[Mirotvoretz]

Требуется рассчитать колонну сплошного сечения (двутавр колонный) высотой 9м.
Схема нагрузок и схема каркаса здания - в приложении.
Нагрузка на колонну - вертикальная от перекрытия + снеговая и боковая (ветер) q=0,42т/м.
Закрепление узлов - снизу жёсткое, сверху - шарнир. Подкрановая балка отсутствует.

Правильно ли я задаю исходные данные?

N - продольная сила 15т
M - момент в плоскости стенки: M=3,78*9= 34тм
Mx - момент для расчета из плоскости Mx=2/3*34= 22,6тм
Lx - расчетная длина в плоскости действия момента Lx=0.7*9=6,3 м
Ly - расчетная длина из плоскости момента Ly=6 м
марка стали - С235
коэффициент условий работы 0,95
предельная гибкость Я=210-60а

По расчёту получается двутавр №25Ш1 (СТОАСЧМ 20-93)
Правильно ли я делаю, что заменяю распределённую нагрузку (ветровую) на сосредоточенную в верхней точке?
Просьба проверить расчёт...

[igr]

Расчетная длина в плоскости не 6.3 м будет.Считать по СниП надо.Я думаю расчетная длина в плоскости получится гдето более 15 м.Поэтому и получился двутавр №25Ш1.Из таких двутавров только фахверк делать.

[McCobra]

Во первых распред нагрузка от ветра зависит от высоты (опред по СНИП), и является "наеравномерно распределённой". Замена на равномерно распределённую выполняется либо по равенству моментов в опоре либо по равенству площадей эпюр

[igr]

Момент в плоскости надо определять из расчета поперечной рамы на ветер и снег

[Puffi]

Интересно а зачем нижний пояс крепить к колоннам. Опорный раскос нисходящий соответственно опорная реакция от фермы будет передаваться в узле крепления верхнего пояса. Следовательно у вас либо колонна получится выше, либо вам придется ферму опустить ниже.
Предельная гибкость для основных колонн 180-60*альфа (альфа=0,5...1). По моему опыту 9м из плоскости по гибкости еле-еле проходит 30К1.

[igr]

Да правильно.Придется переделать конструкцию и заново перещитать.

[McCobra]

Ещё насчёт ветра. Помимо распределённой на стену, есть ещё и распределённая нагрузка действующая на торец фермы, там нужно приложить гориз сосредоточ, н-ку. Так что определённо пересчитывать.

[Evgeniy_73]

Расчетная длина в плоскости рамы будет 2*l. Где l - длина от заделки до опорного узла фермы (узел в.п. и опорного раскоса). Т.е более 18м, и сталь лучше принять 245.

[igr]

Не 2L а немного меньше.Определяется по СНиП с учетом жесткости фермы

[Evgeniy_73]

При шарнирном опирании фермы расчетная длина колонны - 2L. Упрощенно ферма - ригель с бесконечной жескостью. При восходящем опорном раскосе - ось ригеля - ось н.п. фермы. При нисходящем - ось верхнего пояса.

[Beirut]

Крепление колонны в низу жесткое, фермо вполне вероятно крепится шарнирно к колонне, согласно приложения О.4 СП 53-102-2004, коэффициент в плоскости равен 2 ,а из плоскости в зависимости от системы распорок и вертикальных связей.

[igr]

2L - расчетная длина колонныЮ когда снизу заделка, а сверху вообще ночего нет - ни шарнирного примыкания никакого табл.28 СП.Если что то примыкает даже шарнирно будет чуть меньше.Проверим?

[Evgeniy_73]

стр. 332 Горев т.1

[Паша П.М.]

Сообщение от igr 2L - расчетная длина колонныЮ когда снизу заделка, а сверху вообще ночего нет - ни шарнирного примыкания никакого табл.28 СП.Если что то примыкает даже шарнирно будет чуть меньше.Проверим?

Пусть будет в запас Даже во всех книжках для таких рам берут 2L

[igr]

Согласен.Там запас процентов 10-15.А что автор молчит, кто будет по нашим замечаниям переделывать?

[Mirotvoretz]

Получается, что:

1. Расчётная длина в плоскости 2*L=2*9=18м? (и это с запасом)
2. Какое всё-таки опирание колонны при такой высоте принимать лучше: шарнирное, либо жёсткое?
3. Ферма, скорее всего, будет опираться сверху на колонну, т.е. шарнирно.
4. Правильно ли рассчитан момент от ветровой?

[igr]

1.Расчетная длина 18 м
2.Жесткое
3.Если сверху шарнир, то снизу жестко.
4.Момент в колонне определяется из расчета поперечной рамы на снег и ветер

[Mirotvoretz]

Получается, моя задача сейчас - по расчёту поперечной рамы точно определить момент и поперечную силу?

Сообщение от igr Момент в колонне определяется из расчета поперечной рамы на снег и ветер

Допустим у нас не рама, а отдельно стоящая колонна с приведёнными нагрузками - это не будет примерно тем же самым?

[igr]

Одельно стоящая колонна, вообще не воспринимает ветер, тк нечем воспринимать ширины нет.Ветер воспринимает фахверковые колонны, половину передают на фундамент, а половину на верхню распорку опертую на верх колонн.Поэтому половина ветра в виде сосредоточенной силы прикладывается к верху колонны.Уфф!! домой пошел.

[viqa]

Сообщение от igr 2L - расчетная длина колонныЮ когда снизу заделка, а сверху вообще ночего нет - ни шарнирного примыкания никакого табл.28 СП.Если что то примыкает даже шарнирно будет чуть меньше.Проверим?

11.3.4 Коэффициенты расчетной длины колонн постоянного сечения в плоскости свободных и несвободных рам при жестком креплении ригелей к колоннам и при одинаковом нагружении узлов, расположенных в одном уровне, определяют по формулам таблицы 29.

