закладных деталей к сжатому поясу балки либо замоноличивание этого пояса в слое бетона толщиной не менее 20 мм.

При устройстве прикреплений необходимо учитывать конструктивные требования для применяемого вида соединений (минимальные размеры швов, расстояния между болтами и от края элемента и т. д.).

Вот Exceleвская функция для "фи-балочное" (откройте Excel, давите alt+F11, Insert=> Module и вставьте код в модуль1. Уровень безопасности (Excel = > Сервис => Макрос => Безопасности) - низкий. Функция VBA доступна в разделе ""Опрделенные пользователем"

Код:

[Выделить все]

Function ФИБАЛПРОКАТ(Jx_см4, Jy_см4, Jt_см4, h_см, Lef_м, Ry_кгс_на_см2, Для_дв_1_для_шв_2, Код_строки_по_табл_77_и_78)
'Возвращает коэффициенты для расчета балок на устойчивость для прокатных_двутавров
'и швеллеров по п. 1* приложения 7* к СНиП II-23-81*

Jx = Jx_см4
Jy = Jy_см4
Jt = Jt_см4
h = h_см
L = Lef_м * 100
R = Ry_кгс_на_см2
key1 = Для_дв_1_для_шв_2
key2 = Код_строки_по_табл_77_и_78
E = 2100000



alpha = 1.54 * (Jt / Jy) * (L / h) ^ 2

psi_1_a = 1.75 + 0.09 * alpha
psi_1_b = 3.3 + 0.053 * alpha - 0.000045 * alpha ^ 2

psi_2_a = 5.05 + 0.09 * alpha
psi_2_b = 6.6 + 0.053 * alpha - 0.000045 * alpha ^ 2

psi_3_a = 1.6 + 0.08 * alpha
psi_3_b = 3.15 + 0.04 * alpha - 0.000027 * alpha ^ 2

psi_4_a = 3.8 + 0.08 * alpha
psi_4_b = 5.35 + 0.04 * alpha - 0.000027 * alpha ^ 2

psi_5_a = 2.25 + 0.07 * alpha
psi_5_b = 3.6 + 0.04 * alpha - 0.000035 * alpha ^ 2

psi_6_a = 1.75 * psi_5_a
psi_6_b = 1.75 * psi_5_b

psi_7_a = 1.14 * psi_5_a
psi_7_b = 1.14 * psi_5_b

psi_8_a = 1.6 * psi_5_a
psi_8_b = 1.6 * psi_5_b

psi_9_a = 1.14 * psi_5_a
psi_9_b = 1.14 * psi_5_b

psi_10_a = 1.3 * psi_5_a
psi_10_b = 1.3 * psi_5_b

psi_11_a = 1 + 0.16 * alpha
psi_11_b = 4 + 0.05 * alpha

psi_12_a = 6.2 + 0.08 * alpha
psi_12_b = 7 + 0.05 * alpha

psi_13_a = 1.42 * Sqr(alpha)
psi_13_b = 1.42 * Sqr(alpha)


Select Case alpha
Case 0.1 To 40: psi_1 = psi_1_a
Case 40 To 400: psi_1 = psi_1_b
End Select

Select Case alpha
Case 0.1 To 40: psi_2 = psi_2_a
Case 40 To 400: psi_2 = psi_2_b
End Select

Select Case alpha
Case 0.1 To 40: psi_3 = psi_3_a
Case 40 To 400: psi_3 = psi_3_b
End Select

Select Case alpha
Case 0.1 To 40: psi_4 = psi_4_a
Case 40 To 400: psi_4 = psi_4_b
End Select

Select Case alpha
Case 0.1 To 40: psi_5 = psi_5_a
Case 40 To 400: psi_5 = psi_5_b
End Select

Select Case alpha
Case 0.1 To 40: psi_6 = psi_6_a
Case 40 To 400: psi_6 = psi_6_b
End Select

Select Case alpha
Case 0.1 To 40: psi_7 = psi_7_a
Case 40 To 400: psi_7 = psi_7_b
End Select

Select Case alpha
Case 0.1 To 40: psi_8 = psi_8_a
Case 40 To 400: psi_8 = psi_8_b
End Select

Select Case alpha
Case 0.1 To 40: psi_9 = psi_9_a
Case 40 To 400: psi_9 = psi_9_b
End Select

Select Case alpha
Case 0.1 To 40: psi_10 = psi_10_a
Case 40 To 400: psi_10 = psi_10_b
End Select



Select Case alpha
Case 4 To 28: psi_11 = psi_11_a
Case 28 To 100: psi_11 = psi_11_b
End Select

Select Case alpha
Case 4 To 28: psi_12 = psi_12_a
Case 28 To 100: psi_12 = psi_12_b
End Select

Select Case alpha
Case 4 To 28: psi_13 = psi_13_a
Case 28 To 100: psi_13 = psi_13_b
End Select

Select Case key2
Case Is = 1: psi = psi_1
Case Is = 2: psi = psi_2
Case Is = 3: psi = psi_3
Case Is = 4: psi = psi_4
Case Is = 5: psi = psi_5
Case Is = 6: psi = psi_6
Case Is = 7: psi = psi_7
Case Is = 8: psi = psi_8
Case Is = 9: psi = psi_9
Case Is = 10: psi = psi_10
Case Is = 11: psi = psi_11
Case Is = 12: psi = psi_12
Case Is = 13: psi = psi_13
End Select


Select Case key1
Case Is = 1: phi_1 = psi * (Jy / Jx) * (h / L) ^ 2 * (E / R)
Case Is = 2: phi_1 = 0.7 * psi * (Jy / Jx) * (h / L) ^ 2 * (E / R)
End Select

Select Case phi_1
Case Is <= 0.85: phi = phi_1
Case Is > 0.85: phi = 0.21 * phi_1 + 0.68
End Select

Select Case phi
Case Is <= 1: phi = phi
Case Is > 1: phi = 1
End Select

ФИБАЛПРОКАТ = WorksheetFunction.Round(phi, 3)

End Function

Ключи для расчета в таблице
[ATTACH]1154491057.GIF[/ATTACH]

[helpstud]

Кстати, вот вам потеря устойчивости прогонов, хотя верхний пояс раскреплен.
Гадаем - может температурные деформации, может ушел нижний пояс...

[ATTACH]1154529007.jpg[/ATTACH]

[helpstud]

22
[ATTACH]1154529314.jpg[/ATTACH]

[Om81]

Что-то непохоже это на потерю устойчивости сжатого пояса.. Тем более, его раскрепление на месте.

[wjea]

Helpstud
К сожалению, нет всей картинки схемы покрытия, чтобы это твёрдо сказать. Но если руководствоваться, только тем, что видишь, то это, явный не учёт косого изгиба прогона.

[Net]

сооружение еще не построено
сейчас вопрос в экспертизе и огромном перерасходе металла - 100 т

Я переделала проект субподрядчиков - они не учитывали фи балочное (заложен был балочный профиль, я заложила широкополочный) - теперь рахлебываю.
Эксперты могут сказать что угодно...

[Aragorn]

Вот на днях у нас возник спор по похожей проблеме. Но в учебниках написано, что профнастил является связью по верхнему поясу и даже можно посчитать. А на мой взгляд профнастил может не удержать балку от потери устойчивости, если длина балки большая.
Видел недавно, как балка 8м под плитами перекрытия ушла из плоскости в коттедеже.

[IBZ]

Сообщение от Net сооружение еще не построено сейчас вопрос в экспертизе и огромном перерасходе металла - 100 т Я переделала проект субподрядчиков - они не учитывали фи балочное (заложен был балочный профиль, я заложила широкополочный) - теперь рахлебываю. Эксперты могут сказать что угодно...

А какой расчетный момент, максимальная поперечная сила на опоре и пролет балки для расчета прогиба и Фи-балочного. Сообщите и я завтра на работе подберу все возможные сортаментные (можно и оптимальный сварной) профили. Наша программа выдает все удовлетворящие всем условиям СНиП, в том числе и с учетом Фи-балочного, в каждой категории (Б, Ш, К, М...)

С уважением, Игорь.

[wjea]

Net
Я не совсем понял Ваше сожаление с раскаянием.
Вы, сделали совершенно правильный шаг – учесть фи бэ, крайне необходимо и обязательно.
Принять во внимание работу плит в устойчивости балок, только через силу трения нельзя. Не думаю, что экспертиза поставит Вам это в укор.
Перерасход, конечно значительный, (если есть уверенность, что, цифра подсчитана правильно).
Но есть конструктивный выход, вот то, что сказал Вам «hlpstud», только приварить не полоски, а крестообразные элементы с шагом плит, и последующей заливкой узлов, дабы исключить люфт. Если нет возможности, варить, эти элементы. Можно сделать отдельно--- соединительный элемент , т.е. эти крестообразные элементы приварить к опорной пластине с бортами, и устанавливать этот элемент на монтаже, в сухую.

