[Klemion]

Здравствуйте! Просьба помочь с расчетом металлического каркаса.
В 2х словах - это надстройка над существующим кирпичным зданием. Металлический каркас, с шарнирным опиранием стоек на стены, и жестким сопряжением фермы и колонн. По верхнему поясу - покрытие из профлиста Н-57, по нижнему поясу (точнее балкам) - кровельные сэндвич-панели для организации чердачного перекрытия, наружные стены - сэндвич. Связи в других местах поставить проблематично - стены заняты дверьми и окнами. Все сечения забиты примерно на глаз, фактические будут уточняться.

Сколько уже мучаю эту схему и никак не могу добиться коэффициента запаса устойчивости 1.3. Да и вообще, че уж говорить, я даже к 0.1 ниразу приблизиться не смог. Соответственное следующие вопросы:

1. Понимаю что сэндвичи добавят не мало жесткости по чердачному перекрытию, да и по стенам, но как их учесть наиболее адекватно? Объединением перемещений не хочется, АЖТ тем более не то.
2. К прогонам покрытия будет крепиться профлист, который тоже добавит жесткости. Как учесть его? встречал пособие где по сдвиговой жесткости профлиста подбирали эквивалентную крестовую связь. Но в соответствующей теме на форуме советовали делать связи с шагом гофр. Это единственный вариант или есть что то более простое?
3. Просто не понимаю из-за чего коэф устойчивости такой маленький. Даже если считать его по собственному весу, он получается 0,03. Смешно же. В чем косяк? Я так понимаю это не из-за "проблемной" схемы а именно из-за некорректного задания исходных данных? Просьба помочь разобраться.
4. Допускается ли при такой компоновке схемы просто рассчитать плоскую раму, с предположением того что в поперечном направлении рама раскреплена связями и прогонами?

[h5r32]

Сообщение от Klemion Даже если считать его по собственному весу, он получается 0,03.

У меня что то такой не получается

[Klemion]

Сообщение от h5r32 У меня что то такой не получается

На счет 0.03 погорячился, когда писал тему по ВП были шарниры заданы, позже исправил. Но тем не менее, как так получается, что у тебя коэф почти 100, а у меня 0.13? У меня Лира 2013 R5 Некоммерческая.

[h5r32]

Сообщение от Klemion Но тем не менее, как так получается, что у тебя коэф почти 100, а у меня 0.13?

Не знаю, магия не иначе.

Сообщение от Klemion У меня Лира 2013 R5 Некоммерческая.

У меня 2018 Коммерческая.

Галку на "учет моментов" я снял.

[Klemion]

Сообщение от h5r32 Галку на "учет моментов" я снял.

Даже с учетом этого, у меня коэф 0.1297

[Mistake]

Klemion, Некоммерческая 2013. Исключил шарниры из элементов ферм, исключит сжатые связи покрытия. Коэффициент устойчивости 8. Самый чувствительный элемент - колонна

[Klemion]

Сообщение от Mistake Исключил шарниры из элементов ферм

Но это наверное ведь немного некорректно для расчета ферм из уголков? Или это сугубо для проверки устойчивости?

Сообщение от Mistake исключит сжатые связи покрытия

А не уточнишь что имеешь ввиду? На схеме просто вижу что по покрытию остались, однако нет сжатых связей по колоннам.

[Klemion]

Помогите пожалуйста разобраться со сложившейся ситуацией. Металлокаркасы делаю не часто, так что все еще не понимаю некоторых вещей, которые надо учитывать при расчете.