таблица 28 СП как и табл 71 СНиП в данном случае не годится

[igr]

Так сколько будет расчетная длина?

[wasilij1973]

В зависимости от заделки колонны и схемы связей и распорок.

[igr]

Какая расчетная длина колонны в плоскости рамы - число в метрах?

[Mirotvoretz]

Посчитал расчётную длину в NormCAD - в плоскости рамы получается 2L=18м

[Ильнур]

Сообщение от viqa таблица 28 СП как и табл 71 СНиП в данном случае не годится

igr

Так сколько будет расчетная длина?

Mirotvoretz

Посчитал расчётную длину в NormCAD - в плоскости рамы получается 2L=18м

Таблица 17,а годится при условии, что вертикальные нагрузки на колонны одинаковы. Шарнирность наверху в схемах таблицы учитывается примечанием в п.6.10. Таким образом, СНиП даст мю ровно 2.
Это можно установить и без СНиПа:
Одиночная стойка, защемленнная внизу,свободная наверху и нагруженная сосредоточенной нагрузкой наверху, как всем известно, имеет мю=2.
Теперь возьмем две такие стойки, не соединенные. Каждая будет иметь мю=2 .
Теперь соединяем их верха так, чтобы формы потери устойчивости, наблюдаемые в отдельных стойках, не изменились. Т.е. например кладем на шарнирах балку или ферму. Очевидно, что при синронной работе стоек каждая стойка потеряет устойчивость (согнется в дугу) совершенно так же, как если бы стояла в одиночестве.
При попытке изогнуться в разные стороны стойки будут помогать друг другу, растягивая балку (ферму), и каждая колонна может уже нести гораздо больше нагрузки. Т.е. расч. длина резко уменьшится.
Спрашивается, какое мю (2 или меньше) надо брать в расчет? Разумеется, большую (худшую) расч. длину, т.к. вероятность поведения системы именно таким образом (обе колонны "поехали" в одну сторону) не меньше, чем наоборот. Т.е. на практике система именно так и грохнется .
Теперь посмотрим, что будет при разных нагрузках на двух колоннах. По аналогии с вышесказанным, менее нагруженная колонна будет отставать от более нагруженного, даже если они валятся в одну сторону, и менее нагруженная будет помогать более нагруженному. Т.е. более нагруженная уже может нести несколько больше, чем если бы она была в одиночестве. т.е. расчетная длина уменьшится (мю<2).
На практике, если разница в верт. нагрузках не сильная, берем мю=2 (как видим, в запас) и не грузимся.
И для общего развития: при определении расчетных длин в СКАД для менее нагруженной колонны (второй случай) мю будет больше 2-х. Но это не повод для паники: там и нагрузка меньше , и никто не мешает Вам применить 2.

[igr]

Может я ошибаюсь, тогда поправьте.У меня был случай трехпролетной рамы с жестким верхним узлом.Высота рамы 17м.Снеговая нагрузка неравномерная из-за примыкания к более высокому зданию.По памяти коэффициент мю в плоскости составил где 1.8 - 1.9.Получилась сварнная колонна высотой 450 мм, стенка 18 мм полки 42 мм.В данном случае однопролетные свободнаые рамы с одинаковой нагрузкой в верхнем узле.Мю равно 2.И только принеравномерном загружении п.11.3.7 СП возможно снижение мю из-за учета влияния соседних колонн.Но на практике лучше брать худший случай

[Mirotvoretz]

Сообщение от Ильнур кладем на шарнирах балку или ферму

А если ферму крепить к колонне тоже жёстко - будет ли в этом случе мю меньше 2?

[igr]

Будет меньше

[Mirotvoretz]

igr, а насколько меньше?

[igr]

Это считать надо

[Evgeniy_73]

Если ферму принять как ригель с бесконечной жесткостью, то при жестком узле фермы с колонной и заделкой колонны мю=0.5

[igr]

Принять можно что угодно, а как сделать?

[Evgeniy_73]

Сделать - посчитать жесткость фермы и по формулам снипа определить мю (табл. 17а)

[igr]

Ну да.Только для однопролетной рамы думаю 0,5 не получтися

[Evgeniy_73]

Извиняюсь, ошибся, мю=1

[igr]

Думаю больше

[Evgeniy_73]

Формула 69 табл.17а снипа. Нужно знать отношение жесткостей колонны и фермы, а оно будет очень большим. Отношением высоты колонны и пролета условно можно прененебречь, получим число n. По формуле 69 получим число очень близкое к 1.

[igr]

Это словесные рассуждения.А цифирь получается больше

[Evgeniy_73]

Насколько больше? Можно привести пример? И озвучить цифирь?

[igr]

Я приводил пример в посте#26

[Evgeniy_73]

В примере заделка колонны жесткая? Ригель - ферма?

[igr]

В примере непонятно, можно считать как шарнир и жесткий узел

[Ильнур]

В примере внизу защемление - на п.1 так и написано:.

Закрепление узлов - снизу жёсткое, сверху - шарнир. Подкрановая балка отсутствует.

Теперь нам интересно, что будет, если и наверху жестко сопрячь:

Сообщение от Evgeniy_73 Насколько больше? Можно привести пример? И озвучить цифирь?

Озвучиваю цифирь
1,2-1,4. Это то, что чаще всего получается при зданиях с обычно-привычными размерами.
Ну бывает и 1,03, и 1,78

[igr]

Ильнур,Вы наверное лучше знаете этот вопрос.Я уже два года не занимаюсь металлом,а все больше монолитом,поэтому отстал.

[Evgeniy_73]

Если взять мю=1.3, высоту колонны 6м, пролет фермы 36 м получается что соотношение жескостей ригеля - колонны 1/15. че-то какая-то жидковатая ферма получается.

