Имеется многопролетная неразрезная металлическая двутавровая балка, нагруженная равномернораспределенной нагрузкой. Верхний пояс балки раскреплен из плоскости монолитной ж.б. плитой перекрытия. В соответствии с эпюрой М нижний пояс балки находится в сжатом состоянии на участках в зонах опор. Вопрос в следующем: какую расчетную длину брать для определения фи балочного для нижнего пояса? Как это обосновать "по СНиП"? Интуитивно я понимаю, что за расчетную длину надо принимать расстояние от опоры до точки, где М=0.
Более того, я просчитал свою балку в Кристалле, заменив верхний пояс равным ему по площади, но более широким (для того, чтобы потеря устойчивости могла происходить только по нижнему поясу). Я получил результат, косвенно подтверждающий мои интуитивные предположения.

[Liam]

Вы, в общем, правильно рассуждаете.
При смене знака эпюры моментов, меняется состояние нижнего пояса.
Эпюра моментов строится на растянутом волокне и картина напряженного состояния поясов в общем отражена эпюрой моментов.
Т.е. там где эпюра моментов построенна на верхнем поясе балке, нижний пояс будет сжат на этом участке, соответственно и расчетная длина нижнего пояса у вас будет равна расстоянию между точками смены знака эпюры моментов.

Это сопромат, кому вы собрались это обосновывать по СНиП?

[Разработчик]

Если один из поясов раскреплен, т.е. исключена возможность его смещения из плоскости нагружения и поворота вокруг оси балки, то никаких поблем с потерей устойчивости плоской формы изгиба не может быть. Так что не мучайтесь с расчетной длиной. При достаточно гибкой стенке в принципе может-таки нижний пояс на участках, где он сжат выходить из плоскости, но:
1. Раз у Вас монолитная ж/б плита сверху, то наверняка стенка вполне себе приличная.
2. Формулы и таблицы потери устойчивости плоской формы изгиба для этого случая все равно не годятся. Тут надо рассматривать отдельно устойчивость сжатого пояса, как стержня (см. DIN 18800, часть 2, эл. 310)

[мозголом из Самары]

Сообщение от Разработчик Если один из поясов раскреплен, т.е. исключена возможность его смещения из плоскости нагружения и поворота вокруг оси балки, то никаких поблем с потерей устойчивости.

Не совсем так, если есть нагрузка сверху, то закрепленный растянутый пояс при общей потере устойчивости балки не смещается, а сжатый смещается и возникает дополнительный крутящий момент, что никак не способствует улучшению работы балки. Во вложенном файле цитата из СНиПа по деревяшкам про закрепление растянутой зоны.

[Вячеслав А]

А по-моему, нужно посчитать и при необходимости поставить ребра, при закрепленном верхнем поясе должно помочь

Сообщение от Вячеслав А А по-моему, нужно посчитать и при необходимости поставить ребра, при закрепленном верхнем поясе должно помочь

Простановка ребер, в соответствии с п.5.15 СНиП "Стальные конструкции" не влияет на устойчивость балки при изгибе.

п. 5.15 СПиП II-23-81* При определении значения фи балочное за расчетную длину балки Ltf следует принимать расстояние между точками закреплений сжатого пояса от поперечных смещений; при отсутствии связей Lef=L (где L - пролет балки

[Разработчик]

Не совсем так, если есть нагрузка сверху, то закрепленный растянутый пояс при общей потере устойчивости балки не смещается, а сжатый смещается и возникает дополнительный крутящий момент, что никак не способствует улучшению работы балки.

Никакой СНиП не в состоянии отменить законов механики. Вы путаете разные задачи. В исходном посте балка раскреплена монолитной плитой перекрытия, т.е. по всей длине. В этом случае при сохранении формы сечения двутавра (т.е. прямолинености полок и стенки и их взаимной перпендикулярности) деформации из вертикальной плоскости невозможны. А при несохранении (очень гибкая стенка, например), формулы потери устойчивости плоской формы изгиба не работают, т.к. выведены в предположении сохранения формы. В деревяном же СНиПе говорится о сжато-изгибаемых элементах имеющих точечные раскрепления (вы их, кажется, прогонами называете) или не имеющих оных.

[Вячеслав А]

DK,
Cогласен, сморозил. Мы ребро ставили и наклонным элементом соединяли с прогоном, но это было в стальном каркасе

Сообщение от Разработчик 2. Формулы и таблицы потери устойчивости плоской формы изгиба для этого случая все равно не годятся. Тут надо рассматривать отдельно устойчивость сжатого пояса, как стержня (см. DIN 18800, часть 2, эл. 310)

Это понятно. А всетаки, какую расчетную длину стержня брать в расчете "для прокурора"?

[Разработчик]

А всетаки, какую расчетную длину стержня брать в расчете "для прокурора"?

Для прокурора есть 5.16а СНиП II-23-81. Там нигде не сказано, что это касается только однопролетной шарнирно опертой балки.

Сообщение от Разработчик Для прокурора есть 5.16а СНиП II-23-81. Там нигде не сказано, что это касается только однопролетной шарнирно опертой балки.

Для меня это не подходит. С верхним поясом все предельно ясно. Беда в том, что сжатие имеет место в нижнем поясе не связанном со сплошным жестким настилом.

[Разработчик]

Там сказано предельно ясно:

Устойчивость балок не требуется проверять: а) при передаче нагрузки через сплошной жесткий настил, непрерывно опирающийся на сжатый пояс балки и надежно с ним связанный (плиты железобетонные из тяжелого, легкого и ячеистого бетона, плоский и профилированный металлический настил, волнистую сталь и т. п.);

Это и есть ваш случай:

Верхний пояс балки раскреплен из плоскости монолитной ж.б. плитой перекрытия.

Т.е. нагрузка передается именно так, как сказано в СНиПе. А почему в СНиПе это сказано я уже объяснял в постах 3 и 7.

Для Разработчик:
В районе опор у мнея сжатым является нижний пояс, а раскреплен монолитной плитой - верхний. И мой вопрос стоит только относительно нижнего пояса.

[Вячеслав А]

А нет возможности каким то образом раскрепить нижний пояс к ж.б.? Может закладкные заложить.

[Разработчик]

Неважно какой пояс сжат, при непрерывной связи балки с жестким настилом потеря устойчивости плоской формы изгиба произойти не может!

Сообщение от Вячеслав А А нет возможности каким то образом раскрепить нижний пояс к ж.б.? Может закладкные заложить.

Возможность, конечно, есть, но уж больно не хочется это делать, внутренне понимая, что для работы конструкции раскрепления не требуется.

Сообщение от Разработчик Неважно какой пояс сжат, при непрерывной связи балки с жестким настилом потеря устойчивости плоской формы изгиба произойти не может!

Возможно это и так. Как я смогу доказать это прокурору со ссылкой на действующие нормы. Ведь п.5.16а СНиП трактует эту ситуацию подругому.

[Разработчик]

Ведь п.5.16а СНиП трактует эту ситуацию подругому.

Это Вы трактуете по другому, а СНиП писали люди, понимающие проблему и написавшие, что если сверху жесткая плита то не надо. И, кстати, экспертизу, если что, доверят тоже не прокурору, а специалисту-механику, который тоже понимает проблему.

[IDmon]

Разработчик прав !
Проверка общей устойчивости разрезной балки и сжатой зоны пояса неразрезной балки не выполняется в случае, если сжатый пояс объединен с железобетонной или стальной плитой.

[Вячеслав А]

Сообщение от DK Возможность, конечно, есть, но уж больно не хочется это делать, внутренне понимая, что для работы конструкции раскрепления не требуется.

Я вспоминаю похожую ситуацию, только была несколько другая конструкция. В итоге не смотря ни на что раскрепили к прогонам, хотя интуитивно этого и не нужно было, как говорится от греха подальше. Да и не известно к какому эксперту попадет, всякое бывает

[C1]

Тупо копирую из СНиП (п. 5.15):

При определении значения фи b за расчетную длину балки lef следует принимать расстояние между точками закреплений сжатого пояса от поперечных смещений (узлами продольных или поперечных связей, точками крепления жесткого настила); при отсутствии связей lef = l (где l – пролет балки) за расчетную длину консоли следует принимать: lef = l при отсутствии закрепления сжатого пояса на конце консоли в горизонтальной плоскости (здесь l – длина консоли); расстояние между точками закреплений сжатого пояса в горизонтальной плоскости при закреплении пояса на конце и по длине консоли.

[SHURF]

Добрый день!
Всё та же неразрезная балка: любая программа при расчёте на поперечную силу (да и на момент также) выдаёт результаты расчёта в сечениях элемента, указанных пользователем. В узлах картина другая. Узел 6 (см. картинку) с левой стороны в элементе Q с одним знаком, с правой - с другим. Касательные напряжения считаются справа и слева от узла от соответствующих Q. А вот в самом узле усилие равно опорной реакции = Qслева+Qсправа. Если считать касательные напряжения на опорную реакцию в узле (участок балки над опорой), то они окажутся в 2 раза больше нежели в элементе. Так вот вопрос: может ли вообще произойти срез многопролётной балки непосредственно над опорой. (На картинке эпюра Q многоп. балки от равномерно распределённой нагрузки)
Спасибо.

Сообщение от Разработчик Это Вы трактуете по другому, а СНиП писали люди, понимающие проблему и написавшие, что если сверху жесткая плита то не надо. И, кстати, экспертизу, если что, доверят тоже не прокурору, а специалисту-механику, который тоже понимает проблему.

Если экспертизу строительных конструкций будет проводить специалист-механик, то ни к чему хорошему это не приведет.

[SHURF]

А пост 22? Не хочется новую тему создавать

Сообщение от SHURF А пост 22? Не хочется новую тему создавать

Посмотрите п.5.18* СНиП "Стальные конструкции".

[Разработчик]

Если экспертизу строительных конструкций будет проводить специалист-механик, то ни к чему хорошему это не приведет.

А Вам больше нравится, когда строительные конструкции расчитывают люди имеющие о механике знания на уровне институтского "сдал-забыл"? Тогда пожалте поплавать в "Трансвааль".
Вот у меня за соседним столом сидит специалист-механик, которому заказчик поручил независимую экспертизу Донецкого "Шахтера", стройку которого уже вовсю ведут турецкие подрядчики. В результате стройка остановлена, турки терпят убытки и разрабатывают мероприятия по усилению конструкции. Но сколько потенциальных жертв удалось избежать.