Суть в целом похожа на ту что в топике
Металлокаркас надстраивается над кирпичным зданием, пролет 12 метров, металлические фермы высотой 1.1м (что наверное маловато, но пока по эскизному проекту так, если приспичит - увеличим). Опирание колонн на стены - шарнир, стык ригель-колонна - жесткий. По прогонам - покрытие по профлисту (утеплитель, сборная стяжка, ГИ). Стены с одной стороны - витраж на всю высоту, с "опиранием" вверху на "ветровую балку" в уровне верхнего пояса ферм, с другой - кирпичная стена с креплением к колоннам.
Ветер есть только по оси Y, по торцам каркас закрыт соседними зданиями
Программа - ЛИРА-САПР 2016

В целом все так же мучаюсь с устойчивостью, но вопросы немного другого плана нежели были раньше:

1. В Лире при расчете устойчивости есть пункт, "Учитывать моменты при расчете устойчивости". Правильно понимаю что моменты при расчете надо учитывать? Логика подсказывает что сжато-изгибаемый эл-т потеряет устойчивость раньше чем просто сжатый, так что если не учесть моменты, по сути завысим несущую способность системы. Но просто что бы убедиться, хотелось бы услышать чужое мнение
2. В моей схеме при проверке устойчивости первым устойчивость (если я правильно понимаю вообще смысл мозайки чувствительности) теряет опорный раскос фермы. И вот я вообще никак не могу понять как может потерять устойчивость эл-т который растянут (он для него даже коэф расчетной длины не считает, что логично)? Считал просто одну поперечную раму, там и коэф устойчивости аж 10, и первым устойчивость теряет колонна, а не растянутый раскос. Понимаю что разница может изза того что плоскую задачу считал во 2-м признаке схемы, не учитывая продольную жесткость здания, но даже если так, то как вообще растянутый раскос может терять устойчивость?
3. Как повысить коэф запаса устойчивости (при условии конечно что все остальное задано правильно)? Ну т.е. вот имею схему которая по 1ПС и 2ПС проходит (ну, или не совсем, но об этом ниже), и как повышать ее устойчивость? Судя по форме потери устойчивости - не хватает жесткости в продольной плоскости здания. Увеличиваешь сечение опорного раскоса (по логике как у самого чувствительного элемента) - коэф увеличивается, но не понимаю как растянутый элемент на это вообще влияет. Увеличиваешь сечение колонны - на нее приходится момент от рамы еще больше чем раньше, и коэф запаса вообще уменьшается. Увеличивать сечение связей и распорок по колоннам? Но неужели для такого небольшого здания труб 100 или 120 не хватает в качестве распорок и связей? Может где то ошибка в чем то другом? В принципиальной компоновке каркаса, связей? Пробовал и связи на крестовые менять, и добавлять продольные связи по нижнему поясу, и это вообще мало на что влияет.
4. Почему у меня получается расчетная длина колонны такая огромная? Если верить Лире то расчетная длина в плоскости рамы 21.3м, при физической длине 2.9м до низа ригеля. Тут никакого сортамента не хватит что бы банально по гибкости подобрать (а если и хватит то коэф устойчивости все равно не даст взять большое сечение). Если попробовать прикинуть коэф расчетной длины по таблице 31, СП16, то он получается в районе 2-2.2. Если посчитать только 1 раму, то длина в плоскости получается в районе 7.1м, что примерно сходится с СП. Точно такая же проблема длиной из плоскости рамы - она в районе 11.6м.

Вообще глядя на формы потери устойчивости первое что приходит в голову - не хватает жесткости здания в продольной зданию плоскости. Вот только не понятно это косяк где то в расчете, компоновке или еще где. Сечения связей и так 120х4 (труба - потому что связи будут в помещении, не хотелось уголки на виду оставлять), даже если связи с таких непонятных "портальных" поменять на крестовые - это меняет копейки в устойчивости, и столько же в расчетных длинах. Если вспоминать учебники, то там говорится что расчетная длина из плоскости берется между закреплениями. И я понимаю что это в какой то степени условность, связи все таки не абсолютно жесткие, но даже так, не настолько же все должно отличатся.

5. Когда считал на устойчивость плоскую раму из этой системы, обратил внимание что коэф расчетной длины для стойки фермы в коньке получается вообще 2. И я совершенно не понимаю как может быть у элемента, у которого по концам шарниры, при плоском расчете, коэф расчетной длины равный 2.