[Tserber]

Я чтото не понял :evil: А по гибкости уже никто не считает?
Лично я проверяю по устойчивости только если балка длинее 3х метров.
Чтоб учитывать раскретление профнастилом, надо его правильно закрепить. Есть по этому поводу рекоментации. ИМХО
alle
А у меня на кристале все намного проще считается :twisted:

Net Вопрос - можно ли для данных мет. балок покрытия не учитывать фи балочное? Я считала балку нераскрепленной (6 м), теперь возник вопрос об огромном перерасходе металла. Не знаю как обосновать свое решение. Помогите.

Делал я чтото подобное. Бункер для отходов перекрывался ж/б плитами. Лучше всего такую хрень перекрывать колонным двутавром. И с устойчивостью будет порядок. ИМХО
PS если я ошибся с расчетами, почти весь южный урал может начинать молится и писать завещания.

[helpstud]

К сожалению, нет всей картинки схемы покрытия, чтобы это твёрдо сказать. Но если руководствоваться, только тем, что видишь, то это, явный не учёт косого изгиба прогона.

Уклон кровли 1.5%, т.е. скатная составляющая не существенна.
Длина профнастила 30м(12+12+6), саморезы в каждой волне, прогоны разрезные.
Температурные деформации теоретич. не более 1см. Может все-таки ушел нижний пояс, если верхний раскреплен, а крутящий момент все равно действует.
[ATTACH]1154601865.jpg[/ATTACH]

[helpstud]

еще
[ATTACH]1154602091.jpg[/ATTACH]

[Tserber]

Сообщение от helpstud Уклон кровли 1.5%, т.е. скатная составляющая не существенна. Длина профнастила 30м(12+12+6), саморезы в каждой волне, прогоны разрезные. Температурные деформации теоретич. не более 1см. Может все-таки ушел нижний пояс, если верхний раскреплен, а крутящий момент все равно действует.

лучше написать пролет, нагрузку и номер профиля, вот тогда можно оценить причину

[Om81]

Похоже на "Кисловодск"..(?)

[AIK]

helpstud
В структурных покрытиях самое слабое место это опорный столик под прогоны кровли. Могли недотянуть одинокий болт, которым этот столик крепится, вот и пошли гулять прогоны из плоскости. А у вас еще структурка типа "А", разреженная, более деформативная. В общем я бы полез смотреть узлы опирания прогонов.

[AIK]

Сообщение от Net заложен был балочный профиль, я заложила широкополочный

А какое опирание плит при балочном профиле? Там же элементарно не хватает ширины полки! Во времена когда экономика была экономной, мы делали уширение верхнего пояса для нормального опирания плит, и фи балочное становилось неактуальным.

[Разработчик]

helpstud

Кстати, вот вам потеря устойчивости прогонов, хотя верхний пояс раскреплен.

Это не потеря устойчивости, а самое обыкновенное кручение. Вертикальная нагрузка приложена в стороне от центра кручения (а у швеллера он с противоположной от полок стороны стенки) и, соответственно, вызывает крутящий момент, что и наблюдается на картинках. Потеря устойчивости балки из плоскости называется "изгибно-крутильной", причем изгиб тут имеется в виду в горизонтальной плоскости, а поскольку профнастил у Вас проклепан, то смещение в этой плоскости невозможны и поэтому невозможна потеря устойчивости.

wjea

Принять во внимание работу плит в устойчивости балок, только через силу трения нельзя.

"Эт точно". Любая такая попытка - от лукавого, тем более, что там что-то ездит. Есть, правда в данном случае еще один стабилизирующий фактор - жесткость ж/б плиты. Когда балка начнинает проворачиваться плита (в отличие от относительно гибкого профнастила) не следует за ней, в результате нагрузка переносится на край полки и создает восстанавливающий момент, что увеличивает критическую нагрузку. Теоретически (для диплома, например) можно посчитать такую задачку, однако, ни в каких нормах, ни наших ни западных этого не прописано и, стало быть, Net права.

[Jeka]

Сообщение от Разработчик Вертикальная нагрузка приложена в стороне от центра кручения (а у швеллера он с противоположной от полок стороны стенки)

Не центра кручения, а центра изгиба. В остальном поддерживаю.

[wjea]

Helpstud
He важно, что маленький уклон, нарисуйте как есть сечение прогона, приложите вертикальную и наклонную составляющие, рассчитайте, и мне кажется, что Вы получите именно то, что получилось на картинке. В таких ситуациях, весьма пользительны - тяжи. Здесь в нормативах, есть книга, по сель. хоз. зданиям загляните туда.
Вижу знакомые узлы структурных плит. Но, что за схема структуры, у Вас интересная такая?

[Net]

Сообщение от wjea Вы, сделали совершенно правильный шаг – учесть фи бэ, крайне необходимо и обязательно. ... Но есть конструктивный выход...

В том то и дело, если есть конструктивный выход - менее дорогой, чем увеличение профиля балки - то это меня погубит :evil:

Не совсем понятно ,что значит "Можно сделать отдельно--- соединительный элемент , т.е. эти крестообразные элементы приварить к опорной пластине с бортами, и устанавливать этот элемент на монтаже, в сухую"
Я могу на заводской сварке наварить крестов к балке , только как плиты будут устанавливать в такие ограничители?
Если залить швы, то как потом плиты снимать не разрушая сооружение?
Поясните пожалуйста, что я не понимаю?

[Net]

Сообщение от AIK А какое опирание плит при балочном профиле? Там же элементарно не хватает ширины полки! Во времена когда экономика была экономной, мы делали уширение верхнего пояса для нормального опирания плит, и фи балочное становилось неактуальным.

двутавр 55Б2 - b=220 мм, опирание-100 мм

[Jeka]

Сообщение от wjea Helpstud He важно, что маленький уклон, нарисуйте как есть сечение прогона, приложите вертикальную и наклонную составляющие, рассчитайте, и мне кажется, что Вы получите именно то, что получилось на картинке. В таких ситуациях, весьма пользительны - тяжи.

Скатная составляющая при уклоне в 1.5% составит ~1,1% и практически никак не отразится на результате. Ставить тяжи при таком уклоне, да еще и при сплошном покрытие из профилированного листа, который закреплен к верхнему поясу прогонов лишено всякого смысла [sm1013]

[wjea]

Net
Вполне возможно, что конструктивное решение, с учётом трудозатрат и материалов, будет не намного дешевле, чем увеличение профиля балок. Но Вы же не высосали из пальца эту задачу, она продиктована определёнными условиями и надо, искать выход.
Перекрывается, насколько я понял, тяжёлыми, промышленными корытообразными плитами. У них чёткие фиксированные размеры, и если Вы, дадите допуск, то не будет ни каких затруднений при укладке плит.
Соединительный элемент, который на монтаже, я имел в виду, опорную плиту с приваренными рёбрами (сварной швеллер - вниз полками) и к полке с наружи приварены кресты.
Если у Вас не эксплуатируется непосредственно плоскость плиты, возможно приварить к балкам не кресты, а болты и на монтаже накрывать стык плит крестообразной шайбой и затянуть гайкой
Попробуйте ещё такой вариант. Не увеличивать профиль, а приварить только к верхним полкам двутавров, или уголки, или полосу, может будет дешевле.
Что касается, заливки швов, то никакой роли при демонтаже она не сыграет, ведь там будет разрыв раствора.
.

[wjea]

Jeka
Кровля, из листов проф. настила, сплошной, является только для ветра, дождя и снега. Что касается передачи напряжений в элементах конструкций покрытия, с участием проф настила. То здесь желательно подходить не столь категорично. В нормативах, я где-то здесь, встречал методику определения жесткостных характеристик крыш из этих элементов, с учётом их деформативности.
Судя по картинке, я вижу результат не учёта напряжения косого изгиба.
По словам автора поста, прогон имеет, шарнирное опирание. То есть, закреплён нижними полками в узлах. Верхняя полка закреплена к настилу. Я не говорю о величине усилий, а вижу , что выгиб стенки, направлен в низ в сторону ската. И это говорит о том, что .точка приложения погонной нагрузки, на верхнюю полку была направлена по вертикали с верху в низ, под углом к стенке швеллера, и её дополняла составляющая по скату. Вот эта сумма, пусть бесконечно малая так деформировала прогон.
Возможно, всё проще, поставили кривой прогон и тут, он под нагрузкой, просто дозрел.
Если у Вас есть другое объяснение, давайте послушаем.
Что касается тяжей, то поставить их надо обьязательно и непременно. Там в каждом сопряжении есть гайки их можно подкрутить и выправить дефект, заодно и перебить расчетную длину из плоскости, на будущее, так как она оказалась чрезмерной для этого профиля.