[viqa]

Сообщение от igr В примере непонятно, можно считать как шарнир и жесткий узел

если ферма крепится одним поясом жесткий узел не получится конструктивно. шарнир вверху и снизу колонны тоже нельзя
единственный вариант в плоскости рамы колонна внизу защемление, ферма - шарнирно. мю колонны 2.
из плоскости возможны 3 варианта
1. колонна закреплена шарнирно, нет распорок, есть вертикальные связи: мю 1, применяется при небольших высотах
2. колонна закреплена шарнирно, есть вертикальные связи и распорки мю = расстоянию от низа (верха) колонны до оси распорки
3. колонна закреплена жестко, нет вертикальных связей (когда невозможно поставить) мю=2 (так же как и в плоскости рамы)

[ФАХВЕРК]

Моё скромное совпадёт с мнением большинства - мю=2. Колонна само собой, но прошу не забыть условия (читай - "предпосылки") для применения жёстких (рамных) узлов. Согласно рекомендациям многих учебников по стальным конструкциям применение жёстких узлов рационально не во многих случаях. А вот и кратюсенькая выдержка из книжищи Сахновского. И потом , о чём говорилось на форуме, не надо стараться всё увешивать рамными узлами - они требуют внимания)) к себе при изготовлении на заводе и при монтаже, а также при дальнейшей эксплуатации.

[igr]

Не так страшен черт , как его малюют.До 24 м рамные узлы не так сложны

[Mirotvoretz]

Понятно, что пусть в запас, но мю лучше принять равным 2.

Как мне строить расчёт колонны дальше?
Видно, что требуется рассчитать сжато-изогнутую колонну (в нашем случае прокатный двутавр). Причём внизу - жёсткая заделка, вверху - шарнирное опирание фермы.
А именно - как правильно определить момент от ветровой нагрузки? При высоте зданий по СНиП до 10м ветровое воздействие можно принимать равномерно-распределённым (q=0.042т/п.м.)
Момент от равномернораспределённой М=ql^2/8 ==> M=42*9*9/8=0.42тм?

[wasilij1973]

Сообщение от viqa если ферма крепится одним поясом жесткий узел не получится конструктивно

По рисунку ферма не треугольная, а полигональная, так что теоретически можно и жестко, НО соотношения высоты фермы в пролете и на опоре указывают, что наиболее целесообразно- шарнир, по очертанию эпюры моментов.

Сообщение от viqa шарнир вверху и снизу колонны тоже нельзя

А если шарнирно-связевая схема? (просадочные грунты) Тогда поперечные связи (или диафрагмы) рекомендуются (кажется Кузнецовым) через два-три шага колонн (36...48м). Отсюда первый вопрос корифеям: Какие еще есть ограничения на шарнирно-связевую схему?
2_Mirotvoretz
Ваши

Сообщение от Mirotvoretz ql^2/8

- это для жесткой базы и шарнирного верха, неподвижного в плоскости сечения колонны. А если считать колонну как консоль, то момент в заделке будет больше.
Отсюда второй вопрос корифеям: если связи по покрытию распределяют ветер на поперечные диафрагмы, то податливость связей по покрытию будет определять по какой схеме считать автору момент? или можно их принимать как жесткий диск.
ИМХО: Получается, если два шарнира, то и момент тот-же и мю не больше, а геом.неизменяемость обеспечиваем общей схемой каркаса.

[igr]

Не считают по таким формулам усилия в колонне.Надо целиком рассматривать раму на нарузку от ветра и снега.

[Mirotvoretz]

Не подскажете, где можно найти достаточно подробный пример расчёта такой расной конструкции?

[igr]

Любой учебник по МК Муханов, Васильев, Стрелецкий.Наиболее подробно расчет каркасов изложен в книге Примак Н.С. Расчет рамных конструкций одноэтажных промышленных зданий.Но так считали вручную 30 лет назад.Сейчас в любой расчетной проге строят расчетную схему типовой рамы или всего здания и определяют РСУ

[Mirotvoretz]

Вот создал рассчитываемую раму в Lira 9.2.
Большая просьба к знатокам Лиры посмотреть статический расчёт и указать на ошибки...
(расчёт во вложении)

[wasilij1973]

Жаль, что лиры не имеем...

[Lev_37]

Миротворец!
Несущая способность, устойчивость и прочность каркаса здания обеспечивается установкой вертикальных связей между колоннами, связей по нижним поясам ферм по торцам и в панелях ферм по одной из продольных стен, стальных прогонов по верхним поясам ферм.
Расчетная длина колонн H0=мю*Н=0.7*9=6.3м, гибкость в плоскости рамы 630/10.43=60.4<150, из плоскости рамы: 630/4.18=150 (достаточно устойчиво.

[Mirotvoretz]

Lev_37, спасибо за комментарий. Конечно, при мю=0,7, гибкость колонны при таких нагрузках вполне достаточна.
Но, опять же будет ли правильным, если я рассчитаю просто отдельно стоящую колонну с жёстким низом и шарнирным верхом? Ведь, если рассматривать рамную конструкцию, то мю по СНиПу будет равно 2.
Хотя очень хотелось бы считать 0,7.

[viqa]

посмотрите внимательно где мю =0,7, стойка шарнирно к чему-то прикреплена, через ферму к другой точно такой же стойке?
они вместе упадут, вот если б другая колонна была б жесткостью в несколько раз больше
здесь мю 2 без всяких запасов

Хотя очень хотелось бы считать 0,7

Offtop: а зарплата наоборот с коэф 2 лучше, чем с 0,7

[Mirotvoretz]

Прилагаю расчёт сжато-изгибаемого двутавра, сделанный в NormCAD.
Условно принял мю=1. Получается, что проходит двутавр не ниже 35К1.
Если же мю=2, то не хватает сортамента...