[_line]

Сообщение от Klemion Помогите пожалуйста разобраться со сложившейся ситуацией. Металлокаркасы делаю не часто, так что все еще не понимаю некоторых вещей, которые надо учитывать при расчете....

https://www.liraland.ru/forum/forum1...c934/messages/ пост №7
https://www.liraland.ru/forum/forum9...2181/messages/
https://www.liraland.ua/forum/forum9...1612/messages/
вот ещё полезная: https://forum.dwg.ru/showthread.php?t=145356

[Klemion]

Сообщение от _line https://www.liraland.ru/forum/forum1...c934/messages/ пост №7 https://www.liraland.ru/forum/forum9...2181/messages/ https://www.liraland.ua/forum/forum9...1612/messages/ вот ещё полезная: https://forum.dwg.ru/showthread.php?t=145356

Попробовал сделать как сказано в постах - исключить из проверки устойчивости все элементы кроме одной колонны. Не сказать что сильно что то изменилось. чуть выросли коэф устойчивости, но расчетные длины почти не изменились. Скажем для элемента колонны длиной 1.1м был расчетный коэф - 18 (расчетная длина 19.8м - поправьте меня, может я вообще не правильно считаю расчетную длину), а стало - 17.5

[IBZ]

Совет: забудьте о пространственных схемах при расчётах на устойчивость. От слова "совсем" .

[Klemion]

Сообщение от IBZ Совет: забудьте о пространственных схемах при расчётах на устойчивость. От слова "совсем" .

Я видел в одном из постов что вы писали тоже самое. Но подскажите тогда как быть с пунктом 4.3.2 СП16, где говорится про запас по устойчивости в 1.3? Там же говорится в целом про систему. Или же предлагаете проверять устойчивость плоской рамы, а в остальном обеспечивать корректной постановкой связей?

[IBZ]

Сообщение от Klemion Я видел в одном из постов что вы писали тоже самое. Но подскажите тогда как быть с пунктом 4.3.2 СП16, где говорится про запас по устойчивости в 1.3? Там же говорится в целом про систему.

Мне всегда было непонятно зачем здесь говорится про коэффициент 1,3. Он автоматически нормирован в значениях коэффициентов расчёта на устойчивость (см. СП 294 стр.20). Что же касается фразы про пространственную систему, то это общая беда формулировок всех современных СП. Если следовать этому тексту буквально, то получается, что для плоской расчётной схемы это условие не действительно .

Сообщение от Klemion Или же предлагаете проверять устойчивость плоской рамы, а в остальном обеспечивать корректной постановкой связей?

Именно так. При отсутствии связей может понадобится выполнить расчёт на устойчивость также в другой плоскости, задавая опять плоскую раму.

[Klemion]

Сообщение от IBZ Если следовать этому тексту буквально, то получается, что для плоской расчётной схемы это условие не действительно

Интересное наблюдение, о таком я даже не думал.

Сообщение от IBZ При отсутствии связей может понадобится выполнить расчёт на устойчивость также в другой плоскости, задавая опять плоскую раму.

А тогда вопрос несколько не совсем по теме (и наверное даже банальный) - как правильно расставить связи?
Если говорить про СП16 то там, как по мне, не совсем понятно описано, да и больше для промзданий. Если говорить про учебники - тоже подавляющее большинство - промздания с кранами. Конечно связи надо ставить просто исходя из логики, что бы они воспринимали те нагрузки какие действуют. Но скажем (в моем понимании) распорки по нижнему поясу можно "упереть" в поперечные горизонтальные связи по н.п, а можно в вертикальные связи между фермами, и в теже поперечные горизонтальные, но только по в.п. Просто в проектах встречал скажем горизонтальные продольные связи где то по н.п., где то по в.п., где то их нет вовсе. Я бы понял, отличайся они наличием кранов скажем, но это просто однопролетные спортзалы и все.
Конечно пространственный расчет в Лире вряд ли чем то тут тоже поможет (хотя по логике СП можно сказать - расставь как хочешь, лишь бы обеспечить КЗУ 1.3), но в целом, как тогда выбирать расстановку связей?