[helpstud]

wjea

Вижу знакомые узлы структурных плит. Но, что за схема структуры, у Вас интересная такая?

Структурная плита покрытия – одноярусная, разреженная (отдельные ячейки 3х3м не заполнены поясами и раскосами), с ортогональным расположением поясов и разгружающими консолями, размером 27х27м, типа "Кисловодск", внутриконтурно и бескапительно опирающаяся на 4 основные колонны, 2 оси симметрии. Ячейка - пентаэдр.

AIK

В структурных покрытиях самое слабое место это опорный столик под прогоны кровли. Могли недотянуть одинокий болт, которым этот столик крепится, вот и пошли гулять прогоны из плоскости. А у вас еще структурка типа "А", разреженная, более деформативная. В общем я бы полез смотреть узлы опирания прогонов.

Узелок вроде нормальный.
[ATTACH]1154636806.jpg[/ATTACH]
Разработчик

Это не потеря устойчивости, а самое обыкновенное кручение.

Точнее свободное кручение с изгибом - хотя болты в опорном узле частично препятствуют депланации сечения, т.е. свободное не совсем Потеря устойчивости - первая обманчивая реакция на увиденное, т.к. показалось что ушел верхний пояс.

[AIK]

Сообщение от helpstud Узелок вроде нормальный.

А что это за болт такой торчит, затяжка какая-то? Непонятно зачем прогон приварили. Очень радует уголок по верхнему поясу - хоть по кручению, хоть по устойчивости не должно быть проблем.
А с раскладкой профлиста не намудрили? В структуре замена листов 12м на 6-метровые весьма чревата.

[helpstud]

А что это за болт такой торчит, затяжка какая-то?

Монтажный, уголок усиления позже приваривали (видно для укладки другого профлиста), но сделали это только в 2-х рядах прогонов.

Непонятно зачем прогон приварили.

Мне тоже, может это рез неровный? Надо еще раз слазить посмотреть, т.к. прогоны будем снимать и сварка нежелательна.

А с раскладкой профлиста не намудрили? В структуре замена листов 12м на 6-метровые весьма чревата.

Да, что-то мудрили. Профлист тоже снимаем. На этом участке (30х6м) вообще другой состав кровли. В одном вскрытии было две кровли, т.е. утеплитель, стяжка, ковер и снова... , всего 380мм. Существующая расчетная нагрузка 396-562кг/м2, при том что структура данного типа проектировалась на 300кг.

[Разработчик]

Jeka

Не центра кручения, а центра изгиба.

Да как только его в нашей литературе не называют. Могу добавить английский и немецкий варианты "shear centre" и "Schubmittelpunkt" - и то и другое переводится, как "центр сдвига".

[Jeka]

wjea

Насчет объяснения, так оно уже неоднократно прозвучало: потеря устойчивости плоской формы изгиба при совместном действии изгиба и кручения (в данном случае стесненного кручения).

А насчет тяжей, так извините но это бред. Какую силу при уклоне в 1.5% вы собираетесь воспринимать тяжами? По поводу профлиста привожу абзац (стр. 353, 354) из букваря МК Беленя. Таким образом, ставить тяжи на кровле с таким уклоном да еще и покрытую профлистом - это бред в квадрате.
[ATTACH]1154704837.jpg[/ATTACH]

[wjea]

Jeka
Кручение, как Вы заметили, в его стеснённом виде, в кровельном прогоне, работающем на косой изгиб, появилось в силу отклонения стенки, от вертикали приложения нагрузки, как раз, на те самые малые 1.5% . К нему прибавились и непосредственно отклонение точки приложения самой нагрузки по отношению к оси У , и влияние возможного прогиба в не выгодном направлении самого настила, и смещение плоскости настила под углом 1.5% . Всё это, не важно, в каком количестве отдельно, а в сумме приводит к потере устойчивости именно такого вида.
Было бы желательно, что бы Вы слышали то, что хочет сказать собеседник (это моё очередное к Вам обращение) Мы рассматриваем конкретную конструкцию, о ней , и только о ней мы говорим. Я по вопросу тяжей. Очень хорошо, что Вы читаете буквари, и даете из них цитаты. Буквари надо обязательно читать, главное чтоб не один, и во время. Если это будет соблюдено, то станет автоматом, понятно, что тяж, в прогоннах, играет двоякую роль, разгрузка наклонной составляющей, и перебивка расчётного пролёта прогона по оси У.
Если в процессе подбора сечения, высота прогона по отношению Х—Х вроде достаточна, то устанавливая тяж, можно спокойно перебить расчётную длину тяжем, и добиться того, что усиливать профиль по У—У не надо будет. Что касается, цельности диска , то Вы всё же найдите расчёты деформаций крыш из проф. настила, о которых я говорил. Это Вам пригодится. Беленя это не единственный, официальный документ, это просто мнение автора.
Не пойму, что Вы так ухватились за значение наклонного усилия, где было утверждение о его значительности, где я вам это сказал.
И давайте не будем, возводить во всякие степени верхоглядство.
Потому, как, иногда возникает вопрос, чьё оно.

[IBZ]

А вот, господа, вам вопрос для разминки. Все согласны, что прогоны покрытия, выполненные из швеллера, испытывают наряду с двухплоскостным изгибом и воздействие стесненного кручения. При этом, ни в одном из "букварей" нет рекомендаций расчитывать такие прогоны с учетом бимоментов. Почему :?:

С уважением, Игорь.

[helpstud]

А кто вообще считает прогоны на кручение? В отечественном сортаменте нет координат центра изгиба, в СНиП "СК" про кручение умалчивается.

[IBZ]

Сообщение от helpstud А кто вообще считает прогоны на кручение? В отечественном сортаменте нет координат центра изгиба, в СНиП "СК" про кручение умалчивается.

Ну, это аргумент типа "а мы всегда так делали/никогда этого не делали". СниП о многом умалчивает. Например, нигде в СниПе Вы не найдете требования считаnь на стесненное кручение кольцевую балку, хотя этот расчет для силосов и аналогичных конструкций обязателен ! Секториальные характеристики для любых сечений вычисляются, бимоменты определяются... А стесненное кручение для открытых профилей, в частности швеллерных прогонов составляет ~15% от напряжения косого изгиба

С уважением, Игорь.

[helpstud]

Ну, это аргумент типа "а мы всегда так делали/никогда этого не делали".

С чего вы взяли, что я против расчета на кручение? Например, я считаю крайние балки на кручение. Я как раз не согласен с такими аргументами. В вопросе - сожаление о том, что большинство не считает и что в СНиП это не заложено.

Секториальные характеристики для любых сечений вычисляются

Ясное дело, но вы же не вычисляете, например, радиус инерции швеллера - есть сортамент. Почему не введены в сортамент момент инерции свободного кручения и др.?

бимоменты определяются...

Не все программы учитывают 7-ю степень свободы - вы на чем считаете?

[IBZ]

helpstud

Извините, что неверно Вас понял. Крайнюю балку я все-же на бимоменты не считаю (с обсуждением на форуме знаком). Не считаю я и швеллерные балки нагруженные обычным образом (вдоль центра тяжести или стенки) , в любом случае испытывающие стесненный изгиб. При этом, в отличие от случая швеллерного прогона, я не знаю ответа, почему этого делать не надо. Во всяком случае нигде в литературе рекомендаций считать не встречал, равно как и объяснения почему этого делать не надо.

Почему секториальных характеристик нет в сортаменте не знаю. Есть они в ЦННИИПСКовском руководстве по подбору сечений - вот какая часть не помню (пишу из дома). Мы, впрочем, считаем их по самописной программке, а в случае сложного сечения - по Scadовскому "Консулу" или ручками. Программы, умеющей считать бимоменты у нас нет на сегодня балки считаем руками в простых случаях по таблицам. В случаях посложнее используем метод начальных параметров. На сегодня есть своя программка расчета равномерно нагруженного кольца с произвольным количеством симметрично расположенных опор. Будет пара недель свободнлго времени - протестируем программку, реализующую метод начальных параметров - она уже написана.

С уважением Игорь.

[Tserber]

helpstud
Совершенно не согласен, все в снипе заложено и с большим запасам. Еще немного добавляю запаса из личного опыта и порядок. Просто все зациклились на МКЭ, все хотят чтоб им на тарелочке прога все разложила.
Если все такие умные, почему тогда все на ANSYS еще не перешли?

[Om81]

Согласен..
Эти 15% с запасом перекрываются многочисленными коэф. надежности. А если в каждом сарае все прогоны считать на бимоменты и проч. (при этом ведь надо хорошо во всем разбираться!) - проекты будут готовиться годами.. СНиП-то для того и написан, чтобы упростить жизнь проектировщику сараев. Если же объект уникальный - то при чем тут СНиП?

