[AVO]

Всем доброго времени суток!
В картинке в приложении привожу конструкцию существующего узла опирания балки на колонну. Балка двутавр 55 пролет 10 м, на балку опирается несколько агрегатов весом по 7 т (ну в смысле не на саму балку, а на второстепенные балки, которые в свою очередь опираются на рассматриваемую).
Сейчас идет перераспределение оборудования по площадкам, плюс нормы посуровели немного с момента постройки, короче стало надо эту балку усилить. Саму балку я усиливать буду приваркой листов к нижнему и верхнему поясам. Естественно, в состоянии полной разгрузки (ну почти, не считая веса второстепенных балок), после геодезического контроля и все такое.
Вопрос: как усилить опорный узел? Вертикальную силу проглатываем, а вот сечения планок, образующих жесткое защемление, и длины сварных швов, приваривающих эти планки - не хватает. Не проходит также стенка колонны на срез, это мы поправим (как-нибудь...)
Понятно, что можно временно опереть балку в разгруженном состоянии на монтажный столик, приварить все новые опорные детали и потом ее на них опереть.
Есть ли еще варианты? Хотелось бы избежать демонтажа существующих второстепенных балок, поэтому и думаю.

[Tyhig]

Только хотел похвалить, что не файл двг.
Но вы, конечно, узлы рисуете... Как гранд мастер. Одним мазком. Я даже балки не увидел.

[AVO]

Хм... Так ведь это не чертеж, эскизик, скопировал с обмерных схем от обследователей... И вроде если увеличить, все понятно.
Ну ок, критика воспринята. Постарался разрисовать более подробно и в более крупном масштабе.
За не до конца проставленные сварные швы не пинайте уж...
На всякий случай еще раз акцентирую внимание: я этот узел не проектировал, он существующий, мне его усилить надо.
DWG файл в 2013 формате. pdf и dwg дублируют друг друга.

[wvovanw]

Сообщение от AVO а вот сечения планок, образующих жесткое защемление

А пояс двутавра учитывали при вычислении площади планки? Двутавр же сквозняком с планкой проходит, не обрывается.

[AVO]

Сообщение от wvovanw А пояс двутавра учитывали при вычислении площади планки? Двутавр же сквозняком с планкой проходит, не обрывается.

Нет.
Там есть где-то примерно 10-15 мм, если глазомер меня не подвел,на которых пояса двутавра уже нет, а шов, приваривающий планку к колонне, ещё не начался

[wvovanw]

Ну тогда хз. Это не строительный узел, а бред сумасшедшего.

[AVO]

На всякий случай уточню: там не то чтобы пояса прямо нет. Он есть конечно, но уже не приварен к планке.

Сообщение от wvovanw Ну тогда хз. Это не строительный узел, а бред сумасшедшего.

Там еще здание высотой 20 м. И в поперечники три колонны... И каждая два швеллера 30. То есть весь ветер, собранный с 6 м, на высоте 20+м (там еще фонарь), у меня держит 6 швеллеров 30-х. А оборудования на них - ого-го... Связи и распорки в поперечнике нельзя...
Я конечно посчитал увеличение сечения... Там такое листовье вылезло... Про опорные детали балок в узлах примыкания я вообще молчу. Как это будут реализовывать на практике - ума не приложу( Демонтаж колонн и устройство новых Заказчиком не рассматривается. Эх.

[Tyhig]

Сообщение от AVO а шов, приваривающий планку к колонне

Заводы не выпускают двутавры с гарантированными z свойствами по расслоению.
Нельзя приваривать планки от пояса двутавра к толстой полке/поясу двутавра колонны.
Но у вас вроде и не приварено.

Не понятно, что это за узел. Ваши слова всё путают. А фотки или старых чертежей нет ?

Сообщение от AVO Там есть где-то примерно 10-15 мм, если глазомер меня не подвел,на которых пояса двутавра уже нет

С виду пластины продолжающие пояс балки, как и говорит Вованв, проходят насквозь узла до следующей балки. И там не 10 мм, а все 100 мм.