[IBZ]

Сообщение от Klemion как тогда выбирать расстановку связей?

На этот вопрос ответить в рамках сообщений на форуме в принципе невозможно . Могу ещё в дополнение к учебникам, нормам и сериям порекомендовать вот это: https://forum.dwg.ru/showthread.php?t=122344

[Klemion]

Сообщение от IBZ На этот вопрос ответить в рамках сообщений на форуме в принципе невозможно . Могу ещё в дополнение к учебникам, нормам и сериям порекомендовать вот это: https://forum.dwg.ru/showthread.php?t=122344

Спасибо! Обязательно почитаю

[eilukha]

Сообщение от IBZ Мне всегда было непонятно зачем здесь говорится про коэффициент 1,3

- пример: сквозная мачта из 4 уголков с решётками, смоделированная как есть, а не как один стержень. В такой и подобных такой схемах легко может быть критична именно общая устойчивость. Вот тогда этот пункт и используется.

[IBZ]

Сообщение от eilukha - пример: сквозная мачта из 4 уголков с решётками, смоделированная как есть, а не как один стержень. В такой и подобных такой схемах легко может быть критична именно общая устойчивость. Вот тогда этот пункт и используется.

В пункте 7.1.8 СП 294 однозначно сказано что такой (или больший) коэффициент заложен в методике определения коэффициента продольного изгиба. Таким образом, и для мачты в целом k=1.3 будет учтен. В указанном пункте речь, правда, идет о центральном сжатии, но пункт 7.3.2 говорит о сходном подходе и для внецентренно-сжатых (сжато-изгибаемых) элементов.

[eilukha]

Внимательно читаем:

Сообщение от eilukha смоделированная как есть, а не как один стержень

Никаких Фи (для мачты в целом) при этом нет.

[Нубий-IV]

Сообщение от IBZ такой (или больший) коэффициент заложен в методике определения коэффициента продольного изгиба. Таким образом, и для мачты в целом k=1.3 будет учтен.

Он учтен только при больших гибкостях - там, где честный нелинейный расчет дает слишком большие перемещения. А если мачта собрана из коротких толстых стержней, у них несущая будет практически равна RA. И, если ограничиться поэлементной проверкой, получится, что и для мачты в целом несущая равна RA, т.е. возможная потеря устойчивости мачты будет начисто проигнорирована. Но-моему, для того примечание и предусмотрено - проверять дополнительно систему в целом, на случай, если ее гибкость вдруг выше гибкости отдельных ее элементов.

Лично я подозреваю еще, что для некоторых систем и это недостаточно надежно - пример приводил в бородатой теме Расчетная длина металлических колонн. Пост #1844

[eilukha]

Сообщение от Нубий-IV пример приводил в бородатой теме

- а в чём там «проблема» была?

[Нубий-IV]

Сообщение от eilukha - а в чём там «проблема» была?

Связевой блок, если рассматривать его как составной стержень, попадает в диапазон средних гибкостей, для которых правило "Эйлер/1.3" завышает несущую. То есть расчет по СП как стержневой системы показывает один ответ - "завышенный", а расчет как составного стержня - другой, с несущей поменьше. Проблема в том, чтобы увидеть в раме стержень - разве так кто-то вообще делает?

[eilukha]

Сообщение от Нубий-IV То есть расчет по СП как стержневой системы показывает один ответ - "завышенный", а расчет как составного стержня - другой, с несущей поменьше

- дополнительно проверка каждого стержня блока разве не выявляет «проблему»?

[Нубий-IV]

Все стержни шарнирные и специально толстые, с гибкостью около 20 и, соответственно, несущей 0.97RA. А в составе стержня - 0.83RA. То есть при выполнении поэлементных проверок и дополнительно расчете на устойчивость стрежневой схемы в целом конструкция проходит. А при проверке как составного стержня - не проходит. Все дело в средних гибкостях.