[Tserber]

А еще процент на похмелье сварщика, на рас3.14здяйство мастера и жадность прораба?!! Вот где нужны знания и опыт, а про бимоменты пусть аспиранты думают. :twisted:

[AIK]

Сообщение от Om81 Согласен.. Эти 15% с запасом перекрываются многочисленными коэф. надежности. А если в каждом сарае все прогоны считать на бимоменты и проч. (при этом ведь надо хорошо во всем разбираться!) - проекты будут готовиться годами.. СНиП-то для того и написан, чтобы упростить жизнь проектировщику сараев. Если же объект уникальный - то при чем тут СНиП?

Если человек сидит и считает допустим на ансисе, он естественно этот ансис к любой проблеме приложить пытается будь то прогон или резиновая баба. В данной ветке уже установлено что прогоны элементарно перегружены и конструкцию надо просто довести до предусмотренного СНиПом состояния. Но это совсем другая задача, в ней нет красивеньких гиперболических функций и МКЭ, однако надо ж куда то умище девать.

[Tserber]

Сообщение от helpstud Длина профнастила 30м(12+12+6), саморезы в каждой волне, прогоны разрезные. [ATTACH]1154601865.jpg[/ATTACH]

Вот я пригляделся повнимательнее :evil:
Меня терзают смутные сомнения. Чтото мне кажется или листы профнастила между собой не скрепили?

[Разработчик]

IBZ

...прогоны покрытия, выполненные из швеллера, испытывают наряду с двухплоскостным изгибом и воздействие стесненного кручения. При этом, ни в одном из "букварей" нет рекомендаций расчитывать такие прогоны с учетом бимоментов. Почему?

Не знаю, что Вы имеете в виду под "букварями". Если учебники сопромата, то в хороших все прописано про швеллеры, центры кручения/изгиба/сдвига секториальные характеристики, бимоменты и моменты свободного и стесненного кручения. Если же про нормы, то
общая концепция норм, как наших, так и знакомых мне западных: DIN, Eurocode при расчете по предельным состояниям, которые у нас называются "первой группы" базируется на анализе поведения элемента конструкции за пределами упругих деформаций (ну, если упругие деформации в принципе возможны, разумеется). И, хотя в некоторых стальных нормах (СНиП/СП, DIN18800) упоминается возможность расчета по достижению предела упругости, все-таки основной упор делается именно на расчет с учетом пластики. Так, например, таблицы 72-74 СНиП II-23-81* и соответствующие в СП 53-102-2004, без которых не рассчитать сжатый элемент, получены именно с учетом пластики. Так вот, дело в том, что если в упругой задаче, пользуясь сопроматом и приложив некоторые усилия, можно таки получить эквивалентные напряжения в одиночном швеллере с учетом свободного ли, стесненного ли кручения, то в пластической задаче это можно сделать только перейдя от стержневой модели к трехмерному телу. Даже простейшая ситуация: изгиб со сдвигом вынуждает разработчиков норм вводить некие (в каждых нормах - свои) приближенные соотношения ограниченного применения, так чего же вы хотите для случая изгиб+сдвиг+стесненное кручение?
Так что в нормах таких рекомендаций нет потому, что их невозможно дать - нечего подложить в качестве формулы для оценки прочности элемента при одновременном действии всех 7-ми силовых факторов. На мой, ну типа прочнистский, взгляд это должно побуждать конструкторов ставить швеллера или Z-ты парами, полками в разные стороны и местами связавать их (полки) накладками, например, тогда и проблем со всеми этими кручениями не будет.

Почему секториальных характеристик нет в сортаменте не знаю.

Потому и нет, что в СНиПе нет на них запроса. Единственное место там, где без них казалось бы не обойтись - это устойчивость плоской формы изгиба, но тут либо дается формула для расчета секториального момента инерции, как для швеллера, либо неявно используется приближенная Iw=Ix*Iy/(Ix+Iy) для двутавра, что позволяет обойтись без лишней работы для составителей таблиц

[Aragorn]

Вообще, как мне кажется, если есть возможность, то в таких случаях нужно использовать профиль замкнутого сечения, момент инерции кручения которого в сотни раз больше, чем аналогичного, но не замкнутого.
В Мельникове кажется есть примеры расчета профнастила, как диафрагмы жесткости, так же там указывается, в каких случаях нужно ставить дополнительный распорки по верхнему поясу ферм

[alle]

Сообщение от Разработчик

Вопрос несколько не в тему. Вы Матлаб юзаете?

[Разработчик]

alle

Вы Матлаб юзаете?

Нет, уде больше 15 лет, как нет. Аналитику, если не слишком громоздкая - проще руками, все авно Мат/лаб/сад-овские формулы надо потом анализировать и преобразовывать. А все, что громоздкое - проще сразу в численный алгоритм во избежание ошибок. Рабочий инструмент - С/С++, хотя за 35 с лишним лет прошел все языки, начиная от набора кодов на пульте "Урала" и ручного прокалывания дырочек в перфоленте, кроме ориентированных на задачи экономики, типа КОБОЛа.

Кстати, меня тогда заинтересовала данная Вами выдержка из описания beam188-189 в оригинале. Не могли бы Вы протестировать его возможности в пластике на одной простенькой задачке?
http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?p=...ghlight=#76085

[VB]

Извините, что встрял. По поводу прогона. Если кровля легкая, ветер сильный, а снега нет, то эту кровлю ветер поднимает вверх. И нижний нераскрепленный пояс становится сжатым. А?

[ppv]

Ну может в Канаде такое и бывает, в СССР не было и не будет
Отсос ветра всегда меньше веса кровли.

[Tserber]

Всетаки мне кажется что в данном случае нарушены указания серии по расклатке и монтажу профнастила.

[vel]

У меня вопрос по схожей теме. Производственный корпус, пролет 18 м, шаг ферм - 6 м. По фермам располагаются прогоны с шагом 2.2 м. По прогонам выполняется настил из панелей типа "Сэндвич" (толщиной 200 мм). Настил образует как бы жесткий диск. Вопрос: будут ли прогоны с системой настила раскреплять верхний пояс фермы, можно ли не выполнять систему связей по верхнему поясу фермы?

[Tserber]

Сообщение от vel У меня вопрос по схожей теме. Производственный корпус, пролет 18 м, шаг ферм - 6 м. По фермам располагаются прогоны с шагом 2.2 м. По прогонам выполняется настил из панелей типа "Сэндвич" (толщиной 200 мм). Настил образует как бы жесткий диск. Вопрос: будут ли прогоны с системой настила раскреплять верхний пояс фермы, можно ли не выполнять систему связей по верхнему поясу фермы?

Ответ: да, прогоны будут раскреплять верхний пояс фермы. Но систему связей по верхнему (и нижнему) поясу надо делать обязательно. ИМХО

[alle]

Сообщение от vel У меня вопрос по схожей теме. Производственный корпус, пролет 18 м, шаг ферм - 6 м. По фермам располагаются прогоны с шагом 2.2 м. По прогонам выполняется настил из панелей типа "Сэндвич" (толщиной 200 мм). Настил образует как бы жесткий диск. Вопрос: будут ли прогоны с системой настила раскреплять верхний пояс фермы, можно ли не выполнять систему связей по верхнему поясу фермы?

Одна тетка у нас (очень опытная гип) говорит, что надо тем не менее множить расчетную длину пояса на 1,5 – в какой то серии пск-овской видела такое указание , когда покрытие ТЭЦ проектировала. Мои попытки рассчитать-смоделировать это дело в общем показали, что форма потери устойчивости явно свидетельствет о замыкании «волны» синусоиды на длине больше чем расстояние между прогонами – из-за податливости покрытия.
Да и при обследовании одной ГРЭС видел как верхний пояс непонятным вроде как образом умудряется изгибаться-"просачиваться" в стороны, несмотря на "жесткий диск" из гнутых жестяных кострукций.
Но чтобы такое падало - никто не припомнит.
Это извечный вопрос - на тему раскрепляет что то или нет. Как я уже писал - формально проверяется на условную поперечную нагрузку по СНиП.

[stim]

Господа, у меня такое предложение, если такой огромный перерасход металла и невозможно использование сварочного оборудования то нужо прикрепить профилированный настил с внутренней стороны верхней полки на саморезы в каждой волне. Т.к. по балке катается бультозер, то можно предположить что высоты балки хватит для удобного монтажа пронастила.

[VB]

В ЛенПСК в свое время была традиция не учитывать влияние покрытия, так как часть могут убрать, часть не прикрепить и т.д.