[Jeka]

Сообщение от Разработчик Вот у меня за соседним столом сидит специалист-механик, которому заказчик поручил независимую экспертизу Донецкого "Шахтера", стройку которого уже вовсю ведут турецкие подрядчики. В результате стройка остановлена, турки терпят убытки и разрабатывают мероприятия по усилению конструкции. Но сколько потенциальных жертв удалось избежать.

Вас дезинформировали, ничего не остановлено. Можете сами посмотреть в реальном времени
http://newstadium.shakhtar.com/mpl/stadium.pl?active=15

Я так понял, что речь об опорном узле фермы. Столько протеворечивых заключений... Что же в итоге у Вас получается?

Сообщение от Разработчик А Вам больше нравится, когда строительные конструкции расчитывают люди имеющие о механике знания на уровне институтского "сдал-забыл"? Тогда пожалте поплавать в "Трансвааль". Вот у меня за соседним столом сидит специалист-механик, которому заказчик поручил независимую экспертизу Донецкого "Шахтера", стройку которого уже вовсю ведут турецкие подрядчики. В результате стройка остановлена, турки терпят убытки и разрабатывают мероприятия по усилению конструкции. Но сколько потенциальных жертв удалось избежать.

Механик - это специалист по механизмам. Строительная конструкция только в одном случае превращается в механизм - при аварии. Я за то, чтобы любое дело делал профессионал. Поэтому конструировать (не только рассчитывать) строительные конструкции должны специалисты по строительным конструкциям, но никак не механики.

[Разработчик]

Механик - это специалист по механизмам.

Я же говорю: "сдал-забыл", типичный случай. К Вашему сведению: теории упругости, пластичности и ползучести - разделы механики, ну а уж про механику грунтов и говорить нечего.

[SHURF]

Сообщение от DK Посмотрите п.5.18* СНиП "Стальные конструкции".

В этом пункте не нашёл ответ на свой вопрос. Есть правда ещё п.5.22 - в нём тоже нет объяснения.

Сообщение от SHURF В этом пункте не нашёл ответ на свой вопрос. Есть правда ещё п.5.22 - в нём тоже нет объяснения.

При М=0 формула (41) наглядно показывает расчет на срез, если М не равно 0, то возникает сложное напряженное состояние. Расчет ведется по формулам (29) и (33).

[Jeka]

Сообщение от SHURF Добрый день! Всё та же неразрезная балка: любая программа при расчёте на поперечную силу (да и на момент также) выдаёт результаты расчёта в сечениях элемента, указанных пользователем. В узлах картина другая. Узел 6 (см. картинку) с левой стороны в элементе Q с одним знаком, с правой - с другим. Касательные напряжения считаются справа и слева от узла от соответствующих Q. А вот в самом узле усилие равно опорной реакции = Qслева+Qсправа. Если считать касательные напряжения на опорную реакцию в узле (участок балки над опорой), то они окажутся в 2 раза больше нежели в элементе. Так вот вопрос: может ли вообще произойти срез многопролётной балки непосредственно над опорой. (На картинке эпюра Q многоп. балки от равномерно распределённой нагрузки) Спасибо.

Ваш вопрос очень прост. Поперечные силы в балке и сосредоточенная нагрузка на балку - это разные вещи. Есть понятие внешних и внутренних сил. Так вот, при расчете вы используете внутренние силы в соответствии с эпюрой. На опоре, говоря языком математики, у вас неопределенность 2-го рода, обычно говорят скачок. В этих точках значение функции принимают в двух вариантах- сечение бесконечно близко справа от т.6 и бесконечно близко слева от т.6 (математически через пределы x->a-0 и x->a+0). Никакой поперечной силы = опорной реакции у вас нет. Возьмите любой нормальный учебник сопромата, в котором доступно описана процедура построения эпюр и почитайте.

[SHURF]

to Jeka

Да-а-а?!
Опорная реакция на промежуточной опоре имеет отношение к балке для расчёта на устойчивость стенки например; я правильно понимаю?

[Jeka]

Сообщение от SHURF to Jeka Да-а-а?! Опорная реакция на промежуточной опоре имеет отношение к балке для расчёта на устойчивость стенки например; я правильно понимаю?

Да, как внешняя нагрузка.

Но в посте 22 речь шла о касательных напряжениях и срезе. Здесь учавствуют внутренние усилия.

[SHURF]

To Jeka
Благодарю

Сообщение от Разработчик Я же говорю: "сдал-забыл", типичный случай. К Вашему сведению: теории упругости, пластичности и ползучести - разделы механики, ну а уж про механику грунтов и говорить нечего.

А еще есть, например, строительная механика. Только вот совсем не по русски будет называть специалистов по указанным Вами дисциплинам механиками. Правильней было бы их назвать научными работниками. При всем моем искреннем уважении к их труду, научные работники проектировать не способны. Проектирование - это другая специальность. Она требует совсем другого подхода к работе и совсем другого мышления.

[Разработчик]

Только вот совсем не по русски будет называть специалистов по указанным Вами дисциплинам механиками.

Ото не знали того ни в ВУЗе ни в ВАКе и сдуру писали мне и моим коллегам в дипломы "механик". Спасибо, вразумили. Пойду попрошу исправить докУменты.

проектировать не способны. Проектирование - это другая специальность. Она требует совсем другого подхода к работе и совсем другого мышления.

Знаем мы это мЫшление. Нарисует такой проектировщик, не признающий механику, сопло или там крышу лихую, а нам - которые не механики, да и проектировать-то не умеют - потом на разборах аварий в комиссиях сидеть да на ВЦ (как раньше) или за РС-шками (как сейчас) сутками за расчетами просиживать.
Да и какое отношение имеет "умение проектировать" к изначальному вопросу темы об устойчивости плоской формы изгиба? Для того, чтобы на него ответить нужно знать раздел все той же механики, называющийся "Теория устойчивости деформируемых систем".

Ото не знали того ни в ВУЗе ни в ВАКе и сдуру писали мне и моим коллегам в дипломы "механик". Спасибо, вразумили. Пойду попрошу исправить докУменты.

Вы строитель по образованию? Какая у Вас специальность по диплому? Какой ВУЗ Вы заканчивали? Насколько я понял, Вы защитили диссертацию. По какой теме?

Знаем мы это мЫшление. Нарисует такой проектировщик, не признающий механику, сопло или там крышу лихую, а нам - которые не механики, да и проектировать-то не умеют - потом на разборах аварий в комиссиях сидеть да на ВЦ (как раньше) или за РС-шками (как сейчас) сутками за расчетами просиживать.

Начнем с того, что рисуют художники. Проектировщики проектируют. Если Вы имеете отношение к проектированию, то должны понимать разницу.

Я правильно понял: Вы мастер на все руки и одинаково хорошо разбираетесь и в ракетных соплах и в крышах домов?

Так Вы "механик" или "не механик"?

Да и какое отношение имеет "умение проектировать" к изначальному вопросу темы об устойчивости плоской формы изгиба?

Вы это серьезно?

Для того, чтобы на него ответить нужно знать раздел все той же механики, называющийся "Теория устойчивости деформируемых систем".

В этом и различие между научным работником и проектировщиком. Первый ориентируется на различные теории, зачастую противоречащие друг другу, второй работает на основании нормативной документации.

[Разработчик]

Вы строитель по образованию?

Я же сказал, что в дипломе - механик.

Какая у Вас специальность по диплому?

Инженер механик-исследователь. Тогда мода такая была на последнее слово

Какой ВУЗ Вы заканчивали?

Вы часом не из органов? Тогда пробейте по своей базе

защитили диссертацию. По какой теме?

Тема-то "Устойчивость оболочек с дефектами", а вот специальность, опять-таки "механика деформируемого твердого тела".

одинаково хорошо разбираетесь и в ракетных соплах и в крышах домов?

20-30 лет назад платили за сопла, сейчас они никому не нужны, зато стройка по всей стране. Я хорошо разбираюсь опять-таки в механике, а к чему эти знания приложить - вопрос второй, осилим все, что не квантуется

Так Вы "механик" или "не механик"?

Думаю пока... В посте 36 Вы объявили, что специалист, изучивший теории упругости, пластичности, ползучести и механику грунтов - механиком не является, а в дипломах написано механик... Я на перепутье...

В этом и различие между научным работником и проектировщиком. Первый ориентируется на различные теории, зачастую противоречащие друг другу, второй работает на основании нормативной документации.

Я же говорю - беда. Проектируют на "основании нормативной документации", не зная или не понимая теорий на которых эта документация построена. Скажите, что проектируете - буду обходить стороной. Кстати, видимо Вы не в курсе, в тех разделах механики, где не квантуется - противоречий нет уже более полувека. За квантовую не скажу - не в курсе, но надеюсь Вы не на ее основе проектируете.

[C1]

Интересно что же это за программа такая, которую разработчик делал для расчета неразрезных стальных балок (http://dwg.ru/f/showthread.php?t=5507)? Она со СНиП хоть как-то дружит в закреплении сжатого пояса?

[Разработчик]

Она со СНиП хоть как-то дружит в закреплении сжатого пояса?

Я же в том посте сказал, что умею решать те задачи, которые нарешали разработчики СНиП. Кстати, тут на форуме еще есть люди, которые знают как получить то, что там в таблицах и темы эти обсуждались. Я просто тогда высказал удивление позицией розработчиков СНиП, которые вместо изложения концепции расчета, из которой каждый при желании и умении мог получить решение собственной задачи, привели лишь какие-то интерполяционные таблицы для нескольких частных случаев. Правда, тут в какой-то из тем, где обсуждались такого рода недостатки наших СНиПов/СП кто-то рассказал, как он с этими непонятками обратился к разработчикам (то-ли в ЦНИИСК, то-ли в НИИЖБ), а они ему: давайте договор-денюжку и будут вам разъяснения. Так что может в этом дело.
А программа моя, естественно, в тех частных случаях, которые приведены в СНиП/СП дает те же результаты (только в тех случаях, где в СНиП/СП приведены интерполяционные формулы, есть небольшие различия между узлами интерполяции), ну и для других случаев по тому же алгоритму считает.