Вообще, может у кого - нибудь была аналогичная задача. По опыту, 9-метровая колонна какой должна иметь профиль?

[viqa]

на 8,4 м 40Ш1

[Mirotvoretz]

viqa, как рассчитывали колонну? В программе, либо вручную?

[viqa]

сначала подбираю в лире, готовое сечение окончательно проверяю вручную

[Mirotvoretz]

viqa, вы смотрели мою схемку из поста #54? Всё ли там правильно?
Меня смущает маленький момент - либо неправильно задаю ветровую нагрузку, либо что-то не то со схемой...
Когда перегоняю в Лир СТК, сечение колонны выходит двутавр 26К1 - это меня смущает...

[igr]

Вот это ближе к жизни

[Mirotvoretz]

igr, в смысле, ближе?

[igr]

40Ш1.А зачем так сложно сначала в Лире , затем вручную?

[viqa]

[quote=Mirotvoretz;579117схемку из поста #54? [/QUOTE]

у вас жесткое опирание фермы, это учтено при конструировании узла? я бы делала шарнирное
не хватает ветра действующего в уровне фермы

у меня нагрузка была 2,2 т на м.п. фермы, немного больше
колонны из плоскости раскреплены, двутавр Ш получился

лира подбирает сечения перебирая по порядку, нет у нее человеческой логики.

[Mirotvoretz]

viqa, при опирании фермы на колонны вроде бы задавал шарнир: разрешены перемещения по X и поворот UY - поправьте, что не так? Правильно ли я задаю ветер как равномерную нагрузку по всей длине колонны? И ещё: нагрузку от ветра на ферму задавать аналогично?

[viqa]

извините если невнимательно посмотрела, у меня лира на служебном нотбуке, дома его не подключить к интернету, я сиже на домашнем лень перекидывать если это плоская рама, то шарниров достаточно
ветер на колонну равномерно распределенна, в верхней точке сосредоточенная нагрузка на высоту от верха колонны до верхней точки парапета или отметки конька - что выше, можно по правилам приложить к ферме, но погрешность будет небольшая, чтоб тратить время

[Mirotvoretz]

Вот расчёт колонны в сателлите SCAD - Кристалле.
Проверьте, правильно он выполнен? По итогам расчёта получается №30К1.
Скрины из программы - во вложении. И можно ли доверять кристаллу?

[wasilij1973]

Коэффициент условий работы- 1,1 ???
Это только для расчета колонн на прочность. Вам нужен расчет на устойчивость.

[Volod'ka]

Надо подправить:
Расчетное сопротивление - а то вроде в первом посте С235.
Коэф. условий работы,
Коэф.надежности по ответственности - вряд ли это особо ответственное здание.
И нагрузка вроде сначала была 15 т.
А так - верно.

[Mirotvoretz]

Спасибо.
Подправил коэф.условий работы -0,95 и коэф. надёжности - 0,95.
Правильно ли заданы нагрузки - в частности момент и ветровая?

Вам нужен расчет на устойчивость.

- разве кристалл не считает колонну на устойчивость?
И ещё: кристаллу можно доверять? - что-то у меня сомнения по поводу получаемого сечения...

[Ильнур]

Сообщение от Mirotvoretz .. - разве кристалл не считает колонну на устойчивость? И ещё: кристаллу можно доверять? - что-то у меня сомнения по поводу получаемого сечения...

Кристаллу в этой проверке ("стойки") можно доверять, поверка производится по 15-20-и пунктам СНиП, в тч. на устойчивость при внецентренном сжатии. Не производится только проверка местной устойчивости полок и стенки - но в данном случае это не актуально - сечение прокатное, аномальных сосредоточенных нагрузок нет.
Сверить кристалл можно с тем же скадом в постпроцессоре проверок, там такие же проверки.

[IBZ]

Сообщение от Ильнур Кристаллу в этой проверке ("стойки") можно доверять, поверка производится по 15-20-и пунктам СНиП, в тч. на устойчивость при внецентренном сжатии. Не производится только проверка местной устойчивости полок и стенки - но в данном случае это не актуально - сечение прокатное, аномальных сосредоточенных нагрузок нет.

Отсутствие проверки местной устойчивости приводит автоматом к принципиальному отсутствию редуцирования сечения, характерному отнюдь не только для сварных, но и для прокатных сечений. Неучет этого фактора приводит к ошибкам проверки устойчивости в плоскости, из плоскости и при изгибе в 2-х плоскостях. И что же после этого верного остается ?

[Lev_37]

Сообщение от Mirotvoretz Правильно ли заданы нагрузки - в частности момент и ветровая?

Неверно принята расчетная схема стойки. Стойка у тебя с защемленным нижним концом и шарнирным верхним или по аналогии балка с защемленной и шарнирной опорой, загруженная равномерной нагрузкой.
При q=0.42т/м момент в защемлении равен 4.25тм и средней трети высоты - 2.39тм. Поперечная нагрузка в защемлении - 2.36т, по верху стойки - 1.42т.
Предельная допустимая гибкость стойки по табл.19 СНиП в обеих направлениях - 150 и при расчетной длине 6.3м можно принять элемент с радиусом инерции 6.1см. Стойка из 25Ш1 не устойчива из плоскости рамы, т.к. i=4.18см. Необходима установка межколонных распорок.
Предлагаю принять стойки из гнутосварного квадратного профиля 180х180х5. Устойчивость обеспечена и экономия стали на стойках 39%.
В первом посте ты должен был указать:
- климатические условия местности;
- назначение здания;
- отапливаемое или не отапливаемое;
- материал стен и покрытия.
Судя по ветровой нагрузке 420/6=70кг/м2 здание строится на побережье штормового моря. Так ли это?
Кто ты по образованию: электрик, сантехник, ...? Но не строитель!
Зачем берётесь не за своё дело!?