Сегодня в Канаде это нормальная практика рассматривать профнастил как раскрепление конструкций кровли. Но отдельные листы соединяются внахлест и их прикрепление к несущим конструкциям проверяется должным образом. Кроме того есть таблицы по несущей способности самого настила на горизонтальную нагрузку.

Я бы сказал так: если нет традиций по использованию настила как связей, то лучше запроектировать отдельно связи - целее будет.

[IBZ]

Сообщение от IBZ А вот, господа, вам вопрос для разминки. Все согласны, что прогоны покрытия, выполненные из швеллера, испытывают наряду с двухплоскостным изгибом и воздействие стесненного кручения. При этом, ни в одном из "букварей" нет рекомендаций расчитывать такие прогоны с учетом бимоментов. Почему :?:

М-да... Приходится цитировать самого себя - мания величия, наверное... Теперь правильный ответ Вышеуказанный расчет можно не производить, так как бимомент РАЗГРУЖАЕТ прогоны, указанного профиля при любой ориентации (] или [) :!:

С уважением, Игорь.

[alle]

[quote="IBZ"]

Сообщение от IBZ А вот, господа, вам вопрос для разминки. Все согласны, что прогоны покрытия, выполненные из швеллера, испытывают наряду с двухплоскостным изгибом и воздействие стесненного кручения. При этом, ни в одном из "букварей" нет рекомендаций расчитывать такие прогоны с учетом бимоментов. Почему :?: М-да... Приходится цитировать самого себя - мания величия, наверное... Теперь правильный ответ Вышеуказанный расчет можно не производить, так как бимомент РАЗГРУЖАЕТ прогоны, указанного профиля при любой ориентации (] или [) :!: С уважением, Игорь.

Подождите, Игорь.
В СНиП "СК" вообще нигде нет указаний учитывать бимомент явно. Но двутавры и швеллеры проверяются на устойчивость плоской формы изгиба (швеллеры - хар-ки умн. по-моему на 0,7). И с чего вы взяли, что бимомент что то разгружает?

[kometa]

Сообщение от helpstud Кстати, вот вам потеря устойчивости прогонов, хотя верхний пояс раскреплен. Гадаем - может температурные деформации, может ушел нижний пояс... [ATTACH]1154529007.jpg[/ATTACH]

А мне кажется, что этот прогон является сжато-изогнутым элементом в кровельной структуре и поэтому верхний пояс не потерял устойчивость так как он привязан к настилу, а нижний ничем не развязан и потому потерял устойчивость

[Ivan.spb]

Сообщение от IBZ М-да... Приходится цитировать самого себя - мания величия, наверное... Теперь правильный ответ Вышеуказанный расчет можно не производить, так как бимомент РАЗГРУЖАЕТ прогоны, указанного профиля при любой ориентации (] или [) :!:

Согласен, но только по-моему не бимомент разгружает, а примение профиля у которого центр изгиба не совпадает с центром тяжести в данном случае (швеллера) эффективно.
В кн. Бычков, Морщинский "Кручение тонкостенных стержней" есть разобранные примеры.

[Ivan.spb]

Сообщение от Разработчик Даже простейшая ситуация: изгиб со сдвигом вынуждает разработчиков норм вводить некие (в каждых нормах - свои) приближенные соотношения ограниченного применения, так чего же вы хотите для случая изгиб+сдвиг+стесненное кручение? Так что в нормах таких рекомендаций нет потому, что их невозможно дать - нечего подложить в качестве формулы для оценки прочности элемента при одновременном действии всех 7-ми силовых факторов.

Тут, следуя нормативной форме, нужно разделять задачи прочности и устойчивости.
Доказано, что влиянием силовых факторов, вызывающих касательные напряжения, в расчетах на устойчивость, не велико и ими вполне можно пренебречь, т.е. учитывать только 4 силовых фактора.
В задачах прочности в определенных случаях нужно учитывать все 7 силовых факторов. Предложения к нормам проектирования йа вилел. По аналогии с к-ми Сх и Су вводятся к-ты Qx, Qy, Qz, учитывающие влияние на прочность силовых факторов, вызывающих касательные напряжения, значения которых протабулировано.

[Разработчик]

Тут, следуя нормативной форме, нужно разделять задачи прочности и устойчивости.

Это не так! Если вопросы устойчивости возникли, то эти задачи уже не разделяются. Вообще говоря есть одна задача "несет/ненесет", просто существуют ситуации (конструкции), в которых вопросы устойчивости не возникают ну, например как в СНиПе, когда какая-нибудь лямбда меньше чего-то там из таблицы/формулы - тогда достаточно провести относительно простую проверку прочности. Если же прочитать, например в Пособии, как получают ту же фи в СНиПе, то оказывается, что там как раз и решается задача "несет/ненесет" с учетом и геометрической нелинейности и пластических деформаций - т.е. если вы вышли на критическую нагрузку по таблицам 72-74, то вопросы прочности уже не стоят

Доказано, что влиянием силовых факторов, вызывающих касательные напряжения, в расчетах на устойчивость, не велико и ими вполне можно пренебречь, т.е. учитывать только 4 силовых фактора.

Ну да, красивый ход "Доказано" и точка! Классическая задача, устойчивость какой-нибудь швеллерной колонны, участвуют - считаем: Nz (продольная), Mx, My, Mk, Mw (последние два вызывают, кстати, две системы касательных напряжений), Bw(бимомент) - итого 6 - кого будем выбрасывать из общей системы уравнений, чтобы до 4-х опуститься? Немножко лукавлю, конечно, c одной из них (Mw) можно разобраться, но меньше 5 - никак. Гляньте на формулы критической нагрузки изгибно-крутильной формы потери устойчивости - там явно присутствует Ik, которая получается из задачи Прандтля, например, в которой вообще никаких напряжений кроме касательных нет. Так что не "доказано"

По аналогии с к-ми Сх и Су вводятся к-ты Qx, Qy, Qz, учитывающие влияние на прочность силовых факторов, вызывающих касательные напряжения, значения которых протабулировано.

Да это пожалуйста, есть эффективные площади сдвига, есть предельные сдвиговые усилия с учетом пластики, известно как их считать (для прямоугольника - элементарно, для более сложных сечений - сложнее), только вот годятся они для расчета только на поперечные силы, без нормальных напряжений, а речь-то шла о совместном действии. Кстати, а что это за Qz такое "вызывающее касательные напряжения"?

[Ivan.spb]

Сообщение от Разработчик Это не так! Если вопросы устойчивости возникли, то эти задачи уже не разделяются. Вообще говоря есть одна задача "несет/ненесет", просто существуют ситуации (конструкции), в которых вопросы устойчивости не возникают ну, например как в СНиПе, когда какая-нибудь лямбда меньше чего-то там из таблицы/формулы - тогда достаточно провести относительно простую проверку прочности. Если же прочитать, например в Пособии, как получают ту же фи в СНиПе, то оказывается, что там как раз и решается задача "несет/ненесет" с учетом и геометрической нелинейности и пластических деформаций - т.е. если вы вышли на критическую нагрузку по таблицам 72-74, то вопросы прочности уже не стоят

Согласен, в том случае, когда идет речь об автоматизированном расчете - т.е. считаем стержень, а от чего он там не несет (прочность, устойчивость, м/у) по большому счету не важно, важно сколько. В случае "ручного" счета, для упрощения, эти задачи все же можно разделять, что собственно и сделано в нормах.

Сообщение от Разработчик Ну да, красивый ход "Доказано" и точка! Классическая задача, устойчивость какой-нибудь швеллерной колонны, участвуют - считаем: Nz (продольная), Mx, My, Mk, Mw (последние два вызывают, кстати, две системы касательных напряжений), Bw(бимомент) - итого 6 - кого будем выбрасывать из общей системы уравнений, чтобы до 4-х опуститься? Немножко лукавлю, конечно, c одной из них (Mw) можно разобраться, но меньше 5 - никак. Гляньте на формулы критической нагрузки изгибно-крутильной формы потери устойчивости - там явно присутствует Ik, которая получается из задачи Прандтля, например, в которой вообще никаких напряжений кроме касательных нет. Так что не "доказано"

Тут пардоньте старика, невнимателен, пропустил фразу "на развитие пластических деформаций " следует читать: влиянием силовых факторов, вызывающих касательные напряжения, на развитие пластических деформаций в задачах устойчивости можно пренебрегать.
Т.е. в уравнения равновесия тонкостенного стержня входят слагаемые, учитывающие сдвиги, но влияние этих сдвигов на развитие пластических деформаций не велико.
Ну йа не знаю, как еще доказать, если я видел несколько опубликованных работ, по пространственной устойчивости, где как раз исследовалось влияние касательных напряжений на развитие пластических деформаций и делаются выводы о которых йа упомянул.
Если про кол-во силовых факторов, то в общем виде их 8.