В любом случае смущает тогда их толщина 10 мм. Это не пройдёт. Надо очевидно от 20-25 мм и толще, я так думаю...
Может узел по другому работает ? А вы не поняли как или не дорисовали ?

[AVO]

Сообщение от Tyhig С виду пластины продолжающие пояс балки, как и говорит Вованв, проходят насквозь узла до следующей балки. И там не 10 мм, а все 100 мм.

Да, справедливо замечаете, я уточнился потом.
То есть балка проходит сквозь колонну, и планка сверху проходит сквозь колонну. Но есть 10-15 мм, где шов, приваривающий планку к верхнему поясу балки, уже исчез, а шов, приваривающий планку к колонне, еще не начался.

Сообщение от Tyhig Нельзя приваривать планки от пояса двутавра к толстой полке/поясу двутавра колонны

Такого там нет.

Сообщение от Tyhig А фотки или старых чертежей нет ?

Фотки есть, но там такое качество... Вряд ли что понятно будет. Темно там, фонарика не было с собой.
Ну хотя давайте приложу, не жалко.

----- добавлено через ~4 мин. -----

Сообщение от Tyhig Может узел по другому работает ? А вы не поняли как или не дорисовали ?

Ну он должен быть жестким узлом. Потому что иначе это ГИС.
Если только решить, что настил работает как жесткий диск и передает все на связи по торцам здания... Да ну нафиг...

[Tyhig]

Сообщение от AVO Но есть 10-15 мм, где шов, приваривающий планку к верхнему поясу балки, уже исчез, а шов, приваривающий планку к колонне, еще не начался

Так это вроде бы даже нормативное требование такое есть. Против концентрации напряжений вроде в типовых стыках балок. В старом пособии к СНиПу. Может сделали по типу.
Да и зачем там сплошной шов ? Где-то держит и хорошо.

Ещё один косяк. В котором уже плаваю сам. Разве можно делать такие сквозные узлы в крайних балках ? Когда с другой стороны момент не уравновешивается второй балкой ? Ведь тогда верхнюю планку ничто особо не держит...

И что со стенкой колонны ? Где её рёбра от пары сил с балки ?

Такое впечатление, что балка была рассчитана на выносливость. Отсюда малые напряжения в поясах и малая толщина пластин к поясам по верху и низу. Тогда, быть может, она и пройдёт при новых расчётах ? Ведь можно и с массой поиграть и станки на виброопоры поставить... (правда не умею считать с учётом виброопор, но вроде бы видел какое-то руководство или т.п.).

Усилить узел может быть не так и трудно. Добавить вуты или 1 вут.

[AVO]

Сообщение от Tyhig Надо очевидно от 20-25 мм и толще, я так думаю...

В том-то и дело. Мне надо 25, местами и 30. А по факту 10. Видимо придется демонтировать все нафиг.
И как эта старинушка отзовется на такое количество сварки... Эх. Головняк.

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от Tyhig Ещё один косяк. В котором уже плаваю сам. Разве можно делать такие сквозные узлы в крайних балках ? Когда с другой стороны момент не уравновешивается второй балкой ? Ведь тогда верхнюю планку ничто особо не держит...

Теперь я немного не понял.
В любом случае есть узлы, в которых не уравновешен момент второй балкой, в примыканиях к крайним колоннам. Или я что-то не так понял.

----- добавлено через ~4 мин. -----

Сообщение от Tyhig И что со стенкой колонны ? Где её рёбра от пары сил с балки ?

Да нету их. Надо будет как-то добавлять.
Я не знаю, каким образом это здание достояло до наших дней.
Но оно в изумительном состоянии, никуда падать не собирается.

[Tyhig]

Сообщение от AVO В любом случае есть узлы, в которых не уравновешен момент второй балкой, в примыканиях к крайним колоннам.

Так и что там держит верхнюю планку со стороны колонны от растяжения верхним поясом балки ? Если просто рёбра колонны, то жёсткий ли это узел ? Если микроконсоль, то она же приподнимается тогда и узел опять податливый с перераспределением момента в пролёт ? Может просто сам не понимаю, или нет опыта у меня тут. Но подозреваю подставу.