[Ильнур]

Сообщение от IBZ Отсутствие проверки местной устойчивости приводит автоматом к принципиальному отсутствию редуцирования сечения, характерному отнюдь не только для сварных, но и для прокатных сечений. Неучет этого фактора приводит к ошибкам проверки устойчивости в плоскости, из плоскости и при изгибе в 2-х плоскостях. И что же после этого верного остается ?

Для проверки местной устойчивости имеется спецраздел, при подозрении можно легко провериться.
30 К1 в данном случае никак не вызывает подозрений: отношение толщины к ширине стенки 1:25 и 1:10 полки.
Да и Ш тоже.
При нагрузке 20 тн, 0,42 т/м, высоте 9 м и мю 0,7 и 2 сечения 30 К1 или 40Ш1 используются на 30-40 %. О каком редуцировании можно говорить при такой картине НДС и таких толстенных листах? Вес одной колонны при таких сечениях 800 кило

[таи]

Сообщение от IBZ Отсутствие проверки местной устойчивости приводит автоматом к принципиальному отсутствию редуцирования сечения, характерному отнюдь не только для сварных, но и для прокатных сечений. Неучет этого фактора приводит к ошибкам проверки устойчивости в плоскости, из плоскости и при изгибе в 2-х плоскостях. И что же после этого верного остается ?

Есть у меня одна простенькая программа в Екселе, которая дает редуцирование специфических профилей (коробочки), не всех, правда, типоразмеров, при определенных длинах и нагрузках.
Но то она и коробочка - ей и положено редуцировать.
Я позволил себе выделить Ваши слова, как полностью справедливые в отношении "гнутиков",... но "Ш" и "К" редуцирующие...., может (со слабой надеждой в голосе - они этим не занимаются все таки?)
Разработчик показывал как то сколь незначительно редуцируют "толстые" сечения - можно было смело пренебречь тем редуцированием.

[IBZ]

Сообщение от таи ... позволил себе выделить Ваши слова, как полностью справедливые в отношении "гнутиков",... но "Ш" и "К" редуцирующие...., может (со слабой надеждой в голосе - они этим не занимаются все таки?)

Про сварные сечения пример приводил (http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=48911), теперь про прокат. Давайте рассмотрим следующий пример: двутавр 70Ш1 АСЧМ, продольное сжимающее усилие 500 тонн, расчетные длины в плоскости и из плоскости 1 метр, сталь С245. Оговорюсь, пример долго не выдумывал, пошел по пути наименьшего сопротивления, хотя для опор колонного оборудования он вполне похож на реальность. Кристалл говорит, что все ОК, а в действительности стенка не устойчива и условное напряжение из-за редуцирования стенки в плоскости наименьшей жесткости G=2567 > Ry. Необходимость сходить в блок проверки местной устойчивости расцениваю как некие "костыли" без которых программа не "стоит на ногах" . Впрочем, никому не навязываю своего мнения, считаете это нормальным - "вперед и с песнями"

[таи]

Сообщение от IBZ Кристалл говорит, что все ОК, а в действительности стенка не устойчива и условное напряжение из-за редуцирования стенки в плоскости наименьшей жесткости G=2567 > Ry. Необходимость сходить в блок проверки местной устойчивости расцениваю как некие "костыли" без которых программа не "стоит на ногах" . Впрочем, никому не навязываю своего мнения, считаете это нормальным - "вперед и с песнями"

Да нет с песнями не получится.
Но Вы, как всегда, предоставили интересную информацию - подумать надо. Спасибо.

[IBZ]

Сообщение от таи Остальное надо посмотреть и подумать.

Ну тогда еще одна ссылочка
http://forum.dwg.ru/showthread.php?p...%E0#post262800

[таи]

Offtop: Я не успеваю за Вами.

[wasilij1973]

Уважаемые Ильнур, IBZ, Lev_37 и другие специалисты. Пусть простит меня автор топика, но чтоб не создавать новый, то здесь очень хотелось бы услышать Ваше мнение о возможности шарнирно-связевой схемы:

Сообщение от wasilij1973 "шарнир вверху и снизу колонны тоже нельзя..." А если шарнирно-связевая схема? (просадочные грунты) Тогда поперечные связи (или диафрагмы) рекомендуются (кажется Кузнецовым) через два-три шага колонн (36...48м). Отсюда первый вопрос корифеям: Какие еще есть ограничения на шарнирно-связевую схему? ... Отсюда второй вопрос корифеям: если связи по покрытию распределяют ветер на поперечные диафрагмы, то податливость связей по покрытию будет определять по какой схеме считать автору момент? или можно их принимать как жесткий диск. ИМХО: Получается, если два шарнира, то и момент тот-же и мю не больше, а геом.неизменяемость обеспечиваем общей схемой каркаса.

P.S. Мне приходилось ее применять, правда с кирпичными диафрагмами (несущие и самонесущие стены 380, 510). О кранах и речи быть не могло. Высота 6,6м (2 этажа по 3,3м)

[nsivchuk]

Сообщение от Mirotvoretz Требуется рассчитать колонну сплошного сечения (двутавр колонный) высотой 9м. Схема нагрузок и схема каркаса здания - в приложении. Нагрузка на колонну - вертикальная от перекрытия + снеговая и боковая (ветер) q=0,42т/м. Закрепление узлов - снизу жёсткое, сверху - шарнир. Подкрановая балка отсутствует. Правильно ли я задаю исходные данные? N - продольная сила 15т M - момент в плоскости стенки: M=3,78*9= 34тм Mx - момент для расчета из плоскости Mx=2/3*34= 22,6тм Lx - расчетная длина в плоскости действия момента Lx=0.7*9=6,3 м Ly - расчетная длина из плоскости момента Ly=6 м марка стали - С235 коэффициент условий работы 0,95 предельная гибкость Я=210-60а По расчёту получается двутавр №25Ш1 (СТОАСЧМ 20-93) Правильно ли я делаю, что заменяю распределённую нагрузку (ветровую) на сосредоточенную в верхней точке? Просьба проверить расчёт...