Сообщение от Разработчик а речь-то шла о совместном действии. Кстати, а что это за Qz такое "вызывающее касательные напряжения"?

Та и йа про совместное действие. В "традиционную" формулу для нормальных напряжений вводятся коэффициенты, учитывающие влияние на прочность силовых факторов, вызывающих касательные напряжения Qx, Qy - влияние поперечных сил, Qz - влияние Mz=Mk+Mw.

[Разработчик]

В случае "ручного" счета, для упрощения, эти задачи все же можно разделять, что собственно и сделано в нормах.

Машинный-ручной тут ни при чем. Вдумчиво читаем раздел 5 СНиП II-23-81, отвлекаясь от всяких брутто-нетто-гамма:
5.1 формула (5) - прочность N/A<Ry
5.3 формула (7) - устойчивость N/(fi*A)<Ry
За fi идем в Таблицу 72 и видим, что fi<1, откуда следует, что проверив условие (7), проверять условие (5) бессмысленно, особенно при "ручном" счете, машине-то что лишние действия . То же и с другими расчетами устойчивости. Повторюсь:

Задача устойчивости в СНиПе решается как задача "несет/ненесет" с учетом и геометрической нелинейности и пластических деформаций - т.е. если вы вышли на критическую нагрузку по таблицам 72-74, то вопросы прочности уже не стоят

так как удовлетворение условия устойчивости автоматически означает удовлетворение менее жесткого условия прочности.

влиянием силовых факторов, вызывающих касательные напряжения, на развитие пластических деформаций в задачах устойчивости можно пренебрегать

Это совсем другое дело. Влиянием... на развитие пластических деформаций в задачах устойчивости - конечно можно пренебрегать.

[IBZ]

Сообщение от alle Подождите, Игорь. В СНиП "СК" вообще нигде нет указаний учитывать бимомент явно. Но двутавры и швеллеры проверяются на устойчивость плоской формы изгиба (швеллеры - хар-ки умн. по-моему на 0,7). И с чего вы взяли, что бимомент что то разгружает?

В СНиПе много чего нет Вот недавно считал опорное кольцо силоса D=5500 мм с четырьмя опорами. Так бимомент дал 60% от общего нормального напряжения прочности. Не учитывать :?: Безусловно, при расчете на устойчивость кручение учитывается в неявном виде. Но это совсем не означает, что прочностной расчет не нужен! Все зависит от конкретных конструкций и их нагружений. О разгрузке швеллерных прогонов говорится (и подкрепляется вычислениями) в книге Д.В. Бычкова "Строительная механика стержневых тонкостенных конструкций" 1962 г. страница 245. В конкретном примере разгрузка составляет 15.2% для [/ и 15.9% для ]/. Данный результат, конечно, получается от комплекса причин: несовпадения центра тяжести с центром изгиба , наличием скатной составляющей и крутящего момента определенного направления.

С уважением, Игорь.

P.S. Давно и безуспешно ищу книгу Бычкова, Мрощинского "Кручение металлических балок" Может кто подскажет адрес :?:

[Ivan.spb]

Сообщение от Разработчик Машинный-ручной тут ни при чем.

Под автоматизированным расчетом я подразумевал не расчет по алгоритму СНиП, а именно решение системы ДУ равновесия В.З Власова с определением критических сил (бифуркационная задача) и всех трех компонент пространственных перемещений (u, v, Q), и, как следствие, усилий и напряжений.

Сообщение от Разработчик Вдумчиво читаем раздел 5 СНиП II-23-81, отвлекаясь от всяких брутто-нетто-гамма: 5.1 формула (5) - прочность N/A<Ry 5.3 формула (7) - устойчивость N/(fi*A)<Ry За fi идем в Таблицу 72 и видим, что fi<1, откуда следует, что проверив условие (7), проверять условие (5) бессмысленно, особенно при "ручном" счете, машине-то что лишние действия . То же и с другими расчетами устойчивости.

Спасибо, за ликбез .

[Ivan.spb]

Сообщение от IBZ О разгрузке швеллерных прогонов говорится (и подкрепляется вычислениями) в книге Д.В. Бычкова "Строительная механика стержневых тонкостенных конструкций" 1962 г. страница 245. В конкретном примере разгрузка составляет 15.2% для [/ и 15.9% для ]/............. P.S. Давно и безуспешно ищу книгу Бычкова, Мрощинского "Кручение металлических балок" Может кто подскажет адрес :?:

Да именно этот пример я имел в виду.
"Кручение металлических балок" Бычкова, Мрощинского просматривал в библиотеке, и эта книга показалась мне частным случаем книги Д.В. Бычков "Строительная механика стержневых тонкостенных конструкций" 1962 г.

[helpstud]

Ivan.spb

Если про кол-во силовых факторов, то в общем виде их 8.

Сдается мне, что их бесчисленное множество, но учитываются только первого порядка малости.
Разработчик

Да это пожалуйста, есть эффективные площади сдвига, есть предельные сдвиговые усилия с учетом пластики, известно как их считать (для прямоугольника - элементарно, для более сложных сечений - сложнее), только вот годятся они для расчета только на поперечные силы

А где нормально сформулирована краевая задача определения функций сдвига и функций распределения касательных напряжений от сдвига для сложных сечений (в т.ч. несимметричных) и произвольной системы координат?
См. я Тимошенко 1979; Лурье 1970 (стр.187, 372, 430); Васидзу; Лейбензон; Партон 1981 (стр. 265); Ляв 1935 (стр. 344).
Что-то они не договаривают Для простых сечений (круг, прямоугольник) все получается, для более сложных - нет

[kometa]

:twisted: Господа инженеры. :roll: Ну почему никто из Вас даже не попытается представить, что нижний пояс в данном швеллере сжат? Посмотрите на конструкцию покрытия повнимательнее. И пожалуйста не надо больше про бимоменты.

[Zombie]

-> kometa 5+

РЭСПЭКТ!

[helpstud]

Господа инженеры. Ну почему никто из Вас даже не попытается представить, что нижний пояс в данном швеллере сжат?

Вполне возможно, но я бы назвал это ВЕРСИЯ №2. А установить истину может только расчет.

[IBZ]

Сообщение от kometa :twisted: Господа инженеры. :roll: Ну почему никто из Вас даже не попытается представить, что нижний пояс в данном швеллере сжат? Посмотрите на конструкцию покрытия повнимательнее. И пожалуйста не надо больше про бимоменты.

А зачем представлять ? При общей потере устойчивости выпучиваются в разные стороны оба пояса балки. "Бимоменты", знаете ли ...

С уважением, Игорь.

[Разработчик]

helpstud

А где нормально сформулирована краевая задача определения функций сдвига и функций распределения касательных напряжений от сдвига для сложных сечений (в т.ч. несимметричных) и произвольной системы координат? См. я Тимошенко 1979; Лурье 1970 (стр.187, 372, 430); Васидзу; Лейбензон; Партон 1981 (стр. 265); Ляв 1935 (стр. 344). Что-то они не договаривают Для простых сечений (круг, прямоугольник) все получается, для более сложных - нет

Ну, им не очень это нужно было - договаривать. Идею дали, а дальше думайте сами, всех задач не изложишь, на то они и классики, чтобы только классические задачи (читай для простейших случаев) излагать . Вот Н.И. Мусхелишвили, пока сам не стал классиком, много всяких полезных задач теории упругости в своих книжках нарешал, но и ему эта задача не была нужна.
Задача определения функций сдвига и функций распределения касательных напряжений от сдвига для сложных сечений нужна была тем, кто делает программы, считающие эти самые напряжения и характеристики сечения. Вот, например, одна из возможных формулировок ее, не сочтите за рекламу : http://www.mbdownload.de/profilmaker...nittswerte.pdf

[retromancer]

Сообщение от helpstud 22 [ATTACH]1154529314.jpg[/ATTACH]

Судя по картинке, пояс балки из плоскости вышел. Возможно, что-то не то с устройством самого профнастила.Либо бетонирование, либо с армированием непорядок (нахлёст и пр.). :? Ещё желательно проверить значения фактических отклонений от осей узлов опирания. С пропеллером бороться-раскреплением из плоскости, если это ещё возможно

[helpstud]

Разработчик

Вот, например, одна из возможных формулировок

Спасибо за ссылку! Profimaker'ом пользовался, но не ожидал от них такой щедрости. А есть что-то подобное на английском?
Еще бы FEAP полный раздобыть :roll:

[kometa]

"А зачем представлять ? При общей потере устойчивости выпучиваются в разные стороны оба пояса балки. "Бимоменты", знаете ли ...
С уважением, Игорь."

Пытаюсь осмыслить - "выпучиваются в разные стороны" - уважаемый коллега Вы считаете, что верхний пояс должен потерять устойчивость в другую сторону? Он ведь развязан.....