Думаю пока... В посте 36 Вы объявили, что специалист, изучивший теории упругости, пластичности, ползучести и механику грунтов - механиком не является, а в дипломах написано механик... Я на перепутье...

В том, кого можно называть механиком, наши мнения расходятся. Не каждый, у кого в названии его специальности есть слово "механик" таковым является. Аналогии есть и в названиях других специальностей. Например, строитель это тот, кто строит здания и сооружения. Машиностроитель и кораблестроитель тоже строят. Первый - машины и механизмы, второй - корабли. Но строителями они не являются.

Я же говорю - беда. Проектируют на "основании нормативной документации", не зная или не понимая теорий на которых эта документация построена.

Действительно беда. Как Вы правильно отметили, в нормативной документации отражены методики только для расчета определенных типов конструкций. Шаг в сторону - и проектировщик не знает что делать. Кроме того, нормативная документация далеко не совершенна. Четверть аварий происходит из за зтого.
Насчет понимания теорий проектировщиком. Большинству проектировщиков не нужно понимания теории упругости или механики твердого тела (при этом сопромат и строймех он, конечно, знать обязан).

Скажите, что проектируете - буду обходить стороной.

И это правильно! Даже если проектировщик сделает все правильно, на стройке обязательно нагородят такое, что волосы дыбом встают. К сожалению, это не толькоу меня. Такое творится везде.

Кстати, видимо Вы не в курсе, в тех разделах механики, где не квантуется - противоречий нет уже более полувека.

Не соглашусь здесь с Вами. В качестве примера сошлюсь на теорию прочности. Открыл учебник сопромата Беляева. Там их не менее пяти. И не одна не является универсальной. Насколько я знаю, до сего времени вопрос не решен. Нет и единой теории работы железобетона.

ps Спасибо Вам за квалифицированный ответ по сути вопроса, обозначенного в названии темы.

...

[Разработчик]

В качестве примера сошлюсь на теорию прочности. Открыл учебник сопромата Беляева. Там их не менее пяти. И не одна не является универсальной. Насколько я знаю, до сего времени вопрос не решен. Нет и единой теории работы железобетона.

Как говорил судья Дред: "Я знал, что ты так скажешь". К Вашему сведению: теориями прочности материалов занимается не механика, а есть такая наука "Материаловедение". Это пограничная наука: в ней есть и механика и кристаллофизика и физическая химия и еще, черт его знает что. Они там например знают, почему Х18Н10Т пластичная, а 65Г - упругая, ну и т.п. Механика (та ее часть, которая занимается проблемами прочности) лишь использует критерии прочности того или иного материала для оценки работоспособности объекта. Само-собой, что у разных материалов и теории (критерии) прочности будут разные: наивно предполагать, что резиновое изделие и массив грунта при нагружении будут разрушаться одинаковым образом. Конечно, критерии прочности Мизеса и Сен-Венана имеют чисто механическое происхождение, но именно поэтому ни тот ни другой ни к какому реальному материалу не подходят, хотя благодаря универсальности (работают при любом типе НДС) повсеместно используются.

В том, кого можно называть механиком, наши мнения расходятся

Как говорил товарищ Огурцов: "Это течение идет против меня". Ваше мнение расходится не с моим - мне-то по-барабану "хоть горшком назови, только в печку не ставь"- а с мнением тех, кто выдавал нам дипломы.

Большинству проектировщиков не нужно понимания теории упругости или механики твердого тела (при этом сопромат и строймех он, конечно, знать обязан).

Прошу прощения:
«Когда бы вверх могла поднять ты рыло,
Тебе бы видно было,
Что эти желуди на мне растут».
То, что Вы называетет "сопромат" и "строймех" специалисты-механики (в ВУЗовском и ВАКовском толковании этого понятия) называют "прикладная теория упругости".
Не обижайтесь, это уже просто стеб - надо бы перенести в другую ветку.

Разработчик;215371]Как говорил судья Дред: "Я знал, что ты так скажешь". К Вашему сведению: теориями прочности материалов занимается не механика, а есть такая наука "Материаловедение". Это пограничная наука: в ней есть и механика и кристаллофизика и физическая химия и еще, черт его знает что. Механика (та ее часть, которая занимается проблемами прочности) лишь использует критерии прочности того или иного материала для оценки работоспособности объекта.

А вот проф. Беляев, возглавлявший кафедру сопротивления материалов ЛПИ им. МИКалинина в середине прошлого века, признанный авторитет в своей области, написавший самый известный в СССР учебник по сопротивлению материалов, этого не знал. В своем учебнике он посвятил несколько параграфов рассмотрению различных теорий прочности.

Прошу прощения: «Когда бы вверх могла поднять ты рыло, Тебе бы видно было, Что эти желуди на мне растут». То, что Вы называетет "сопромат" и "строймех" специалисты-механики (в ВУЗовском и ВАКовском толковании этого понятия) называют "прикладная теория упругости".

Удивительно, что "ну типа прочнист" не знает, что "прикладная теория упругости" это не сопромат и не строймех, а дисциплина, изучаемая на механикоматематических факультетах ВУЗов и использующая более серьезный математический аппарат, чем требуется простому инженеру строителю.

Не обижайтесь, это уже просто стеб - надо бы перенести в другую ветку.

Я полагаю, что вопросы, поднятые в #1 достаточно полно рассмотрены, а на "просто стеб" мне жалко тратить свое драгоценнон время, поэтому не вижу смысла в дальнейшем продолжении дискуссии.

[Разработчик]

"прикладная теория упругости" это не сопромат и не строймех, а дисциплина, изучаемая на механикоматематических факультетах ВУЗов и использующая более серьезный математический аппарат

Зачем утверждать то, чего не знаешь? На мехмате и на моей специальности дисциплина, использующая более серьезный математический аппарат (тензорный анализ, ТФКП, интегральные уравнения и т.п.) называлась и называется "теория упругости". На мехмате (ну в МГУ, по крайней мере) "прикладную теорию упругости" вообще не изучают. В мою бытность студентом на моей специальности читали три курса сопромата и механику стержневых систем, но спустя несколько лет все эти курсы справедливо объединили под названием "прикладная теория упругости". Не устраивает мнение ну типа прочниста, пожалуйста специально для Вас, как специалиста со строит. спец.
http://www.orensau.ru/component/opti...info/id,25087/

А вот проф. Беляев, возглавлявший кафедру сопротивления материалов ЛПИ им. МИКалинина в середине прошлого века, признанный авторитет в своей области, написавший самый известный в СССР учебник по сопротивлению материалов, этого не знал. В своем учебнике он посвятил несколько параграфов рассмотрению различных теорий прочности.

Насчет самого известного можно поспорить, но не в этом дело. То, что в учебнике сопромата излагаются различные теории прочности очень хорошо, на то он и учебник, чтобы дать понятие о проблеме. Только речь-то шла о том, что разные материалы подчиняются разным теориям (критериям) и потому единого быть не может.

[gad]

>DK
Видители, то что Вы напишите здесь - нельзя будет удалить и о Вас (Вашем профессиональном уровне) по этому будут судить. А Ваши постики выглядят, как то очень вяло (дело в том, что прочнисты (мехмат) действительно крутые крендели и их математическая, теоретическая подготовка намного лучше моей или Вашей (не обижайтесь, жизнь показывает, что необходимо знать потолок своих возможностей)), круче только физтех(московский). Грубо говоря в советское время именно они разрабатывали инженерные методики (приводили в удобваримый вид) расчетов и им действительно "все равно", что считать (матаппарат + теоретическая подготовка). Не обижайтесь (года так 4 назад я "заблуждался" примерно, как Вы).
>Разработчик
Извините не мог больше молчать (у меня это бывает - "скандалю").

[Разработчик]

2gad
Я и мои коллеги-механики не мехматовцы и не физтеховцы. В СССР было несколько замечательных школ механики в разных городах и успехи в военной технике, космонавтике и авиации наглядное свидетельство силы этих школ.

[gad]

>Разработчик
Знаю я, знаю (поэтому и взял мехмат в скобки), а физтех всплыл по "семейным обстоятельствам" (моя жена не состоявшийся физик (а у этих "чудиков" московский физтех, как Олимп у греков) - развал СССР (хотя парочка из ее однокласников "доехали" до физтеха(из их физмат школы брали в этот вуз без экзаменов по собеседованию(круче был только из интерната им. Комарова)), остальные кто "ракетные" закончил, кто вообще из страны свалил (один добежал до Голландии))). Так, что кто первые, вторые и третьи я примерно представляю.

[troja]

У меня вопрос к "Разработчику, который типа прочнист". Вы как то мельком пригласили поплавать в аквапарке. А Вы что то конкретное знаете об этом случае или просто так для связки речи?

[Разработчик]

А Вы что то конкретное знаете об этом случае или просто так для связки речи?

Есть поиск по форуму, правильная стратегия даст результат.

[troja]

Разработчику типа прочнист. Вы так лихо записали авторов конструкции оболочки аквапарка "Трансвааль" в группу "сдал и забыл", что невольно возник вопрос типа , а имеете ли право так делать? Вы в деталях осведомлены или так, как и большинство, понаслышке? Записывать в эту группу Н. В Канчели, это надо обладать большой самоуверенностью.

[Разработчик]

или так, как и большинство, понаслышке?

Нас, "типа прочнистов", которые не только по образованию, но и остались в профессии - довольно мало. Круг узок, знаем друг-друга хорошо: кто-то с кем-то учился, кто в аспирантуре пересекся, кто по работе и т.п. Специалист, назначенный для проведения расчетов в рамках судебной экспертизы - выпускник нашей кафедры, из лучших (называть фамилию и перечислять регалии не буду), естественно общался с нашими сотрудниками, как хорощий знакомый и обсуждал результаты. Ну а специалист, делавший расчеты для первой комиссии, из лучших (называть фамилию и перечислять регалии не буду) - просто сидит за соседним столом.

Записывать в эту группу Н. В Канчели, это надо обладать большой самоуверенностью.

Я не проектировщик (или конструктор) я - прочнист, и проработал в этом качестве уже более 30 лет. А Канчели - не прочнист, теорию оболочек не знает, но самоуверенности-то как раз хватает, чтобы создавать такие конструкции не обращаясь к моим коллегам. Результат, увы известен...