Хочу задать вопрос: почему принята такая нерациональная, по моему мнению, конструктивная схема?
Неужели нельзя в данном случае применить другую схему, например, трёхшарнирную статически определимую арку?

[Ильнур]

Сообщение от IBZ ...пример долго не выдумывал ... Необходимость сходить в блок проверки местной устойчивости расцениваю как некие "костыли" без которых программа не "стоит на ногах" . ..

Долго-недолго, но пример специфический, никак не близко к рассматриваемой колонне
А то, что Вы СКАД не любите, всем известно . Ну нет там Большой Зеленой Кнопки. А где она есть? Везде надо шевелить мозгами...

Кристалл говорит, что все ОК, а в действительности стенка не устойчива

опять предвзято выразились - Кристалл не говорит, что стенка устойчива - о том, что на местную устойчивость проверка производится отдельной опцией, написано в инструкции к применению Кристалла. Если Вы нагружаете 70Ш1 силой 500 тонн, будьте любезны задуматься о проверке на местную устойчивость - это же не 30К1 под 20 тонн.
wasilij1973

если связи по покрытию распределяют ветер на поперечные диафрагмы, то податливость связей по покрытию будет определять по какой схеме считать автору момент? или можно их принимать как жесткий диск.

Податливость связей пр распределении ветровой нагрузки не будет сильно влиять на усилия - ведь Вы и создаете систему распределения для того, чтобы полностю разгрузить рядовые колонны. Я недопонял, о каком влиянии идет речь? Ведь шарниры везде...

[Volod'ka]

Сообщение от Lev_37 Неверно принята расчетная схема стойки. Стойка у тебя с защемленным нижним концом и шарнирным верхним или по аналогии балка с защемленной и шарнирной опорой, загруженная равномерной нагрузкой. При q=0.42т/м момент в защемлении равен 4.25тм и средней трети высоты - 2.39тм. Поперечная нагрузка в защемлении - 2.36т, по верху стойки - 1.42т.

Извините, а почему Вы решили, что стойка сверху шарнирно защемлена?! Что, вторая колонна у нас абсолютно жесткая? Или на нее не действует ветер? По хорошему, надо посчитать в комплексе - две колонны с фермой, приложить ко всем элементам ветер и посмотреть на усилия, но мне кажется, разница между такой схемой и одиночно стоящей колонной - практически никакой.

Ветровая нагрузка, действительно, скорее всего посчитана неверно. Проверить не могу, так как работаю по украинским нормам. Но у нас такой большой нагрузки в 70 кг/м2 нет.

[IBZ]

Сообщение от Ильнур А то, что Вы СКАД не любите, всем известно . Ну нет там Большой Зеленой Кнопки. А где она есть? Везде надо шевелить мозгами...

К Скаду я отношусь как раз нормально. Во всяком случае считаю именно на нем. Но только статику-динамику, но никак не металл А говорю здесь о недостатках Кристалла только потому, чтобы люди имели представление, на что можно, пусть и в редких случаях, напороться. "Предупрежден -значит вооружен". В конце концов человек спрашивал в числе прочего, можно ли верить этой программе.

А отсутствие элементарной проверки в общем расчетном потоке считаю откровенной халтурой, абсолютно недопустимой для ПО заявленного уровня. С таким же успехом можно было бы не включать какую-нибудь "ерунду" типа устойчивости в плоскости - из плоскости. И шевелите ребята мозгами - ведь голова лучший компьютер

[ФАХВЕРК]

wasilij1973, скажу не как расчётчик, а как рядовой конструктор. Из 3-х (рамная, рамно-связевая, связевая) связевая для промки ( для промышленных объектов) реже используется из-за того, что всегда связи натыкаются на обилие технологических трубопроводов, проходов, кабельных трасс. При этом НПБ устанавливают минимальные зазоры до ТХ. Вот и получается, что вроде и есть свои преимущества а схему не применить. Далее... фасад автосалона и заказчик тут же начинает нудеть "О! А эт чё за хрень? - Где? - Да вот....блин... вот..... нах она тут нужна? - Это ж связи!!!!!!! У нас же связевая система принята к расчёту!!!!!" У человека ступор и в глазах полное не понимание. Вообщем к конкретной ситуации надо примеряться.

[Ильнур]

Сообщение от IBZ ... отсутствие элементарной проверки в общем расчетном потоке считаю откровенной халтурой...

В общем потоке, говорите...
Не знаю, введение доп. параметров для проверки на местн. устойчивость наверно все же усложнит процесс, а во многих случаях эта проверка просто ненужная.
Ну может предусмотреть не в общем потоке, а например просто выдавать сообщение: "при желании перейдите к режиму "Местная устойчивость" , благо кнопка "Местная устойчивость" рядом.

[таи]

Сообщение от IBZ К Скаду я отношусь как раз нормально. Во всяком случае считаю именно на нем. Но только статику-динамику, но никак не металл

Тоже такая же позиция. Еще добавлю, что считаю в нем и железобетон - модуль по расчету ж/б там написан "солидно", "запасы" присутствуют. Экономика пока в проектном деле не экономна. Станет экономна, пересмотрим свою позицию.
А щатать в Кристалле можно, но - проектную документацию, а не рабочую. Не знаю как другим, а мне страшно иногда бывает там щатать. Или по другому щатаю и все время оглядываюсь или щатаю для первого приближения.

Сообщение от IBZ А говорю здесь о недостатках Кристалла только потому, чтобы люди имели представление, на что можно, пусть и в редких случаях, напороться.