А что у вас с расчётами ? Что не проходит ? По каким критериям ?
Почему вы лишь чуть догружаете, а узел и балку так сильно надо усилять ?

[AVO]

Сообщение от Tyhig Почему вы лишь чуть догружаете, а узел и балку так сильно надо усилять ?

Поиск ответа на этот вопрос уже месяц является моей головной болью. Я не знаю, почему так.
Я не знаю, на какие нагрузки был рассчитан изначально этот каркас. Чертежи архивные частично есть, но там по сути КМД и там эти сведения отсутствуют. Возможно, у меня не полная версия архивных чертежей.
По словам технологов, оборудование мы устанавливаем аналогичное, нагрузка если и вырастает, то в пределах 5%. То есть добавилось 5% веса аппаратов и пульсация.
В итоге у меня на пульсацию и вес оборудования здание не проходит весьма конкретно, чуть не в два раза. И жесткость поперечника катастрофически ниже необходимой.
По факту здание стоит и признаков больших перенапряжений в нем не наблюдается.
Конечно, добавляет эффекта отсутствие полезной нагрузки на площадках (только эпизодически, и то не расчетное значение), тот факт, что аппараты заполнены дай Бог на 50% своей емкости обычно, а полностью заполняются только при аварийных остановках и при испытаниях, а также то, что в советское время пульсацию для зданий высотой до 40 м не учитывали. И все же, чувствуется, что что-то тут не так...

[Tyhig]

Сообщение от AVO В итоге у меня на пульсацию и вес оборудования здание не проходит весьма конкретно, чуть не в два раза. И жесткость поперечника катастрофически ниже необходимой. По факту здание стоит и признаков больших перенапряжений в нем не наблюдается.

Может дело в выборе расчётной схемы при расчёте на выносливость ? Учитываете весь каркас целиком, раму или только балку на заделке ? Ведь и жёсткость будет разная. Чем больше схема, тем податливей.
Ещё старые инженеры могли другой коэффициент из таблицы для выносливости взять...

У вас же есть старое оборудование. Известно какое. То есть нагрузки известны...

А что такое "на пульсацию" ?

[AVO]

Блин, вы меня извините ради Бога, я похоже очень плохо объясняю свою проблему.
Динамических существенных нагрузок у меня нет, на выносливость я не считаю.
Пульсация - это пульсационная составляющая ветровой нагрузки. До введения СП 22.13330 для зданий высотой до 40 м ее можно было не учитывать, учитывали только статическую составляющую ветровой нагрузки

[Tyhig]

Тогда в чём вина узла и балки ? Поставьте дополнительные крестовые или иные вертикальные связи. Ведь теперь технологам и заказчику уже очевидно, что где стоит и это просто. Зачем балки мучить ?

Правда тогда фундаменты сломаются.
Но думаю, проще в сторону связей думать. А фундаменты раскопать и усилить.

Есть профессиональные КМ-щики на форуме (я пока больше КЖ). Они, думаю, скорее будут за раскосы, вуты и т.п. Но сам с ними не соглашусь. Проще решить проблему принципиально, чем тютельками заниматься.

Да и потом. С фундаментами в любом случае будут проблемы. Ведь нагрузки на фундаменты вырастут от пульсации. Где-то запасы по КЖ0 будут, где-то нет. И тогда дешевле усилить связевые фундаменты в 2 раза, чем все по чуть-чуть.

[Maharaji]

Сообщение от AVO Вертикальную силу проглатываем, а вот сечения планок, образующих жесткое защемление, и длины сварных швов, приваривающих эти планки - не хватает. Не проходит также стенка колонны на срез, это мы поправим (как-нибудь...)

- там нету жесткого защемления, так как помимо недостаточных длин сварных швов момент сопротивления колонны из 2-х швеллеров раз в 5 меньше момента сопротивления самой балки. Там шарнирное опирание

[AVO]

Сообщение от Tyhig Поставьте дополнительные крестовые или иные вертикальные связи. Ведь теперь технологам и заказчику уже очевидно, что где стоит и это просто. Зачем балки мучить ?