PS. Я эту тему больше обсуждать не буду, все уже сказано и не раз в других ветках форума.

[Разработчик]

Коллеги попрекнули: дескать зачем писать что-то на эту тему, когда все опубликовано. Выкладываю сканы, по которым инересующиеся могут найти полные тексты. Первый скан - победная реляция, ну и на картинках видно, чем и как считали. Второй - финал.

[Forrest_Gump]

to Разработчик - а у Вас нет этих самых полных текстов? совсем-совсем нет?

[Разработчик]

а у Вас нет этих самых полных текстов?

А Вы пробовали сканить толстую брошюру? Мне и с этими страничками возни хватило.

[Forrest_Gump]

очень жаль.....
пардон муа....

[C1]

Разработчик выложил страничку статьи, с одним из авторов которой (СергейД - Дубинский) он только-что вел перепалку - http://dwg.ru/f/showpost.php?p=201794&postcount=27.

[Разработчик]

И что с того? Тем весомее для форумчан могут быть выводы той статьи, коль один из авторов здесь известен.

[Lev_37]

To DK!
Я пробрался через дебри флуда по теме (пост#1).
Прав Liam (пост #2)!
Вполне обоснованно предлагаю пролет неразрезной балки разбить на три участка и рассматривать (рассчитывать):
1. Средняя часть - балка с шарнирными опорами со сплошым закреплением верхнего пояса пролетом, равным расстоянию между точками с нулевым моментом.
2. Два консольных участка балки с жестким закреплением на опорах пролетом, равным расстоянию от точки с нулевым моментом и промежуточной опорой. Сжатый пояс раскреплен только на опоре и в точке с нулевым моментом. Устойчивость балки на этом участке проверить по формулам и таблицы №8 п.п. 15.15 и 15.16*б.
Думаю, что ни один прокурор с участием инженеров-строителей к Вам не придерется.

[Разработчик]

Листая тут по работе Еврокод 3 (немецкий вариант) наткнулся на п. 5.5.2(8): "Для балок, полностью удерживаемых от бокового смещения проводить проверку устойчивости плоской формы изгиба не нужно". В очередной раз убедился в разнице подходов к написанию норм у них и у нас: тут все четко и ясно и никаких сомнений - на сжатый там пояс опирается плита или растянутый. При такой формулировке исходный вопрос темы у проектировщика просто не возникает.

Для Разработчик:
Все не совсем так, как Вы пишите. Смотрю как делаются у нас и у них здания с каркасами из стальных рам переменного сечения. Передо мной лежат материалы фирмы ASTRON (более 40 лет опыта работы, 35млн. кв.м построенных зданий). И что Вы думаете? Раскрепляют нижний пояс многопролетных балок стальных рам раскосами. На необходимость раскрепления нижнего пояса указывает в своей книге и Катюшин, занимавшийся этими конструкциями более 25 лет.

[Lamer Inc..]

2DK
Почему нельзя задать балку оболочками и тупо просчитать на устойчивость?

[Разработчик]

Все не совсем так, как Вы пишите

Это уже не я, молодой человек, это Еврокод 3. Какой пояс "раскреплять", т.е. удерживать от бокового смещения - неважно, важно - удерживать.

Сообщение от Разработчик Это уже не я, молодой человек, это Еврокод 3. Какой пояс "раскреплять", т.е. удерживать от бокового смещения - неважно, важно - удерживать.

Во первых, спасибо за "молодого человека". Вы мне сильно льстите.

По сути приведенной Вами цитаты. Наш СНиП требует "удерживать" только сжатый пояс, а Еврокод, если верить приведенной Вами цитате, - удерживать балку полностью. Вот фирма ASTRON и раскрепляет раскосами нижний пояс балок.

[Разработчик]

Наш СНиП требует "удерживать" только сжатый пояс, а Еврокод, если верить приведенной Вами цитате, - удерживать балку полностью.

У балки или оба пояса имеют возможность бокового смещения или оба не имеют. Если пояса работают раздельно, т.е. верхний пояс двутавра перемещается только в вертикальной плоскости, а нижний еще и в горизонтальной, то это уже не балка, т.к. искажается контур сечения и никакие балочные подходы/формулы/методы здесь неприменимы - это уже оболочка. Такая ситуация возможна, например, в изгибаемых элементах из тонкостенных гнутиков, и чтобы ее избежать швеллеры ставят парами, соединяя и верхние и нижние полки накладками, после чего к такому составному сечению уже можно применять балочные подходы, в т.ч. и достаточность удержания только одного пояса для исключения изгибно-крутильной формы потери устойчивости.

Сообщение от Разработчик У балки или оба пояса имеют возможность бокового смещения или оба не имеют. Если пояса работают раздельно, т.е. верхний пояс двутавра перемещается только в вертикальной плоскости, а нижний еще и в горизонтальной, то это уже не балка

Ваш взгляд на данный вопрос коренным образом отличается от общепринятого и отраженного в отечественных нормах проектирования (СНиП II-23-81* "Стальные конструкции", СП 53-102-2004 "Общие правила проектирования стальных конструкций"), методике конструирования и расчета, описаной в специальной литературе (Катюшин В.В. "Здания с каркасами из стальных рам переменного сечения (расчет, проектирование, строительство)"), а также практике строительства, как в нашей стране, так и за рубежом.

[Разработчик]

Это не мой взгляд, это определение понятия "балка" в механике деформируемых систем. В общем случае необходимо решать трехмерную задачу, что сложно. Но если один из размеров объекта (в данном случае - длина) существенно отличается от других, то вместо решения трехмерной задачи можно перейти к решению двух более простых двумерной и одномерной. Для того, чтобы такой переход был возможен формулируются некоторые гипотезы о характере деформирования объекта (т.е. о НДС). Так вот, для "балки" основной гипотезой является неизменность контура сечения. Повторюсь, без этого никакие балочные теории не работают. А то, что это

коренным образом отличается от общепринятого и отраженного в отечественных нормах проектирования

так это Вам только кажется, видимо сильно подзабыли сопромат.

[Разработчик]

Проектировщики образы воспринимают лучше, чем слова, поэтому добавил пояснительную картинку.

Ваша мысль понятна. Есть "балка" и "не балка" (в понимании механики деформируемых систем). С "балкой" все предельно ясно. Для нее справедлива гипотеза неизменности контура сечения. А вот как быть с многопролетной "не балкой" в реальной конструкции? И по каким критериям простой проектировщик, не знакомый с механикой деформируемых систем, пользуясь только СНиПами, может отличить "балку" от "не балки"?

[Разработчик]

А вот как быть с многопролетной "не балкой" в реальной конструкции?

Не балка - это пластина, оболочка, упругое полупространство, тело вращения, массив грунта, да мало-ли что еще... Есть птица ворона и опознаем мы ее по специфическим свойствам, а не путем перечисления птиц "не ворон".

И по каким критериям простой проектировщик, не знакомый с механикой деформируемых систем, пользуясь только СНиПами, может отличить "балку" от "не балки"?

Проектировщик, не знакомый с механикой деформируемых систем должен сменить профессию, на архитектора например - тому не нужно заботиться о прочности и устойчивости того, что он нарисовал. Или посадить рядом с собой того, кто знаком с механикой и поручить ему расчеты. А тупо искать в книжке формулу в которую можно подставить свои размеры/нагрузки в надежде получить правильный результат - удел отстающего студента в зачетную сессию, а никак не профессионала.
Конкретно по приведенному рисунку. Ситуация, изображенная на последней картинке (где не балка) невозможна, если сечение отвечает требованиям СНиПа по соотношениям толщин и линейных размеров полок и стенок, а для слишком тонких стенок СНиП вынудит поставить ребра, которые опять-таки не дадут так деформироваться стенке. Такое возможно для тонкостенных гнутиков, как я уже писал, но по СНиПу они невозможны и проектировать элементы из них надо по Еврокоду 3, например.

[C1]

Профессионал механик должен бы профессионально исследовать эту задачку. А не голословно что-то советовать, ни за что не отвечая. В принципе при каких-то условиях сжатый пояс возможно потеряет устойчивость именно по последней картинке. Не можете дать формулу для "отсталого студента" не надо заклинаний о профессионализме и чей-то там отсталости.

[пст]

Профессионал механик должен бы профессионально исследовать эту задачку. А не голословно что-то советовать, ни за что не отвечая.

Профессионалу денег за работу платят - это раз. Если вы, например, конструктор - то извольте в каждой теме профессионально конструировать узлы, которые просят начинающие. Вы делаете это?
Никто от вас не требует отвечать за каждое свое сообщение.
Что за нападки на человека, который разжевал многим непонятную тему?

[krok]

C1

послушайте умного человека, может поможет. А так реакция совершенно закомплексованная.

[C1]

Сообщение от krok послушайте умного человека, может поможет. А так реакция совершенно закомплексованная.

Этот умный человек случайно не из одной конторы с вами. А то у вас везде техсовт и техсовт во всех сообщениях.
Если уж пишем в проекте "Соответствует нормам" извольте соответствовать.
Закомплексованности никакой нет. Во многом этот умный человек прав. Только не нужно это массово советовать применять. Вот и все. Сначала статьи пишите, примите СТО какое-нибудь. Ведь то что он советует прямо противоречит СНиП. Разве это не важно. А так ссылать на что? На мнение анонима с сайта. И в экпертизе на пальцах доказывать.
Да и СНиП не дураками написан.
И ко всем у него странное обращение "молодой человек". Как в Шенели Гоголя:

Значительное лицо, кажется, не заметил, что Акакию Акакиевичу забралось уже за пятьдесят лет. Стало быть, если бы он и мог назваться молодым человеком, то разве только относительно, то есть в отношении к тому, кому уже было семьдесят лет. — Знаете ли вы, кому это говорите? понимаете ли вы, кто стоит перед вами? понимаете ли вы это, понимаете ли это? я вас спрашиваю.

[krok]

C1

Неа. Я их юзер.

[Lev_37]

To DK!
Хотелось бы прочитать Вашу реакцию на предложения по посту 60.