Случаи действительно встречаются с редуцированием редко в инженерной практике. Наступление этих случаях давным давно в старых темах все "обписали". В моей простеньклй программе, заточенной под "коробку" случаи редуцирования появляются как раз при тех же параметрах (порядки цифр, естественно, другие, кроме одного), как и в Вашем случае с легендарным 70Ш1 (где же все таки его взять, Игорь Борисович?, а то в прайс-листах не нашел я его).

Сообщение от IBZ А отсутствие элементарной проверки в общем расчетном потоке считаю откровенной халтурой, абсолютно недопустимой для ПО заявленного уровня.

Не включили видимо по той простой причине, что
во-первых это все таки надо понимать, что такое редуцирование,
а во-вторых - редко встречается.
Условия уж очень специфические.

Сообщение от IBZ И шевелите ребята мозгами - ведь голова лучший компьютер

Вы как всегда, правы.
Offtop: (хотел смайлик с ежиком на голове найти , но не нашел.)

[Ильнур]

Сообщение от таи ...хотел смайлик с ежиком на голове найти , но не нашел...

Такой подойдет?

[Mirotvoretz]

Давайте ещё раз остановимся немного подробнее на расчётных длинах колонн и схеме самого здания в целом.

1. На рисунках во вложении приведена конструктивная схема здания. Стоят вертикальные связи по колоннам по торцам и во вторых от крайних пролётах. Система распорок также видна на картинках. Аналогично поставлены связи в плоскости нижнего и верхнего поясов ферм + вертикальные по фермам и распорки по коньку. При такой схеме расчётная длина всё равна 2? Всё ли правильно?

2. Также приведён предполагаемый узел опирания фермы на колонну. Такой узел будет считаться шарнирным?

P.S. Жаль, в инет могу выйти только с 12 до 13 и вечером...

[nsivchuk]

Сообщение от Mirotvoretz Давайте ещё раз остановимся немного подробнее на расчётных длинах колонн и схеме самого здания в целом. 1. На рисунках во вложении приведена конструктивная схема здания. Стоят вертикальные связи по колоннам по торцам и во вторых от крайних пролётах. Система распорок также видна на картинках. Аналогично поставлены связи в плоскости нижнего и верхнего поясов ферм + вертикальные по фермам и распорки по коньку. При такой схеме расчётная длина всё равна 2? Всё ли правильно? 2. Также приведён предполагаемый узел опирания фермы на колонну. Такой узел будет считаться шарнирным? P.S. Жаль, в инет могу выйти только с 12 до 13 и вечером...

Зачем Вам вертикальные связи в торцевых стенах?
Если эти связи задействовать по полной программе, т. е. создать горизонтальный диск (связи) на уровне низа ферм, то все колонны можно было бы принять с мю равном 1 или даже меньше.
Естественно, что в этом случае большую часть всей поперечной нагрузки на здание должны принять на себя именно торцевые стены.

[ФАХВЕРК]

Была тут недавно тема когда при реконструкции связи погнуло. У вас-то может произойти тоже самое - сделайте один связевый блок по середине, а то при температурном перепаде может их погнуть. Ну и в СНиПе достаточно подробно просвязи написано.

[Ильнур]

Сообщение от Mirotvoretz .... Также приведён предполагаемый узел опирания фермы на колонну. Такой узел будет считаться шарнирным?

Такой узел и есть шарнирный. Чтобы узел считался жестким, то он должен быть рассчитан на момент, полученный из соответсвующего расчета (рис. А). Вы усилия получили из предположения, что узел шарнирный (рис.Б).
Ни плиты, ни фасонки, ни болты, ничего вообще в этом узле не рассчитаны на восприятие момента М, причем не только с точки зрения прочности или устойчивости деталей, но и необходимой неподатливости.
Кроме того, этот узел конструктивно плох для жесткого узла. Так что не беспокойтесь, даже случайно этот узел не окажется жестким. Но для справедливости нужно сказать, что при недостаточной шарнирности (слишком толстые листы, большая расстановка болтов и прочее) доп. моменты, ухудшающие работу конструкции, появятся.
Для жестких дел сопряжение колонны с фермой конструируют несколько иначе (рис.В).

[Разработчик]

таи

Помню, была тема, где Разработчик показывал сколь незначительно редуцируют "толстые" сечения - можно было смело пренебречь тем редуцированием.

Размеры прокатных профилей подбираются таким образом, чтобы при любом виде нагружения потея несущей способности сечения наступала раньше, чем локальная потеря устойчивости полки и/или стенки. Так должно быть и так есть, например в Германии, но у нас "земля зело богата, порядка только нет". И IBZ, прокатав отечественные ряды через свою программу, обнаружил два-три профиля, выпадающих из этого правила.

[таи]

Offtop: Что то тут не понятное происходит в теме, я ее в общем то, как "интеллигентный" человек, надо сказать честно - и не читал.

Сообщение от Mirotvoretz При такой схеме расчётная длина всё равна 2?

В плоскости рамы для колонны "мю" может и 3 быть - это по расчету. А из плоскости рамы похоже Вы съехали до "мю" индивидуального для каждого участка.
Из плоскости, если распорки никому не мешают, расчетную длину колонны решить всегда элементарно до необходимо Вам параметра.
Дело "техники".

Сообщение от Mirotvoretz 2. Также приведён предполагаемый узел опирания фермы на колонну. Такой узел будет считаться шарнирным?

Шарнирнее не бывает.

Связей то понаставили, мама дорогая!
Послушайте Фахверка - он все таки металлист.

Разработчик!
Я помню эту тему и "открытие" IBZ. Помню также и Ваше резюме по этим вопросам.