Это тот же прикол, что с проверкой балки на устойчивость при изгибе, где в наших нормах заложен Эйлер/1.3 (а в последней редакции вообще Эйлер/1.25), а в Еврокодах учтены и начальные искривления. Там тоже честная нелинейщина дает ответ меньше, чем строгое выполение норм.

[eilukha]

Сообщение от Нубий-IV А в составе стержня - 0.83RA

- эта проверка и критична значит. Т. е. проблема в том что все три проверки выполняют не всегда?

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от Нубий-IV чем строгое выполение норм

- наших норм или их? Понял, их.

[Нубий-IV]

Сообщение от eilukha - эта проверка и критична значит.

Никто не будет проверять эту часть рамы как стержень. Например, в той теме я этого Ильнуру не смог доказать, хотя он и согласился, что в нелинейном расчете проблема может всплыть. Ее проверят как раму:
1. Поэлементно колонны с мю=1, поскольку там все шарнирное и связевое.
2. Как стержневую систему, поделив Эйлера на 1.3
Все по СП, все проходит.

Сообщение от eilukha проблема в том что все три проверки выполняют не всегда?

Проблема в том, что Эйлер не универсален. Он работает только для больших гибкостей, а эта конструкция - пример средней гибкости. И разрешение в нормах использовать Эйлера - это, по-моему, дырка.

Сообщение от eilukha Понял, их.

Наших. Нелинейщина и Еврокод совпадают при проверке устойчивости балки, а СП дает на четверть большую несущую в средних гибкостях. И со стержневыми системами тот же фокус - нелинейщина осторожнее Эйлера, но в нормах иногда разрешен Эйлер (для системы в целом), а иногда - нет (формулы и таблицы для поэлементных проверок получены из нелинейного расчета, и только для больших гибкостей - по Эйлеру)ю Потому при разных методах расчета в одной и той же схеме можно насчитать разные ответы, с расхождением иногда процентов в 25-30.

[eilukha]

Сообщение от Нубий-IV Эйлер не универсален

- потому что он Ry-ком не ограничен, а фи (как и фи_е) ограничен.

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от Нубий-IV Хотя такие хитровывернутрые конструкции, конечно, редкость.

- это фрик Верендель.

----- добавлено через ~6 мин. -----

Сообщение от Нубий-IV а СП дает на четверть большую несущую в средних гибкостях

- для стержней или балок?

[Нубий-IV]

Сообщение от eilukha - для стержней или балок?

Для балок. Тут в старых темах Разработчик выкладывал свои изыскания по устойчивости разных конструкций, и тоже веселился от того, что наши балки на четверть устойчивее европейских.

Но, если рассчитывать мачту, этот фокус повторится. Рассматривая мачту как составной стержень, мы учтем Ry, потому что он прошит в формулах и таблицах. А если посчитаем как стержневую систему с запасом 1.3 - получим на средних гибкостях несущую на четверть больше. Какой ответ будет правильным, если оба в принципе нормативные?

[eilukha]

Сообщение от Нубий-IV Какой ответ будет правильным, если оба в принципе нормативные?

- эдак до много можно договориться.
Для полного счастья Фи_b в СП докрутили бы, а то для несимметричных сечений там вопиющий косяк. А у буржуев структура форму для Фи и Фи_b одинакова.

[IBZ]

Сообщение от eilukha Никаких Фи (для мачты в целом) при этом нет.

В смысле? А раздел 7.2 и 9.3 СП 16.13330.2017 это что? Если конструкция на оттяжках, то некоторая проблема только в определении расчётной длины, а так обычный расчёт.

[eilukha]

Сообщение от IBZ В смысле?

- третий раз:

Сообщение от eilukha смоделированная как есть

- каждый пояс - один КЭ, каждый раскос - один КЭ. Опять непонятно? Тогда только Ильнур поможет.