[novinkov]

К посту 61:
Я просмотрел проект Еврокода Eurocode 3: Design of steel structures, p.1-1: General rules and rules for buildings (prEN 1993-1-1:2003 на на замену редакции ENV 1993-1-1:1992).
Цитирую п.6.3.2.1 Buckling resistance:
...
2) Beams with sufficient restraint to the compression flange are not susceptible to lateral-torsional buckling. In addition, beams with certain types of cross-sections, such as square or circular hollow sections, fabricated circular tubes or square box sections are not susceptible to lateral-torsional buckling.
...
2) Балки с достаточным раскреплением сжатых полок не испытывают потери общей устойчивости по изгибно-крутильной форме. Также не теряют общую устойчивость балки с определенными типами поперечного сечения, такими как квадратные или круглые трубчатые сечения, сварные круглые или коробчатые сечения заводского изготовления.




Не вижу расхождений с п.5.16 а) СНиП II-23-81* в части необходимости раскрепления именно сжатого пояса.

Сообщение от Lev_37 To DK! Хотелось бы прочитать Вашу реакцию на предложения по посту 60.

Предложения поста 60 полностью повторяют мои интуитивные предположения, отраженные в посте 1. Логика Ваших рассуждений полностью совпадает с моей. Однако, как опираясь на нормы обосновать это решение? Смущает еще и то, что отечественные и зарубежные фирмы, специализирующиеся на изготовлении зданий с каркасами из стальных рам, всетаки раскрепляют нижний пояс ригелей на всей длине.

[Разработчик]

C1

Профессионал механик должен бы профессионально исследовать эту задачку. А не голословно что-то советовать, ни за что не отвечая.

Вот тот "профессионал механик", который читал Вам лекции по сопромату и строительной механике наверно что-то и был должен Вам, а я - нет. Все это давно исследовано и описано в литературе, хватило бы и трудов Василия Захаровича, но есть еще много-много книжек от учебников до монографий в которых все это разжевано, так что мне тут исследовать нечего - велосипед уже изобретен. Я лишь пытался помочь, разъяснить, если кто-то что-то подзабыл: знания, которыми не пользуешься постоянно имеют свойство быстро забываться. Не хотите - не надо, мне от этого ни холодно ни жарко.

В принципе при каких-то условиях сжатый пояс возможно потеряет устойчивость именно по последней картинке

Сечение балки или колонны отвечающее требованиям СНиПа/СП по последне картинке в принципе не только устойчивость терять но и вообще деформироваться не может. Это Ваши фантазии.

И ко всем у него странное обращение "молодой человек".

Не ко всем, в профиль поглядываю. Рад был бы, если б ко мне обращались так, но увы..., обидно, когда незнакомые мужики за 40 при встрече обращаются "батя" или "отец"
2novinkov
Я цитировал по редакции 92-го года, там про сжатый пояс не было, а речь шла об удержании от поперечного смещения. Новая редакция породит и у их инженеров аналогичные сомнения, но понять разработчиков Еврокода 3 можно. В отличие от наших СНиП/СП в Еврокоде 3 имеются еще и сечения 4-го класса, т.е. те самые тонкостенные гнутики, о которых я уже упоминал. Так вот, для них возможно вопрос о том, какой пояс удерживать и имеет значение. "Возможно" потому, что я этот вопрос пока не изучал, но гнутики эти в руках держал и видел, что контур сечения у них может искажаться.

[Разработчик]

И в догонку, сомневающимся. Тут на форуме полно поклонников АНСИСа, в котором есть 188/189 элементы (если память не изменяет), которые позволяют посчитать устойчивость плоской формы изгиба балки. Попросите их посчитать критическую нагрузку для двухпролетной балки у которой верхний пояс по всей длине закреплен от поперечного смещения и поворота и получите ответ на интересующий вас всех вопрос, не обращаясь к теории

Наши пользователи могут это сделать программой 340.

[Разработчик]

Собственно вот пример: двухпролетная шарнирно опертая 12-метровая двутавровая балка 30Б2 по СТО, нагруженная сверху равномерно распределенной нагрузкой 40 кН/м.
Первая картинка (0.jpg)- обычные эпюры моментов и поперечных сил (правило знаков для момента обратное, принятому в строительстве).
Вторая (1.jpg) - потеря устойчивости незакрепленной балки.
Третья (2.jpg) - потеря устойчивости балки, у которой верхний пояс закреплен от поперечного смещения и поворота через каждые 2 метра.
Четвертая (3.jpg) - потеря устойчивости балки, у которой верхний пояс закреплен от поперечного смещения и поворота через каждый метр.
Пятая (2.jpg) - потеря устойчивости балки, у которой верхний пояс закреплен от поперечного смещения и поворота через каждые пол-метра.
Ясно, что дальнейшее уменьшение расстояния между точками закрепления (l) будет будет увеличивать критическую нагрузку до бесконечности. В теории скорость роста 1/l^2. Т.е. балка с верхним поясом непрерывно связанным с плитой устойчивость не теряет.

[AF9999]

Не понятно вообще как возник такой вопрос, ведь в СНиП II-23-81* четко написано:
п. 5.16* Устойчивость балок не требуется проверять:
а) при передаче нагрузки через сплошной жесткий настил, непрерывно опирающийся на сжатый пояс балки и надежно с ним связанный (плиты ж-б из тяжелого, легкого и ячеистого бетона, плоский и профилированный металлический настил, волнистую сталь и т.д.)

[boris_r]

Вы не прочли тему (напр.посты 61 и 62).Балка ведь неразрезная и в ней есть места в которых сжат нижний пояс.

[Forrest_Gump]

вопрос - а сжатый нижний пояс в неразрезной балке находится где? правильно - над опорой. а если над опорой, то должна же балка как-то крепится к опоре. следовательно вопрос устойчивости сжатого нижнего пояса над опорой можно не рассматривать. не так ли?

[Lev_37]

Разработчик! К посту #82.
Для прведенного Вами конкретного примера действительно потеря устойчивости сжатого пояса на приопорных участках средней стойки (1.5 +1.5м) не происходит. Это подтвеждается расчетом (без поправочных коэффициентов) по формулам №64...66 табл. 10 п. 9.4.4б. Предельная длина нераскрепленного или расстояние меду точками закрепления нижнего сжатого пояса составляет 1.71м, что меньше 1.5м.

AF9999!
Для неразрезных стальных балок их устойчивость необходимо проверять по п.п.5.16* по условиям а) и б).

Forrest_Gump!
На опоре необходимо проверять устойчивость и прочность стенки балки на воздействие опорной реакции. Устойчивость балки на участке со сжатым нижним поясом проверять по п. 5.16а, б СНиП или п.9.4.4а, б СП 53-102-2004.

DK!
Вы не могли бы сообщить конкретные данные по вашей балке: пролеты, профиль балки, марка стали, нагрузки.
С уважением Lev_37.

[C1]

Для непонятливых недоученных прочнистов: я имел ввиду потерю устойчивости не только по схеме балки, но и по схеме пластинки.
Вообще страшное дело когда человек без строительного образования учит строителей проектировать.
В его подписи надо бы приписать модератором:
Осторожно! Не строитель. Склонен давать опасные советы.
А то некоторые уже попадаются под чары этого местного Фомы Опискина.

Сообщение от Lev_37 DK! Вы не могли бы сообщить конкретные данные по вашей балке: пролеты, профиль балки, марка стали, нагрузки. С уважением Lev_37.

Начиная эту тему я хотел определиться с методикой расчета балки для общего случая. Хотелось найти веское основанное на строительных нормах обоснование того, что в описанном мною случае закреплять нижний пояс балки от смещений из плоскости не требуется. Однако, к сожалению, такого обоснования, на мой взгляд, найти не удалось, поэтому придется делать так, как рекомендует Катюшин в ранее упомянутой книге, как делают за рубежом (например фирма ASTRON).

Сообщение от C1 Вообще страшное дело когда человек без строительного образования учит строителей проектировать.

+1
.

[IBZ]

Сообщение от C1 Вообще страшное дело когда человек без строительного образования учит строителей проектировать.

Просто смешно читать такие высказывания. С1, видимо, невдомек, что тот же ГЛАВНЫЙ УЧИТЕЛЬ проектирования металлоконструкций - СНиП - написаан на 90 % именно такими людьми.

А Разработчику большое спасибо. Я и раньше (со своим строительным образованием) не очень представлял как может произойти потеря устойчивости при изгибе при закреплении любого из поясов. В практических расчетах принимал пролет для определения на Фи-балочное по эпюре моментов, предполагая некий запас такого подхода. Теперь убедился, что этого делать не нужно. Приведенные доказательства меня вполне убедили и к тому-же стала понятна система аргументации в случае возникновения вопросов.

P.S. А вообще-то, читая эту ветку, все время хотелось привести цитату:

«Рассуждай токмо о том, о чем понятия твои тебе сие дозволяют. Так, не зная законов языка ирокезского, сможешь ли ты высказать мнение по сему предмету, которое бы не было неосновательно и глупо». Полагаю, автор большинству известен

[Vavan Metallist]

Прочитал тему от корочки до корочки. Интересно! Но вопрос то ведь остался: РАСКРЕПЛЯТЬ или НЕ РАСКРЕПЛЯТЬ?.
А можт у кого есть реальные примеры таких конструкций? В принципе учебники пишут, что неразрезные балки редко применяют. Может это по причине возникновения вопроса, поднятого в данной теме?!
И где-то был совет смоделировать балку оболочками и таким образом устойчивость проверить. Может этот путь верен при проектировании. Ведь такая возможность у проектантов относительно недавно появилась.

[Vavan Metallist]

Сообщение от опус Позвольте тоже "вякнуть"!

Да ладно! Шо ж мы, совсем уж бесправные!

Сообщение от опус Пост #82 с диаграммами - весьма банально закрывает тему. После него не осталось, с моей точки зрения, предмета спора.

В принципе согласен, да я вообще то и в спор не лез, тема просто интересная (и полезная) получилась. Но все таки примерчики бы посмотреть хотелось.

[Разработчик]

Это подтвеждается расчетом (без поправочных коэффициентов) по формулам №64...66 табл. 10 п. 9.4.4б. Предельная длина нераскрепленного или расстояние меду точками закрепления нижнего сжатого пояса составляет 1.71м, что меньше 1.5м.