[IBZ]

Сообщение от kometa Пытаюсь осмыслить - "выпучиваются в разные стороны" - уважаемый коллега Вы считаете, что верхний пояс должен потерять устойчивость в другую сторону? Он ведь развязан.....

Вот надежность раскрепления то и вызывает сомнения, неустранимые без натурного осмотра. А при отсутствии надежной связи потеря устойчивости будет выглядеть имено так - сечение скручивается и, как следствие, пояса уходят в разные стороны, в независимости от того какой из них сжат.

С уважением, Игорь.

[Разработчик]

helpstud

Спасибо за ссылку! Profimaker'ом пользовался, но не ожидал от них такой щедрости.

От кого, от немцев? Они же цивилизованные люди и, если распространяют продукт, работающий не по общеизвестному алгоритму - должны дать отчет пользовательской общественности, как это работает. А секретов-то тут никаких нет, было бы желание заняться этой задачей: все что там написано про касательные напряжения от поперечных сил, лишь обобщение всем известного Журавского, если конечно использовать не конечную формулу, а подход.

А есть что-то подобное на английском?

На английском - нет, есть на русском, но только рукопись

[Разработчик]

IBZ

потеря устойчивости будет выглядеть имено так - сечение скручивается и, как следствие, пояса уходят в разные стороны, в независимости от того какой из них сжат.

Нет, кручение лишь вторичный фактор. Такая потеря устойчивости называется "изгибно-крутильной", "потерей плоской формы изгиба" и т.п. Т.е. основным фактором при этой форме потери устойчивости является появление изгиба в плоскости, перпендикулярной плоскости нагружения, а кручение - вторичным. Для двутавра, нагруженного сверху, например, пояса уходят не в разные стороны, а в одну, но на разную величину.

[IBZ]

Сообщение от Разработчик IBZ потеря устойчивости будет выглядеть имено так - сечение скручивается и, как следствие, пояса уходят в разные стороны, в независимости от того какой из них сжат. Нет, кручение лишь вторичный фактор. Такая потеря устойчивости называется "изгибно-крутильной", "потерей плоской формы изгиба" и т.п. Т.е. основным фактором при этой форме потери устойчивости является появление изгиба в плоскости, перпендикулярной плоскости нагружения, а кручение - вторичным. Для двутавра, нагруженного сверху, например, пояса уходят не в разные стороны, а в одну, но на разную величину.

Вы, безусловно, правы. Я имел в виду смещение относительно вертикальной оси, проходящей через центр тяжести сечения после его бокового смещения.

С уважением, Игорь

[helpstud]

Есть вопросы к Уважаемому Разработчику (см. ПМ), но это уже за пределами темы

[Разработчик]

(см. ПМ), но это уже за пределами темы

Вопрос к админу. Пытаюсь в личном сообщении прицепить картинку (jpg 203598bytes) - не доходит. И, главное - ничего не говорит. Пытаюсь прицепить здесь - пишет, что это больше 200KB. У нас что, теперь как на базаре: KB==1000bytes? :shock:
2helpstud
Выкладываю здесь, т.к. в переписке непонятно: зацепилось или нет. Это не dwg, это jpg, приходится хитрить
[ATTACH]1157707824.dwg[/ATTACH]

[Admin]

В личке нельзя пристегивать картинки и файлы. Сорри что нигде не написано, обещаю написать.

[helpstud]

Разработчик

Выкладываю здесь, т.к. в переписке непонятно: зацепилось или нет. Это не dwg, это jpg

Спасибо, забрал отсюда!

[Maro]

Добрый день господа. Верну тему.Помогите зарубежному товарищу. Сравниваю расчеты на потерю стабильности изогнутых элементов по разным версиям ЕС3 и СНиПом.
1) Верно ли я понял исходя из СНиП II-23-81 п.5.16. Независимо от велечины приложенный нагрузки(в пределах допустимой), если по характеристикам все соответствует приденному в таб.8 то стабильность балки всегда обеспечена.
Дело в том что ЕС3 гораздо строже подходит к вопросу потери стабильности изогнутых элементов и тем более не позволяет отказаться от проверки при длинах допускаемых СНиПом. Но с другой стороны такие элементы расчитанные по СНиП стояли, стоят и надеюсь будут. Получается что Европа перестраховывается.
2) Момент сопротивления Wc (34) если двутавр симметричный, то эластичный момент сопротивления всего сечения? А то как то следующая после формулы строчка путает.
3) Насколько я знаю сталь S355=17ГС. Прокат из такой стали у нас используют достаточно широко. Насколько часто применяют его в России? Есть ли вообще смысл анализировать профили по ГОСТ из этой стали.
4) В России до сих пор в ходу этот стандарт по стальным конструкциям?
Спасибо.

[Jeka]

Сообщение от Maro Добрый день господа. Верну тему.Помогите зарубежному товарищу. Сравниваю расчеты на потерю стабильности изогнутых элементов по разным версиям ЕС3 и СНиПом. 1) Верно ли я понял исходя из СНиП II-23-81 п.5.16. Независимо от велечины приложенный нагрузки(в пределах допустимой), если по характеристикам все соответствует приденному в таб.8 то стабильность балки всегда обеспечена. Дело в том что ЕС3 гораздо строже подходит к вопросу потери стабильности изогнутых элементов и тем более не позволяет отказаться от проверки при длинах допускаемых СНиПом. Но с другой стороны такие элементы расчитанные по СНиП стояли, стоят и надеюсь будут. Получается что Европа перестраховывается. 2) Момент сопротивления Wc (34) если двутавр симметричный, то эластичный момент сопротивления всего сечения? А то как то следующая после формулы строчка путает. 3) Насколько я знаю сталь S355=17ГС. Прокат из такой стали у нас используют достаточно широко. Насколько часто применяют его в России? Есть ли вообще смысл анализировать профили по ГОСТ из этой стали. 4) В России до сих пор в ходу этот стандарт по стальным конструкциям? Спасибо.

Если можно, не на все вопросы отвечу, поскольку последнии два адресованы россиянам.
1) Устойчивость (стабильность) сжатого пояса действительно будет обеспечена при соблюдении условий табл. 8 и соблюдении условия прочности. Речь идет о том, что балка с такими характеристиками быстрее не пройдет по прочности нежели по устойчивости. Т.е. проверив по прочности дальнейшая проверка устойчивости может не выполняться.
2) Да, это упругий момент сопротивления. Если симметричное сечение, то там разницы нет. Расстояние до наиболее сжатого и растянутого волокна одинаково.

[Разработчик]

Верно ли я понял исходя из СНиП II-23-81 п.5.16. Независимо от велечины приложенный нагрузки(в пределах допустимой), если по характеристикам все соответствует приденному в таб.8 то стабильность балки всегда обеспечена.

Если отношение lef/b не превышает значений, расчитанных по Таблице 8, то текучесть наступит раньше, чем потеря устойчивости. Поэтому для таких балок достаточно проверки прочности.

Дело в том что ЕС3 гораздо строже подходит к вопросу потери стабильности изогнутых элементов и тем более не позволяет отказаться от проверки при длинах допускаемых СНиПом. Но с другой стороны такие элементы расчитанные по СНиП стояли, стоят и надеюсь будут.

Просто у EC3 другой стиль. Там старались дать общие концепции и правила, применимые ко всем случаям жизни, а в нашем СНиПе и новом СП - наоборот: концепции, правила и идеи спрятаны в Пособии или еще дальше, а в нормах расписано некоторое количество частных случаев, но если ваш случай не подходит - пожалте на поклон в ЦНИИСК или др. головную контору. Традиционная практика законотворчества в России/СССР/России.

Получается что Европа перестраховывается.

Нет, они никогда не перестраховываются, они как кот Матроскин - экономят. Если посчитаете по ЕС3 какой-нибудь вариант попадающий в таб.8, убедитесь, что если пройдет по прочности, то и устойчивость будет обеспечена. Просто не посчитали нужным вносить в нормы какой-то частный случай.

Момент сопротивления Wc (34) если двутавр симметричный, то эластичный момент сопротивления всего сечения? А то как то следующая после формулы строчка путает.

Конечно, у симметричного двутавра только один момент сопротивления.

[Maro]

Да я согласен относительно того что концепции разные, но у тех и других все сводится к расчету коэффициента стабильности СНиП фв, ЕС3 Xlt. Ясно что при всех случаях к которым применимы пункты стандарта, ЕС3 обеспечивает необходимую несущую способность. Но если посчитать и сравнить балки при равных условиях, в случаях описанных в СНиП, то несущая способность балок(особенно со средней гибкостью) по СНиП заметно выше. Получается что в таких случаях СНиП позволяет съэкономить.
Может кто еще ответит про марку стали(3 вопрос)?

