Народ!
Подскажите идиоту простую на первый взгляд вещь.
При расчете отдельно стоящей стойке, защемленной в основании к-т расчетной длины - 2. Это просто и понятно. Но если стойка не одна, то в СНиПе II-23-81* есть маленькое примечание, которое никак не отражено не в Кристалле, ни в Normcade.

6.11*...для многопролетных рам (с числом пролетов два и более) при наличии жесткого диска покрытия или продольных связей, связывающих поверху все колонны и обеспечивающих пространственную работу сооружения, определять расчетные длины колонн как для стоек, неподвижно закрепленных на уровне ригелей;
У меня многопролетная конструкция защемленных в основании стоек с шарнирными ригелями-распорками наверху. Так какой к-т расчетной длины брать?

[Ярослав]

Читай п. 6.10, расшифровка формул 69 и 70

Уваж. Максим!
Если Вы вписываетесь в регламент требований п.6.11 т.е. соотношение
L/L и N/N то по таблице 18 или прилож.6 (учитывая что у Вас ступенчатые колонны). Но уменя есть подозрение что Вас смущяют
два коэфф. "мю", я не знаком с этими прогами. Но в рассчёт вставляют
два коэффиц. а он уж знает что сними делать.)))

[PBaga]

Ув. Maxw!
1. При расчете по плоской схеме упомянутый п.6.11* дает полный ответ.
2. При расчете с учетом пространственной работы каркаса Вам, возможно, поможет "Пособие по проектированию стальных конрструкций к СНиП 2-23-81*", М., 1989 со стр. 36 и далее. Но это дает эффект только при неравномерной поперечной нагрузке на рамы, тормозная крановая, например. В противном случае вступает в силу п.1.
Успеха!

В моем случае это простая (бесступенчатая) колонна защемленная в основании. Стоят стойки по 8 штук в каждом направлении и раскреплены между собой распорками(закреплены шарнирно к верху стоек) и имеется жесткий диск покрытия. Кроме как ветровых никаких нагрузок нет. Связей нет(не хочет заказчик их городить в зале). Перемещение концов стоек от ветра даже при гнутом квадрате 140х140мм менее 25 мм, что укладывается в 1/150 высоты =5,5 м. Если считать с учетом к-та длины 2 нужно как минимум 180х180мм. Можно ли применять п. 6,11 * для расчета бесступенчатых колонн и как то обосновать применение меньшего к-та и какого?
Мне б конструктивно желательно не менее 150х150, но как это обосновать?
Прошу проясните спецы такую загогулину? :roll:

[Serz]

Давайте разберемся.
С моей точки зрения, то бишь ИМХО, логика такая:
п.6.11 применяется для определения мю для ОТДЕЛЬНЫХ УЧАСТКОВ ступенчатых колонн, поэтому в Вашем случае он просто не применим.
Теперь разделим определение расчетной длины стоек на два момента:
- в плоскости рамы;
- из плоскости рамы.
В плоскости рамы важен не только опорный узел, но и узел крепления ригеля к колонне - см. табл.17а вторая строка с учетом второго абзаца п.6.10*
Из плоскости рамы– п.6.13. Я бы при отсутствии вертикальных связей взял мю=2, на всякий случай (боязлив с детства), но, в принципе, при наличии жесткого диска покрытия, правомерно применение табл.71а пятый столбик мю=1.
А что касается желательно-нежелательно – не рекомендую. Что получается – то и ставьте. Во избежание, так сказать
P.S. Вызывает некоторую настороженность применение квадратного замкнутого профиля в сжатоизогнутом элементе. Во-первых, это неэкономично - двутавр, например, при тех же геометрических характеристиках дешевле, во-вторых, я бы посмотрел - что там с устойчивостью стенок, тонкостенный профилек-то, в третьих, может возникнуть вопрос защиты от коррозии внутренней необслуживаемой поверхности.

[Prokurat]

Имеется высокая колонна, поддерживающая покрытие над 5-м этажом. На некотором расстоянии от колонны расположены жб перекрытия. Для обеспечения устойчивости колонны в продольном и в поперечном направлении я закрепляю ее к перекрытию. По архитекторным требованиям эта связь должна быть минимального размера (стремиться к 0)

На какие нагрузки нужно расчитать данные связи? Подскажите кто знает.

[wjea]

Prokurat
Было бы желательно хоть эскизик, но если так на вскидку, то по моему воображению при длине связи до 25см. её можно сделать по
типу организации шарнира фахверковых колонн к верхним поясам ферм-полоса горизонтально.....Что касается усилия,то я взял бы
максимальный момент в стойке на уровне пола разделил бы на высоту до крепления связи и на вот от этой силы и сплясал.
(Конечно предполагаю что колонна кочяется шарниром)

Удачи!