1.71 меньше 1.5? И где в моем примере Вы взяли 1.5? Стучать в бубен и шаманить не умею, увольте. Но могу дать подсказку: В СНиПе в теме устойчивости плоской формы изгиба все время говорится о сжатом поясе по той простой причине, что во всех задачах, которые решались для составления таблиц и написания формул, рассматривалась однопролетная шарнирно опертая балка (ну там есть еще консоль, но это еще проще и не о ней речь). Если в Еврокоде3 честно говорится о том, какая задача решается, приведена достаточно общая формула и расписаны коэффициенты для широкого диапазона профилей, вариантов нагружения и закрепления, то в нашем СНиПе ущербность решенных задач иезуитски завуалирована массой таблиц и формул по сути представляющим собой линейные и/или квадратичные интерполяции решения той самой однопролетной задачки. Мне, как разработчику, пришлось в свое время все это перепахать заново, чтобы построить общий алгоритм так, чтобы в частных случаях, описанных в СНиПе результаты совпадали. Хитрость наших заключается еще и в том, что в Еврокоде 3 четко прописано правило уменьшения теоретически расчитанной критической нагрузки, а в СНиПе/СП это правило хитро спрятано в таблицах коэффициентов и пришлось потратить время на расшифровку. В приложенной картинке показаны эти правила для разных норм. Когда друзья прочнисты увидели кривые первый вопрос был: "Это что у нас выходит изготавливают балки точнее, чем немцы?".
2С1
Я не учу Вас проектировать, а объясняю как считать на прочность и устойчивость, чему, судя по постам некоторых участников, кое-кого недоучили. Свои эротические фантазии про потерю устойчивости пластинки оставьте для другой темы, здесь - про устойчивость плоской формы изгиба. Ну а в остальном, собственно, Вам уже ответили.

[Lev_37]

Разработчик!
В посте 86 я сделал описку. Правильно читать 1.71м больше 1.5м.
Размер 1.5м (расстояние от средней опоры до сечения с М=0) я взял из диараммы №1 Вашей публикации и это соответствует правилам построения эпюры моментов для двухпролетной балки с равномерно-распределенной нагрузкой. Это расстояние равно четверти пролета.
Этот пример показывает идентичность расчета балки по Еврокоду3, СниП и СП.

DK!
Чем Вас не устраивает последовательность и методика расчета балки по СНиП и СП?
И что это за продукция фирмы ASTRON достойная для подражания без понимания?
С уважением
Lev_37.

Сообщение от Lev_37 DK! Чем Вас не устраивает последовательность и методика расчета балки по СНиП и СП? И что это за продукция фирмы ASTRON достойная для подражания без понимания? С уважением Lev_37.

В том то и дело, что методика СНиП и СП не дает ответа на вопрос, поставленный в #1. Как абсолютно справедливо отметил Разработчик, она разработана для однопролетной балки на шарнирных опорах.

Фирма ASTRON (Люксембург) более 40 лет специализируется на строительстве зданий различного назначения с многопролетными рамными каркасами. При этом рамы выполняются из сварных двутавровых балок переменного сечения (подбирается по эпюре М). Работая в условиях рыночной конкуренции, ASTRON максимально оптимизирует свои конструкции, но тем не менее устанавливает распорки, раскрепляющие нижние пояса ригелей. На необходимость раскрепления нижних поясов ригелей многопролетных рам указывает и В.В.Катюшин в упомянутой мною ранее книге. Господин Разработчик, ратующий за отказ от раскрепления нижних поясов балок, предлагает мне игнорировать формальные требования СНиП и опыт проектировщиков, изучавших вопрос не один десяток лет. Аргумент, по сути, один - я так посчитал, слушай только меня. На мой взгляд неубедительно.

Что касается подражания, то, как проектировщик, я предпочитаю заплатить за свое незнание деньгами Заказчика и поставить распорки но зато спать спокойно. К слову сказать, утяжеление конструкции после введения распорок будет более чем незначительным.

[IBZ]

Сообщение от DK .Господин Разработчик, ратующий за отказ от раскрепления нижних поясов балок, предлагает мне игнорировать формальные требования СНиП и опыт проектировщиков, изучавших вопрос не один десяток лет. Аргумент, по сути, один - я так посчитал, слушай только меня. На мой взгляд неубедительно. Что касается подражания, то, как проектировщик, я предпочитаю заплатить за свое незнание деньгами Заказчика и поставить распорки но зато спать спокойно. К слову сказать, утяжеление конструкции после введения распорок будет более чем незначительным.

Да не предлагает Вам Разработчик ничего игнорировать - сами же говорите, что в СНиПе по этому случаю пусто. Он всего лишь говорит о том, что вопрос принципиально давно изучен, выводы такие-то, а кто не верит - может считать любой случай хоть до посинения. Не верите их программе - считайте по Ансисам-Настранам. Эти программы не имеют сертификатов? - пишите и решайте дифуры. Для него результат расчета вполне очевиден в любом случае. Ну не проверяете же Вы однопролетную шарнирно-опертую балку с равномерно распределенной нагрузкой на СКАДАХ-ЛИРАХ. М=q*l*l/8 и точка. Хотя по требованию экспертизы Вы это легко сделаете, равно как и докажете верность формулы ссылаясь отнюдь не на СНиП, где ее попросту нет. От того, что доказательство в нашем случае лежит в области "интегралов-дифференциалов" принципиально ничего не меняетcя. А что до опыта проектировщиков ... На вопрос "почему?" слишком часто слышишь ответ "а мы так всегда делали" или "а там тоже не дураки сидят" - вот и все доказательство Извините, математика-механика для меня убедительней.

Платить за СВОЕ незнание деньгами ЗАКАЗЧИКА, конечно, очень удобно. Вот ежели бы своими, то ПРИШЛОСЬ бы изучить вопрос поглубже.
Но вот наша организация в прошлом году получила письмо. Так мол и так, ваш проект самый тяжелый из десятка сделанных в других регионах. Обяснитесь, пожалуйста, или готовьте 10 млн за необоснованный перерасход металла. Они были не правы, но это был уже не первый звоночек ... Так что считать заказчика лохом, ой, не стоит

[Разработчик]

Этот пример показывает идентичность расчета балки по Еврокоду3, СниП и СП.

Идентичность только в том, что все отталкиваются от одной и той-же задачи механики (сопромата, если хотите) - потеря устойчивости при изгибе упругой балки в плоскости большей жесткости. А дальше на расчитанную теоретически значение критической нагрузки, которое к нормам не имеет отношения, поскольку пи и в Африке - пи, накладывается правило понижения, которое уже абсолютно разное. В Еврокоде оно зависит от условной гибкости, расчетного сопротивления, сварка-прокат, СНиПе/СП - попроще, но явно не выписано. При малых гибкостях наша балка получится легче, при больших - их.

Размер 1.5м (расстояние от средней опоры до сечения с М=0) я взял из диараммы №1 Вашей публикации и это соответствует правилам построения эпюры моментов для двухпролетной балки с равномерно-распределенной нагрузкой. Это расстояние равно четверти пролета.

При чем здесь это? Пожалуйста, вот Вам та-же задачка, только балка в два раза длиннее и нагрузка вчетверо меньше. Теперь нулевая точка находится в 3-х метрах от опоры. Закрепления верхнего пояса через 4, 2, и 1м, и по прежнему критическая нагрузка стремится к бесконечности со скоростью 1/l^2. А куда ей еще деваться, при такой-то формуле.
В общем все, мне надоело из темы ухожу. Кто понял - удачи, кто не понял - делайте как хотите, крепче не будет, но и хуже не сделаете, разве что - дороже.

Для IBZ:
Расчетчик предланает игнорировать п.5.15 и п.5.16* СНиП "Стальные конструкции". Более того, и Расчетчик с этим согласился, он предлагает игнорировать и требования ныне действующего EC3.
Для строительных конструкций расчет является в достаточной степени условным. Посмотрите на формулы СНиПов. Они сильно отличаются от формул "классического" сопромата. Расчетчики считают идеальные модели, работа которых зачастую сильно отличается от работы реальных конструкций. Поэтому к тем результатам, которые дает математика-механика я всегда отношусь с определенной настороженностью. Конструирование - это более сложный процесс, чем просто заложить в конструкцию элементы, полученные по расчету. Имеются и конструктивные элементы или изменения в элементах, которые никаким расчетом обосновать нельзя. И здесь опыт проектирования играет решающую роль.
Вы обвиняете меня в том, что я плачу за свое незнание деньгами Заказчика. Меня это сильно удивляет. Практически любая правильно запроектированная строительная конструкция имеет большие запасы прочности по нагрузке. Есть ряд факторов, влияющих на прочность, которые никто не умеет учитывать. Традиционно они идут в запас. Платит за это Заказчик. И ничего здесь не поделать.

[and.rey]

Разработчику спасибо.
всем флудам еле пробрался через тему!
DK > По сути дайте чертеж конструкции! Предположим, что речь идет о балке в перекрытии с монолитной плитой. На что опирается балка - на колонны или на главную балку? И в том и в другом случае опоры не смещаемые в горизонтальном направлении, или нет? Насколько расчетная схема отражает действительную работу конструкции? Мы ведь имеем дело не с идеальными расчетными схемами!

Сообщение от and.rey Разработчику спасибо. всем флудам еле пробрался через тему! DK > По сути дайте чертеж конструкции! Предположим, что речь идет о балке в перекрытии с монолитной плитой. На что опирается балка - на колонны или на главную балку? И в том и в другом случае опоры не смещаемые в горизонтальном направлении, или нет? Насколько расчетная схема отражает действительную работу конструкции? Мы ведь имеем дело не с идеальными расчетными схемами!

Спасибо за предложение помочь мне в решении моих задач, но в данном случае не хочется отклоняться от темы обсуждения и вдаваться в конкретику. Об этом я уже писал в #88.