Это то, о чем я подумал в первую очередь. Но технологи не велят.

Сообщение от Maharaji - там нету жесткого защемления, так как помимо недостаточных длин сварных швов момент сопротивления колонны из 2-х швеллеров раз в 5 меньше момента сопротивления самой балки. Там шарнирное опирание

Нет, конечно же там жесткое опирание.
Опирание жесткое или шарнирное - не зависит от жесткости элементов, которые сопрягаются.
Другое дело, что даже если мы организуем жесткое сопряжение очень жесткой балки с очень нежесткой колонной, то усилия в балке рапсределятся фактически как в шарнирно-опертой. Но тем не менее какой-то момент на колонну передастся, и этот момент сыграет весьма существуенную роль в расчете самой колонны, так как будет для ее не очень большой жесткости вполне себе значимым силовым фактором.
В моем же случае момент инерции двутавра 55 (если верить ОСТ 10016-39, по которому он изготовлен) - 62870 см4, а двух швеллеров - 12095,8 см4, и действительно, основной момент в балке идет по пролету. Однако колонну от усиления это не спасает.
Надо либо усиливать узел и колонну. либо, как абсолютно верно говорит Tyhig, вводить дополнительные связи, и тогда будет шикарно. Фундаменты в целом несут, если и потребуется усиление, то не очень большое (вот только УГВ высокий, понижать его под нагруженными и даже и разгруженными колоннами маленько страшновато). Связи было бы самое то что надо. Но технология... Там все в существующих трубах, подвесных путях, обвязке аппаратов и прочих прелестях.
Построили бы уже новый цех рядом, ей-Богу, было бы намного дешевле и проще и не косячный был бы ни проект, ни стройка.
А так пока усиление варить будет, все изведет не дай Бог, и чего делать?

[Tyhig]

Ну хорошо. Тогда второй беспроигрышный вариант для балки от местных нагрузок. Можно добавить ряд колонн (до 0,000 с новыми фундаментами) под серединой пролёта.
Но от ветрового момента это не спасёт. Надо изыскивать возможности связей.
В крайнем случае некие связи можно сделать снаружи здания. Посмотрите как горные копры делаются, с толстенной наклонной ногой. Или вантами. Шутки шутками, но, в принципе, почему бы и нет. Ведь не надо делать такую ногу прямо до верха здания. По расчётам, скорее всего, хватит и чутельки...
Я бы работал с технологами на тему внутренних крестовых связей. Очевидно, что усилить узлы от ветра у вас не получится. Ставить меньшее зло, раскосы, порнографично и чревато (они будут отваливаться и ломаться первыми).

Сделайте совещание с ГИПом и заказчиком под протокол. Расскажите им свои беды и предложите решения. Что вы все боитесь решать чужие проблемы чужими руками. Пусть заставят технологов раздвинуть трубы в паре мест. Никогда не поверю, что это так невозможно или даже сложно.
Если на вас положат, ну сделайте вуты из листов толщиной 100 мм или ещё какую жесть. И чтобы это решение было бы не от вас, а от заказчика. Будьте исполнителем (и зафиксируйте политическую волю письмами и протоколами), ведь так оно и есть. Раз дурак, то пусть сам разбирается со своими бедами.

[v.psk]

Сообщение от AVO В итоге у меня на пульсацию и вес оборудования здание не проходит весьма конкретно, чуть не в два раза. И жесткость поперечника катастрофически ниже необходимой. По факту здание стоит и признаков больших перенапряжений в нем не наблюдается.

проблема в расчетах или в конструировании?

Сообщение от AVO Вертикальную силу проглатываем, а вот сечения планок, образующих жесткое защемление, и длины сварных швов, приваривающих эти планки - не хватает. Не проходит также стенка колонны на срез, это мы поправим (как-нибудь...)

теперь то проблема частично решена? Остался момент, который в общем в теории может перетечь в пролет.... ну да это обычный узел... или колонна будет перегружена?