[IBZ]

Сообщение от eilukha каждый пояс - один КЭ, каждый раскос - один КЭ. Опять непонятно? Тогда только Ильнур поможет.

Абсолютно не понятно. По сути это обычная решетчатая колонна по типам сечений 2 или 3 таблицы 8 СП 16.13330.2017, для которой делается как поэлементная проверка, так и проверяется устойчивость в целом. Как задана схема - не очень то и важно. Иногда (например, для решетчатых арок) задаются вообще 2 схемы: "как есть" и с заменой на эквивалентные сплошные сечения.

[nickname2019]

Сообщение от Нубий-IV Проблема в том, чтобы увидеть в раме стержень - разве так кто-то вообще делает?

Подозреваю, что любую сложную систему (при однопараметрическом загружении) можно привести к эквивалентному эйлеровскому стержню, для которого можно определить текущую гибкость под нагрузкой и предельную гибкость.
(так как поэлементный анализ не гарантирует соответствие конструкции "в целом").

[Klemion]

Сообщение от Klemion Попробовал сделать как сказано в постах - исключить из проверки устойчивости все элементы кроме одной колонны. Не сказать что сильно что то изменилось. чуть выросли коэф устойчивости, но расчетные длины почти не изменились. Скажем для элемента колонны длиной 1.1м был расчетный коэф - 18 (расчетная длина 19.8м - поправьте меня, может я вообще не правильно считаю расчетную длину), а стало - 17.5

Прошу прощения, что вклиниваюсь в ваше обсуждение, просто напишу пусть скорее всего и банальную вещь, но мало ли кому потом поможет (ну или мне опять через 2 года ).
Как оказалось всему виной моя неопытность и невежество. Поскольку до этого считал обычно плоские схемы, в пространственной совершенно забыл поставить по колоннам связи по Uz (выставил только X, Y,Z), а геометрическая неизменяемость системы держалась на 2х распорках в которых случайно не поставил шарниры. Когда привел все в норму, КЗУ всей системы стал в районе 3.5, первым стал терять устойчивость сжатый пояс (а не растянутая раскос), и коэф расчетной длины колонны в плоскости рамы (при исключении из расчета на устойчивость всех элементов кроме колонны, как неоднократно писал ander) как раз получился в районе 2.

На данный момент меня конечно результат вполне устраивает, но вот читая что вы пишите на счет устойчивости и подходов к расчету, понимаю что нужно как можно скорее получше разобраться со всеми нюансами и тонкостями.

[eilukha]

Сообщение от Нубий-IV А если посчитаем как стержневую систему с запасом 1.3 - получим на средних гибкостях несущую на четверть больше.

- достаточно ли будет добавить одно ограничение напряжений Ry-ком после проверки Эйлеру с к=1,3? Или проверка как сквозного сечения с фи (фи_е) может оказаться критичнее?
Это я к тому, что сквозное сечение постоянной высоты лишь частный случай, который можно проверить по нормам, но как поступать в общем случае проверки устойчивости каркаса? Может не зря IBZ считает проверку устойчивости с к=1,3 неадекватной?

[Нубий-IV]

Сообщение от eilukha Или проверка как сквозного сечения с фи (фи_е) может оказаться критичнее?

Критичнее. При выводе формул с фи к моменту от потери устойчивости добавляется момент от начального эксцентриситета, и несущая от этого падает.

Немного по другому в СП сделан расчет балок. При больших гибкостях он совпадает с Эйлером, при малых - с проверкой прочности, и на стыке слегка срезан уголок (там, где φb = 0.68 + 0.21φ1).

Еще есть допустимые гибкости полок и стенок, они тоже вроде как не через КЗУ вычисляются, там какие-то другие соображения.

[eilukha]

Тогда в общем случае проверки устойчивости путь только один - нелин с учётом начальных несовершенств. И главной сложностью там будет поиск критичного варианта несовершенств.

----- добавлено через ~1 мин. -----

Сообщение от Нубий-IV там какие-то другие соображения

- аналогичные там требования только применительно к пластинам.