[Разработчик]

Да не предлагаю я эти пункты игнорировать, а как раз предлагаю использовать. Просто Вы неправильно их понимаете, а я пытался объяснить их смысл. Ну да ладно, я не об этом. Меня несколько удивило, что в новой редакции ЕС3 появилась нечеткая формулировка. Думаю, что появилась она только в английской версии, немцы вряд-ли такое допустят. Глянул в новый DIN18800 и действиельно: немцы есть немцы, никаких двусмысленностей и более того куча уточнений. Для тех, кто как и я не шпрехает даю пояснения к сканам (у нас профессиональная переводчица):
В п. 3.3.1 сказано, что проверка потери устойчивости плоской формы изгиба не надо производить при выполнении условий 3.3.2 или 3.3.3.
А в условии 3.3.2 есть две формулы (7) и (8), которые могут оказаться полезными нашим проектировщикам. В (7) дано соотношение для жескости трапецевидного профиля (надо только разобраться как они ее вычисляют в DIN 18807), а в (8) для жесткости настила, присоединенного к симметричному двутавру. Т.е. в отличие от наших норм, где сказано просто "жесткий настил, непрерывно опирающийся на сжатый пояс балки и надежно с ним связанный" и поди ж ты разберись что такое "жесткий" и какая связь "надежная", здесь подробно расписано как считать и как влияет способ закрепления (в каждую волну, через одну и пр.).
Впрочем, жесткость непрерывно связанной с балкой ж/б плиты в любом случае этому условию удоветворяет

[Lev_37]

Разработчик!
По Вашему первому примеру при пролете 6м расстояние до сечения с М=0 - 1.5м, по второму примеру - 3м при пролете 12м, т.е. 1/4 пролета. Об этом я упомянул в посте 95.

DK!
Меня заинтересовала Ваша ссылка на Катюшина В.В. Через поисковую систему нашел её и скачал. Это произошло 2 часа назад. Успел бегло посмотреть оглавление и более детально главу об обеспечению устойчивости рам при изгибно-крутильных воздействиях. Выяснил обоснование автора по раскреплению сжатых и растянутых поясов.
Должен отметить, что мои оценки и предложения приведенные в этой теме практически полностью совпадают с мнением автора и Вашим интуитивным предположениям.
Для убедительности привожу две страницы из этой книги. Эта книга - бальзам на душу и мозги инженера-строителя-проектировщика. Рекомендую пополнить свою электорнную библиотеку, не пожалеете.

[Разработчик]

По Вашему первому примеру при пролете 6м расстояние до сечения с М=0 - 1.5м, по второму примеру - 3м при пролете 12м, т.е. 1/4 пролета

Спасибо, просвятили, а то я не знал. Специально удвоил пролеты и уменьшил в 4 раза нагрузку, чтобы получить при тех же моментах расстояние до нулевой точки, которое вы почему-то считаете важным, больше, чем Ваши 1.71м. Впрочем, неважно, я понял, что Вы не хотите понимать - оставим.

[Lev_37]

Разработчик!
Ну это Вы напрасно!
Как говорится: с больной головы на здоровую. Жаль, что не можете понять азов строительной мехеники.

[SergL]

to Разработчик.
При всём моём огромном к вам уважении, интуитивно не согласен с вами.
В рисунке 4 поста №69 касающегося определения понятия балка, вы обозначили "НЕ БАЛКОЙ" сечение балки открытого профиля, для которого не соблюдается гипотеза плоских сечений. Между тем, при некоторых условиях возможна депланация сечений.
Но она ведь от этого не перестаёт быть балкой....
Опять-таки, как здесь уже упоминалось: в точках закрепления растянутого пояса в момент потери устойчивости будут возникать поперечные силы.
По правилу переноса сил получается дополнительный момент, воздействующий на сжатый пояс балки.
Так что, в моём понимании есть разница, какой пояс раскреплять.

[IBZ]

Сообщение от Lev_37 Разработчик! Жаль, что не можете понять азов строительной мехеники.

Разработчик, я представляю как ржут, читая такое, Ваши коллеги Небось, чаще Вас на сайт заходят.

P.S. Эх, правильно сказано : "Ни одно доброе дело не должно оставаться безнаказанным" ...

Сообщение от SergL Так что, в моём понимании есть разница, какой пояс раскреплять.

когда то интересовался этом вопросом. А поскольку чтение разных нормативных документов вызывает всегда больше вопросов а не ответов, то я просто пытался смоделировать балку в ансис-эдьюкэйшнл оболочечными и балочными_учитывающими_стесненное_кручение элементами. Правда меня интересовал не столько сниповский расчет на устойчивость плоской формы изгиба, а возможность появления дополнительных напряжений от стесненного кручения и то как это учитывается расчетом с фи_балочным. И в результате пришел к выводу, что само по себе раскрепление (линейное) пояса ничего не дает, если только раскрепляющий элемент не ограничивает возможность поворота балки. А тут уж, если соотноситься с практикой - смотря какой узел.
Более того, я пришел к выводу, что при выводе методики для вычисления фи_балочного в СНиП именно такое раскрепление (ограничение угла поворота) и подразумевается.
Разработчик, на мой взгляд, абсолютно прав в том смысле, что имеет в виду раскрепление верхнего пояса в сниповском математическом понимании. Если мы ограничим угол поворота сечения на любом из поясов + есть ребра, то это и будет раскрепление.
В то время, как если просто ограничить линейное смещение сжатого пояса - раскреплением это не будет (балка просто "уйдет" из под него). Хотя верхний пояс устойчивость при этом не потеряет, плоская форма изгиба будет нарушена.

[Разработчик]

IBZ

Разработчик, я представляю как ржут, читая такое, Ваши коллеги

Зря смеетесь.
Lev_37 и DK верят, что формулу (174) ЦНИИСК принес на скрижалях с горы Синай и теперь под звуки бубна пляшут у костра в надежде постичь божественную сущность "интуитивно ясной" lef. А дабы не быть уличенными в мракобесии сами объявили механику с математикой ересью, непригодной для строительных наук и кичатся тем, что избавлены от нее. Смешно? Кабы то были студенты - да, а так - грустно. Ну ладно, эту конструкцию не испортят, а ну как другой раз нашаманят в минус?
SergL

При всём моём огромном к вам уважении, интуитивно не согласен с вами

Вот еще один забавный... Ему формулы, графики, расчеты, DINы/Еврокоды а он в ответ аргументирует своей интуицией.

В рисунке 4 поста №69 касающегося определения понятия балка, вы обозначили "НЕ БАЛКОЙ" сечение балки открытого профиля, для которого не соблюдается гипотеза плоских сечений. Между тем, при некоторых условиях возможна депланация сечений.

Не пойму, чего тут больше недоученности или невнимательности? В расчете на кручение балки некруглого сечения депланация - основная функция, через производные которой вычисляются касательные напряжения, в расчете на поперечный сдвиг тоже. А на картинке показана (и в посте прописана) не депланация, а искажение контура сечения. Если контур искажается, то это уже не балка, а оболочка.
The_Mercy_Seat

то время, как если просто ограничить линейное смещение сжатого пояса - раскреплением это не будет (балка просто "уйдет" из под него). Хотя верхний пояс устойчивость при этом не потеряет, плоская форма изгиба будет нарушена.

Совершенно верно. Вот та же 12-метровая двухпролетная из 82-го поста. На первой картинке, как и там закрепление через каждые пол-метра от поворота и смещения, а на второй - только от смещения по краю верхней полки. Разница очевидна.

[Евгений, Екатеринбург]

Разработчик, Мне бы столько терпения как у Вас.
По теме все почти понятно, но с металлом. Очевидно что данные предпосылки неверны для тонкостенных профилей. Подскажите что в данном случае можно считать тонкостенными?
Мне пришлось столкнуться с аналогичной вещью только в железобетоне (тавр с растянутой полкой).
Так как высота стенки почти 6 толщин, возникли опасения за устойчивость сжатой части стенки (растянутая полка закреплена и от смещения и от поворота).
Подскажите Ваши соображения как посчитать узел сопряжения полки со стенкой в данном случае, насколько верно моделировать это оболочками задав некоторую случайную кривизну стенки?

[Разработчик]

Подскажите что в данном случае можно считать тонкостенными?

Я уже писал, что не исследовал этот вопрос. Но, делая ремонт в своей квартире, столкнулся с этими профилями, да еще и перфорированными (т.н. термопрофили) и, ворочая их в руках, видел, что контур сечения может искажаться. Есть несколько уровней тонкостенности: первый - это тот за который не заходит прокат: что-то вроде 37,8 в стенке и 12,9 в полке - это гарантирует, что ни при каком НДС не возникнет локальная потеря устойчивости полки или стенки прежде, чем будет исчерпана несущая способность сечения по Ry. Дальше начинается второй уровень, когда таки это становится возможным и тут уже две ветки: либо ставим ребра, предотвращая возможность локалной потери устойчивости, либо редуцируем сечение и считаем на прочность-устойчивость балку с I и W ослабленными за счет потерявших устойчивость участков сечения (в ЕС3 это называется 4-м классом сечений). Теоретически могу предположить, с учетом того, что щупал, что у 4-го класса тоже должны быть ограничения, за которыми балочный подход неприменим, но каковы они - не знаю и, обсуждая как-то проблему расчета термопрофилей с Эдуардом Левоновичем Айрумяном, понял, что пока еще никто не знает, увы.

тавр с растянутой полкой. Так как высота стенки почти 6 толщин, возникли опасения за устойчивость сжатой части стенки (растянутая полка закреплена и от смещения и от поворота).

Т.к. полка закреплена, то потеря устойчивости может быть только локальной, стенка тавра закреплена с одной стороны, значит для нее нужно использовать соотношение, как для полки в прокате, т.е. 12.9 и Ваши 6 далеки от проблемы.

Подскажите Ваши соображения как посчитать узел сопряжения полки со стенкой

А я вообще не понимаю, почему в наших СНиП/СП этот расчет не прописан. Как проектировщики определяют поперечную арматуру, необходимую для связи полки и стенки? В ЕС2 и немецком DIN1045-1 есть для этого специальный расчет, воспользуйтесь им.

Сообщение от Разработчик Lev_37 и DK верят, что формулу (174) ЦНИИСК принес на скрижалях с горы Синай и теперь под звуки бубна пляшут у костра в надежде постичь божественную сущность "интуитивно ясной" lef. А дабы не быть уличенными в мракобесии сами объявили механику с математикой ересью, непригодной для строительных наук и кичатся тем, что избавлены от нее. Смешно? Кабы то были студенты - да, а так - грустно. Ну ладно, эту конструкцию не испортят, а ну как другой раз нашаманят в минус?