[Разработчик]

Но если посчитать и сравнить балки при равных условиях, в случаях описанных в СНиП, то несущая способность балок(особенно со средней гибкостью) по СНиП заметно выше.

Местами да, см. график.
[ATTACH]1164196818.jpg[/ATTACH]

[Maro]

То Разработчик
А не могли ли вы сказать откуда взяты эти кривые? И если возможно то поделитесь пожалуйста материалом со сведениями по теме.

И может кто нибудь ответит на вопрос про применение стали 17ГС в прокатных профилях
[/b][/u] [/quote]

[Разработчик]

А не могли ли вы сказать откуда взяты эти кривые?

Посчитал когда-то
Пара замечаний
1. Когда считал, мне нужно было сравнение DIN18800 с нашими СНиП/СП, а ЕС3 тогда добавил просто до кучи, не анализируя результат. После того, как запостил картинку, результат по ЕС3 показался странным, теперь пересчитал и исправил.
2. В DIN 18800 при проверке используется пластический момент сопротивления а в СНиП - упругий. Для того, чтобы иметь возможность сравнить, кривые для DIN18800 расчитаны с использованием упругого момента сопротивления (иначе кривые потеряли бы универсальность и оказались привязанными к конкретному профилю), так что на самом деле по DIN18800 при малых lambda кривые чють-чуть выше, совсем чуть-чуть.

И если возможно то поделитесь пожалуйста материалом со сведениями по теме.

Это серым веществом что-ли?
Если же Вы имеете в виду публикации по теме "Изгибно-крутильная форма потери устойчивости при изгибе балки" и не только при изгибе, то поищите в Сети труды Василия Захаровича Власова, возможно они естть на страничке ЦНИИСК - они создавли такой сборник, я как-то скачал его в djvu. Если же Вам, как представителю страны-члена НАТО и, не помню точно, кажется ЕС ближе их авторы, то вот например:
Petersen C.: Statik und Stabilität der Baukonstruktionen, 2. Aufl. 1982, Vieweg-Verlag. Braunschweig.

[Разработчик]

Насколько я знаю сталь S355=17ГС. Прокат из такой стали у нас используют достаточно широко. Насколько часто применяют его в России? Есть ли вообще смысл анализировать профили по ГОСТ из этой стали.

И может кто нибудь ответит на вопрос про применение стали 17ГС в прокатных профилях

Зачем задавать здесь вопрос, на который ответ знает Яндекс? Спросите и увидите, какой именно прокат из 17ГС предлагает рынок, а заодно оцените и механические характеристики: если Вас устраивает 335=355, то можете считать, что S355=17ГС

[Maro]

Спасибо за разъяснения и ссылки.
Немецким к сожалению не владею.
А вот серого вещества или пару извилин принял бы в дар с удовольствием. В России уже проводят пересадки?
Про прокат с такой сталью я ничего толком не нашел. Буду искать еще.

[Vitali]

У меня двухпролетная балка (двутавр). Верхний пояс раскреплен. Центральная опора - мет. колонна. Вопрос следуйщий: т.к. верхний сжатый пояс балки раскреплен - то устойчивость балки проверять не нужно, однако на опоре верхний растянутый пояс балки раскреплен, а нижний сжатый пояс - свободный. Нужно ли учитывать на устойчивость балку, если да - то какую длину взять?

Сообщение от Vitali Нужно ли учитывать на устойчивость балку, если да - то какую длину взять?

В первом приближении можно взять длину участка с сжатыми нижними волокнами - до опоры.

[Разработчик]

Не нужно. При попытке поворота опорного сечения реакция смещается на край полки, создавая возвращающий момент, из-за чего изгибно-крутильная форма потери устойчивости становится невозможной. Кроме того, при изгибно-крутильной форме потери устойчивости контур сечения смещается в поперечном направлении и проворачивается вокруг своей оси, оставаяь недеформированным. Поэтому неважно какой пояс раскреплен, главное - наличие закрепления препятствующего таким перемещениям.
Что, впрочем, не освобождает от необходимости проверки устойчивости стенок и полок, если двутавр сварной.

[PATRONzzz]

Не совсем по теме, но новую создавать смысла не вижу. У меня при расчете балки на общую устойчивость, коэффициент альфа по формуле (176) СНиПа получился менее 0,1 и применять таблицу 77 возможности уже нет. Что в таком случае можете посоветовать?
Можно конечно увеличить расчетную длину и тем самым довести коэффициент до нижнего придела (0,1). Но тогда я искусственно занижу несущую способность балки.

[Eugene84]

Сообщение от PATRONzzz Что в таком случае можете посоветовать?

Под действие пункта 5.16 Ваша балка, я так полагаю, не попадает?

Сообщение от PATRONzzz Можно конечно увеличить расчетную длину и тем самым довести коэффициент до нижнего придела (0,1). Но тогда я искусственно занижу несущую способность балки.

Не думаю, что Вы таким образом занизите несущую способность балки. Скорее наоборот. А это, как Вы догадываетесь, пойдёт уже не "в запас". Offtop: Хотя, конечно, очень странно видеть такие шутки математики, но цифры - вещь упрямая.
Смотрите, в таблице 77 альфа везде в первой степени. В формуле 176 расч. длина в числителе в квадрате. А в формуле 174 (к которой мы неизбежно придём, проведя необходимые вычисления) расч. длина уже в знаменателе в квадрате. То есть они как бы "сократятся". А учитывая, что пси представляет собой сумму константы и числа, зависящего от альфа, то в одном слагаемом расч. длина сократится, а в другом (более существенном в данном случае) останется в знаменателе в квадрате. С этим, будем считать, понятно.
Смотрим дальше. Если Вы искусственно увеличите альфа, у Вас увеличится пси. Согласны? Если увеличится пси - увеличится фи-1. Если увеличится фи-1 - увеличится фи-бэ. Ну а если увеличится фи-бэ - уменьшится условное напряжение (вычисляемое по формуле 34). Следовательно, искусственно увеличится несущая способность балки. Нехорошо.
Вывод. Чем больше альфа - тем больше несущая способность балки. Чем меньше альфа - тем меньше несущая способность балки. Поскольку у Вас альфа и так очень мало - значит несущая способность балки также очень мала.
Отсюда другой вывод: закрепляйте сжатый пояс балки из плоскости изгиба. Хоть плоским настилом, хоть профлистом, хоть крестовыми связями, хоть ещё какими-то жёсткими связями - без разницы. Главное - закрепляйте.
И ещё: я любитель. Не стоит мне сильно доверять. Но в данном конкретном случае, в своей правоте я не сомневаюсь. И посмотрите нижеприведённые темы.
http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=66613&page=2
http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=63120
http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=62747
http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=44940
http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=58818
Желаю удачи!

[PATRONzzz]

Да дело в том что балка у меня раскреплена с шагом в 1,5 м и при моих характеристиках сечения, альфа получилась 0,05. А если в расчете допустим принимать расчетную длину 2,2 м, то альфа становится 0,1. Думаю что такой подход обоснован исходя из графика изменения fi1 от расчетной длины, чем она больше тем меньше этот коэффициент (см. ниже). Получается что мое сечение по несущей способности находится где в промежутке.
Хотелось бы прочесть материал или статьи, почему авторы ограничили альфа 0,1 думаю у них были на это причины.

[Ильнур]

Сообщение от PATRONzzz ....Хотелось бы прочесть материал или статьи, почему авторы ограничили альфа 0,1 думаю у них были на это причины.

Читайте на здоровье - в Пособии есть краткие разъяснения, куда уходят корнями фиб и кси, и главное, ссылки на первоисточники.

[Eugene84]

Ильнур, спасибо! Особенно мне понравилось про отношение Iy/Ix - проясняет, как рассчитать "коробочку" на устойчивость.
Но всё же как понимать эти "шутки математики" в СНиПе? Чем больше l, тем больше альфа. Чем больше альфа, тем больше пси. Чем больше пси, тем больше фи-1, тем больше фи-бэ, тем меньше условное напряжение в формуле 34, следовательно больше несущая способность балки. Отправите пособие читать?

[Ильнур]

Сообщение от Eugene84 .. Чем больше l, тем больше альфа. Чем больше альфа, тем больше пси. Чем больше пси, тем больше фи-1, тем больше фи-бэ, тем меньше условное напряжение в формуле 34, следовательно больше несущая способность балки. ..

Вы пропустили одну ветвь. Чем больше L, тем меньше фи-1 - L еще раз входит в ф.174.

[Eugene84]

Сообщение от Ильнур Вы пропустили одну ветвь.

Верно. Получается, что здесь L сокращается, а там остаётся в знаменателе во второй степени. Спасибо.
PATRONzzz, прошу прощения.