[Flick]

Здравствуйте!

Проектируем гипермаркет. Исходные данные:

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

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

Вопрос:

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

Усилия и деформации колонн см. вложенные картинки.

Спасибо за ответы

PS: Страшно.

[Flick]

Сообщение от Бахил Резюме будем подводить?

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

Offtop: Опрос, ахххаха, демократия, отлично!)

[Flick]

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

Offtop: Так вот и проектирую.

[Бахил]

Offtop: Арик, колись, ты 1 отметил?

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

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

Offtop: дык

[Flick]

Сообщение от Arikaikai Offtop: дык

Почему мю=1?

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

[Flick]

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

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

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

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

[realdoc]

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

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

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

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

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

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

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

[SergeyKonstr]

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

[Ильнур]

Сообщение от realdoc ...Была сказана не подумав?

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

[Бахил]

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

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

[SergeyKonstr]

Ветер с двух сторон одновременно, чтоль, дуть будет?

[Бахил]

Offtop: А при чём здесь ветер?

[SergeyKonstr]

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

[Flick]

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

Я могу даже файл с расчетом представить из Микрофе)

[Ильнур]

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

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

[Flick]

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

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

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