Уж если кто и напоминает шамана, так это Разработчик. Под свои заклинания и с бубном он пляшет у костра и совершенно не видит, что творится вокруг. Отечественные нормы ему не указ. Он ссылается на EC3. Но и здесь, как оказалось, Разработчик не сумел найти поддержку. Тогда выкладывается DIN, но только без перевода. И опять звучат заклинания, что профессиональный переводчик ему что-то перевел. Практика строительства отметается полностью. В том числе и зарубежная. Аргументы специалистов игнорируются. Есть только одно заклинание: "Я так сказал". Именно при таком подходе к строительству недолго дошаманиться и до аварии.

[SergL]

to Разработчик

Вот еще один забавный... Ему формулы, графики, расчеты, DINы/Еврокоды а он в ответ аргументирует своей интуицией

Это я не аргументирую так, а хочу с вашей помощью уяснить для себя этот вопрос. Вот такой ход конём.

Не пойму, чего тут больше недоученности или невнимательности?

Недоученности, честно признаюсь...Вернее скажу: многое позабыто. Особенно кручение.

[IDmon]

Всем доброго дня ! Кто владеет расчетными программами , помогите определить опорные реакции в неразрезной балке.

[Ильнур]

Сечение и материал балки?
Характер такой:

[IDmon]

Два спаренных металлических двутавра №100Б1, интересует наибольшая нагрузка на опору, по эпюре понятно какая опора , если не трудно нужны ординаты в числах.

[мозголом из Самары]

Сообщение от Ильнур Сечение и материал балки?

А на что это влияет?

[Ильнур]

Сообщение от мозголом из Самары А на что это влияет?

Это напрямую влияет на общую политическую обстановку в мире.

[IDmon]

Большое спасибо Ильнур.

[nata85]

Привет вот расчет той схемы

[IDmon]

nata85 . спасибо за подробный ответ!

[Тетя Оля]

Здравствуйте. У меня вопрос: я рассчитываю прогон по неразрезной схеме. он из металлического швеллера а кровля из сэндвич-панелей, можно ли панели считать жестким настилом и не считать прогон на устойчивость?

[Ильнур]

Сообщение от Тетя Оля Здравствуйте. У меня вопрос: я рассчитываю прогон по неразрезной схеме. он из металлического швеллера а кровля из сэндвич-панелей, можно ли панели считать жестким настилом и не считать прогон на устойчивость?

Допустим, нет (пока допустим). Тогда: как Вы собираетесь считать прогон на устойчивость при косом изгибе? Пункты и формулы СНиП.

[Тетя Оля]

я посчитала на изгиб и на потерю устойчивости стенки по Снипу

[Тетя Оля]

Но тогда получается профиль значительно больше чем при условии что сэндвич (или профнастил) раскрепляет. Хотела посчитать тогда болты, чтобы раскрепление выполнялось, но столкнулась с тем, что не знаю что брать за усилие, на которое считать болты

[Ильнур]

Сообщение от Тетя Оля Но тогда получается профиль значительно больше чем при условии что сэндвич (или профнастил) раскрепляет. ...

Сэндвич и профлист могут быть совершенно разными. По профлисту для малых уклонов есть методика ЦНИИСК.
По сэндвичам (до 7 градусов):
4. В расчетах прогона можно учесть раскрепление верхнего пояса швеллера винтами крепления сэндвичей. Сэндвичи сшиты между собой (вдоль ската), поэтому они не могут взаимосдвигаться, соответственно вся панельная система держит прогон из плоскости (через нижнюю обшивку и винты, а так же через трение). При этом нагрузка (скатная) передается на опору швеллера на 95% через КРАЙНИЙ винт (винт, ближайший к опоре), даже если пренебречь трением (а она есть и будет непременно). В Вашем случае это где-то 90 кг на срез винта (вернее, разрушение околовинтовой зоны обшивки). Хилти 4,7 мм держит обшивку 0,55 мм до усилия 300 кг.
При такой работе швеллер практически не воспринимает скатную составляющую, ибо жесткость обшивки по скату огромна по сравнению с жескостью швеллера из плоскости швеллера (в плоскости ската).
Тема на тему сэндвичей как раскрепление для скатной на форуме была.

[GIP]

ГОСПОДА, подскажите литературу, в которой очень подробно "разжевано" как вручную построит эпюры моментов и поперечных сил в многопролетной неразрезной балке, желательно с учетом разных сечений в каждом пролете......

[Zooey]

Подойдет любая литература по стоймеху, где есть расчет статически неопределимых систем. Например http://dwg.ru/dnl/1100

[Ilez]

Сообщение от GIP ГОСПОДА, подскажите литературу, в которой очень подробно "разжевано" как вручную построит эпюры моментов и поперечных сил в многопролетной неразрезной балке, желательно с учетом разных сечений в каждом пролете......

если методом составления уравнений трёх моментов, то из 4-5 книг самой "понятливой" для меня оказалась "Строительная механика в примерах и задачах" под редакцией Кисилёва (1968), хотя там и кратко расписывалось. http://dwg.ru/dnl/2040
Offtop: Насколько этот метод подходит для программ не знаю

[GIP]

Сообщение от Ilez под редакцией Кисилёва (1968)

да, потом за этим методом идет метод моментных фокусов и на самом интересном месте нет 176 и 177 страницы....!!!!

[wvovanw]

http://dwg.ru/lib/1198

[GIP]

всем привет.

кто может сходу быстро и по простому сказать как определить угол поворота сечения неразрезной многопролетной балки
над опорой или книгу посоветовать.....без справочных таблиц по построенным эпюрам моментов, поперечных сил и опорным реакциям....
P.s. нужно кое-что быстро проверить.....сопромат подзабыл совсем....(

спасибо, кто поможет.....

[IBZ]

Сообщение от GIP нужно кое-что быстро проверить....

1. В качестве основной системы метода сил выбираем разрезную балку с шарнирами на опорах.
2. В месте, где интересует поворот, прикладываем единичные моменты справа и слева от сечения.
3. Перемножаем эпюры от единичных моментов (треугольники) на фактические эпюры моментов в соответствующих пролетах.
4. Результат перемножения эпюр слева и справа от опор - соответственно угол поворота от загрузки левого и правого пролетов, а их алгебраическая сумма суммарный поворот сечения.
5. Если не забыли разделить не значение EJ и не перепутали размерность - это и есть Ваше искомое суммарное угловое перемещение.

[non-live]

Сходу без таблиц нет - там ведь статическая неопределимость, несколько уравнений, вскрытие неизвестных и т.д. Деформационная проверка))
Хотя может и есть универсальное уравнение для углов поворота, в чём сильно сомневаюсь.

[v.psk]

Мб. это подойдет?
http://dwg.ru/dnl/13530

[GIP]

нужно вручную посчитать....

что касется расчета прогибов, то эта программа при расчете деформации для ЖБК не учитывает армирование и наличие трещин....

[mainevent100]

или это?
Александров - Сопротивление материалов (стр. 256-267)

[v.psk]

Сообщение от GIP для ЖБК не учитывает...

про ЖБК был не в курсе. в xls что-то было. надо искать.

[GIP]

мысли вслух....
где-то мне попадалось в теории расчета через уравнение трех моментов, расчет угла поворота сечения на опоре через реакцию на опоре....

[IBZ]

Сообщение от GIP где-то мне попадалось в теории расчета через уравнение трех моментов, расчет угла поворота сечения на опоре через реакцию на опоре....

Возможно, где-то и есть какие-то частные случаи. В общем же виде такого быть не может в принципе - угол поворота зависит количества пролетов, их длин и характера загружений всех пролетов.

При наличии итоговой эпюры, общий метод расчета изложен в п. 132 - для ручного проще ничего не найдете

[GIP]

Сообщение от IBZ При наличии итоговой эпюры, общий метод расчета изложен в п. 132 - для ручного проще ничего не найдете

или все-таки, (если по таблицам) можно, рассмотрев отдельный пролет по справочным таблицам ?

у меня конкретно многопролетка с шарнирами по краям , именно последняя опора интересует, угол поворота на ней

вот что-то такое видел....

[Ilez]

Сообщение от GIP у меня конкретно многопролетка с шарнирами по краям , именно последняя опора интересует, угол поворота на ней

тогда можно составить уравнение начальных параметров для предпоследней опоры по прогибам справа налево. Это уравнение будет равно 0 (перемещение в опоре) и будет одна неизвестная - угол поворота начальной точки (при составлении уравнения справа налево последней опоры).
Набросал примерно на рисунке, надеюсь ничего не упустил...

[mainevent100]

Сообщение от Ilez тогда можно составить уравнение начальных параметров

действительно, отличный и быстрый способ!
(если, конечно, уже предварительно определены опорные реакции)

[GIP]

спасибо за наводку, вот еще книжку по этому способу понятную порекомендуйте,
а то перемножение эпюр как-то напряжно....

[Ilez]

Сообщение от mainevent100 (если, конечно, уже предварительно определены опорные реакции)

Да. GIP упомянул в #131 о найденных опорных реакциях.

Сообщение от GIP вот еще книжку по этому способу понятную порекомендуйте

У Александрова вроде понятно. На стр. 237 даже маленький пример есть - там кстати фи0 находится в конце. Вот его Вы и ищете как я понял. Только нужно составлять уравнение с правого конца. Лучше для предпоследней опоры, чтобы задействовать как можно меньше опорных реакций и внешних нагрузок, а дальше по примеру #141 (хотя там сосредоточенного момента нет).

[GIP]

Ilez, реально крутой метод, можно посчитать...спасибо за инфу....
кто тоже с ним разбирается, то нашел понятную статью для ленивых - http://ssopromat.ru/metod-nachalnyih-parametrov/

да, еще вопрос, в вашем примере (на листочке) можно ли выполнить тот же расчет, если в пролете В-С балка была бы
сечением отличным от C-D ?

[Ilez]

Сообщение от GIP да, еще вопрос, в вашем примере (на листочке) можно ли выполнить тот же расчет, если в пролете В-С балка была бы сечением отличным от C-D ?

Да, насколько я понимаю.
Offtop: Спасибо за ссылку, неплохо разъяснили