[Miracle]

подозреваю, что то, что я спрашиваю - элементарно.. Будьте добры, подскажите, что вы думаете по поводу этого? Речь идет о ростверке на металлических сваях. См прилагаемый файл.
На этот ростверк становится колонна, крепится она на него шарнирно, из-за этого площадь ее опирания очень мала - 300х340
Вертикальная нагрузка на ростверк - 235т
горизонтальная сила - 8т
Как правильно рассчитать ребра в пролете составного двутавра верхнего этажа?? И в чем они мне могут помочь, кроме как устойчивости стенки?
в металлах я знаю только элементарные вещи, и, как выяснилось - и те не все.
M/W=Ry gamma_m - ясно
прогиб здесь явно не главное
тау=QS/(It) - какую Q берут люди? я беру с эпюры, ту, что на опорах. А вдруг надо считать и всю нагрузку на ростверк тоже? Если нет, - то почему?
В пункте 5.13 СНиП для неукрепленных ребрами жесткости балок:
СИГМА_lok=F/(tl_ef)
но как можно рассчитать ребра под базой колонны? Ведь они наверняка могут взять что-то из местного смятия на себя, не все же только на стенку.
И как мне учесть, что болты, которые вкрутят в мой двутавр из С345 высокопрочные? Вдруг они такие прочные, что войдут как нож в масло?? И сорвутся с колонной вместе?

И может быть про что-то я забыла совсем??

[Miracle]

файл не прикрепился... попробую еще раз.

[Miracle]

2 Админ:
как прицепить автокадовский файл?? Раровский как-то цепляла, а как - не вспомню
[ATTACH]1143796413.dwg[/ATTACH]

[AIK]

Нехороший узел. А почему нельзя отлить монолитную подушку по ростверкам?

[Miracle]

Этого никак нельзя сделать: дело происходит так далеко на Севере, что туда все везут ВЕРТОЛЕТОМ. Здание длиной 287мх42м. Там ростверков - немеряно. Никто не повезет туда столько бетона, нереально.

[AIK]

Мне не нравится что стенка очень тонкая. Под такие нагрузки надо делать сварные сечения. Расчет опорных ребер балки нормально изложен в СНиПе, надо только считать не ребра, а крестовое сечение - участок стенки +ребра. А пластина оголовка из t10- ваще чистый криминал, там 50мм должно быть.

[Miracle]

Там сварная балка.. Бс-1 , просто я ее удалила вместе с лишним из файла.. лист 22 - тонкий? Считали, вроде... а какое Q тогда ставится... Или это про нижние двутавры? Но там 117,5т нагрузка, там же реакция нижней балки.. или я чего-то не понимаю??
Miracle

тау=QS/(It) - какую Q берут люди? я беру с эпюры, ту, что на опорах. А вдруг надо считать и всю нагрузку на ростверк тоже? Если нет, - то почему? И еще меня болты волнуют...

как мне учесть, что болты, которые вкрутят в мой двутавр из С345 высокопрочные? Вдруг они такие прочные, что войдут как нож в масло?? И сорвутся с колонной вместе?
[ATTACH]1143804718.dwg[/ATTACH]

[AIK]

1. Я не увидел ни рихтовочного зазора, ни центрирующих планок, ничего для выверки балок. Неужели точность посадки свай такая что ничего такого не требуется?
2. Как опирается балка 45 – шарнирно или жестко? Если жестко, то как ваша свая воспримет сосредоточенный момент? А если шарнирно, то учитывая габарит трубы вся реакция у вас пойдет на одну сторону. В любом случае пластина толщ. 10 не сработает.
3. Допустим вы меня послушались и поставили центрирующую прокладку. Нагрузка от 45 двутавра отцентрирована по оси трубы. Значит плита оголовка сваи должна работать на изгиб от сосредоточенной (точнее распределенной линейно вдоль ребра) нагрузки. Проходит 10? Не верю!!!
4. Высокопрочные болты предназначены для фрикционных соединений, каковые проверяются на плотность щупом толщиной 0,1мм. Чтобы полки балок (особенно сварных) не имели «зонтичности»? Опять не верю. Если хотите в/п болты – варите к полкам (или вваривайте в полки) вставки толщиной не менее 25мм из 14Г2АФ – это если нет отрыва, а с отрывом может быть и толще, по расчету. То же самое касается узла опирания колонны.
5. Насчет толщин стенок я уже писал.
Собственно все вышеперечисленные ухищрения с центрирующими пластинами и фланцевыми вставками помогут направить усилия таким образом, чтобы у Вас не возникало сомнений что и на что считать. Лист 22 – это гуд! Двутавр 45 – это не есть гуд! Ребра 16 высотой 300 – ну допустим по расчету. Ребра 14 высотой 404 – не понимаю, они же выше, стал быть гибше, стал быть устойчивость ниже, за что ж их тоньше сделали?
З.Ы. Я то куртуазный и толерантный, а вот узнают на соседних ветках что вы в модели в масштабе чертите – сожрут! Страшные люди….

[wjea]

Miracle
Колонна какого здания, опирается на этот куст свай, что за схема? Предполагаю, что здесь вроде нужен сварной пирамидальный наголовок.

[Miracle]

это какой-то цех комплекса переработки газа.
2 AIK
а кому как удобно - тот так и рисует... мне - када как. Бетон я рисую 1:1, пользуюсь лайотом.. а металл - как в голову треснет, так и рисую! =) Планы рисую в 100-м масштабе...
и вообще, ну какой резон с лайотом выпендриваться, када вся контора не знает вообще что это такое? :wink:

[AIK]

Miracle
Прошу пардону за наезд с лэйаутами, соседних веток начитался. Wjea очень разумную вещь предложил. Если это невозможно по габаритным соображениям, то я бы попробовал сделать две перекрестные диагональные балки с переменной высотой сечения. В месте пересечения балок- усиление стенки.

[Miracle]

AIK, Может дадите посмотреть на что-нить похожее?? Мне в жизни не приходилось иметь дело с таким... Мож, у кого есть, чтоб не рисовать, просто глянуть?? Спасибо.
TIA