"И IBZ, прокатав отечественные ряды через свою программу, обнаружил два-три профиля, выпадающих из этого правила."
- должен заметить что и замкнутое сечение - квадрат или прямоугольник по ГОСТу тоже кой какие выпадают, но не могу претендовать на окончательный результат. Лучше было бы положиться в этом вопросе на мнение IBZ.

[wasilij1973]

Mirotvoretz
1. Колонны с торца у вас будут фахверковыми, несущие только ветровую с торца нагрузку (и вес ограждающих конструкций). Поэтому ихнее расположение должно быть согласовано с горизонтальными связями и нижней панелью фермы.
2. Горизонтальные связи можете уменьшить (опять же в соотв. с нижнеими панелями) и пустить по периметру (для восприятия и распределения ветра).
3. Вертикальные продольные связи- в середине блока (можно в двух средних пролетах).
4. Вертикальные торцевые связи- то о чем я сам спрашивал у более опытных и грамотных коллег в п.83
5. У Вас стоят распорки- расчетная длина из плоскости уменьшается.
6. Узел шарнирный, но по мелочам не очень удачный (сторона размещения болтов, опорная фасонка к ВП думаю будет меньше (по расчету сварного шва фактически нулевой панели), расстояния между сухариками сжат.- 40*i , растян.- 80*i ).

Ильнур

Сообщение от Ильнур о каком влиянии идет речь? Ведь шарниры везде...

Я имел ввиду, если база- жестко, и есть поперечные связи через несколько пролетов (бред наверное...).

[Ильнур]

Сообщение от wasilij1973 ... поперечные связи через несколько пролетов (бред наверное...).

Ну, не совсем бред - если очень надо, можно и так...
Но тянуть связи и другие железные предметы поперек пространства здания - не очень-то вумно.

[ФАХВЕРК]

http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=49447 вот тема про связи, которые погнуло. Mirotvoretz, взгляните, на всякий пожарный.

[Mirotvoretz]

wasilij1973, поясните, пожалуйста вашу фразу:

ихнее расположение должно быть согласовано с горизонтальными связями и нижней панелью фермы.

И ещё: правильно я размещаю горизонтальные связи по фермам - как в плоскости нижнего, так и верхнего поясов?

зачем вам вертикальные связи в торцевых стенах

- разве не нужны поперечные связи по зданию?

ФАХВЕРК, тему посмотрел - есть над чем задуматься. Спасибо.

[IBZ]

Сообщение от таи "И IBZ, прокатав отечественные ряды через свою программу, обнаружил два-три профиля, выпадающих из этого правила." - должен заметить что и замкнутое сечение - квадрат или прямоугольник по ГОСТу тоже кой какие выпадают, но не могу претендовать на окончательный результат.

Ну в том сообщении я, положим, писал, что таких двутавровых сечений 64(если принять Лямбда приведенная=1) по всем сортаментам. Сейчас набросал аналогичную проверку для замкнутых прямоугольных при центральном сжатии. И результат: 199 "нехороших" сечений из 893 рассмотренных (ГОСТ, ТУ, Финские) при тех же условиях. А для 49 сечений стенка неустойчива (по крайней мере подлежит редуцированию) при любой гибкости. Из них 10 по ГОСТу, а остальные по EN 10219.

To Ильнур.
А какие дополнительные параметры для расчета местной устойчивости Вы имеете в виду в сообщении 89?

[таи]

Сообщение от таи Лучше было бы положиться в этом вопросе на мнение IBZ - он будет меня "сильно посильнее" как спец..

Ну как чувствовал.

Правда, Игорь Борисович, есть одна тонкость в энтом деле.
Редуцирование возникает у меня - только при "сверхмалой" гибкости.

П.С.
А для 49 сечений стенка неустойчива (по крайней мере подлежит редуцированию) при любой гибкости. Из них 10 по ГОСТу, а остальные по EN 10219. - пропустил эту фразу, пока не смею оспаривать..

[IBZ]

Сообщение от таи Редуцирование возникает ( с моей точки зрения) только - как говорил один генерал из фильма - только при "сверхмалой" гибкости.

Редуцирование возникает когда нарушено ограничение пункта 7.14* (для центрально-сжатых элементов не более, чем в 2 раза). Условие этого пункта нехитрое: hef/t <= Яuw*sqrt E/Ry, где Яuw определяется по таблице 27. Для замкнутых сечений при центральном сжатии Яuw=1+0.2*Я, но не более 1.6. Таким образом, при произвольной гибкости максимальное значение Яuw=1.6, а предельное значение [hef/t] для стали С245 [hef/t]=1.6*sqrt 2.1E6/2450=46.84. Иными словами, все коробчатые сечения, работающие на центральное сжатие, у которых hef/t > 46.84 в любом случае должны быть редуцированы вне зависимости от их реальной гибкости. А Вы говорите сверхмалой

[wasilij1973]

Сообщение от Mirotvoretz wasilij1973, поясните, пожалуйста вашу фразу: Цитата: ихнее расположение должно быть согласовано с горизонтальными связями и нижней панелью фермы

Как правило, связи и фахверк- по узлам нижнего пояса фермы.

[таи]

Сообщение от IBZ Редуцирование возникает когда нарушено ограничение пункта 7.14* (для центрально-сжатых элементов не более, чем в 2 раза). Условие этого пункта нехитрое: hef/t <= Яuw*sqrt E/Ry, где Яuw определяется по таблице 27. Для замкнутых сечений при центральном сжатии Яuw=1+0.2*Я, но не более 1.6. Таким образом, при произвольной гибкости максимальное значение Яuw=1.6, а предельное значение [hef/t] для стали С245 [hef/t]=1.6*sqrt 2.1E6/2450=46.84. Иными словами, все коробчатые сечения, работающие на центральное сжатие, у которых hef/t > 46.84 в любом случае должны быть редуцированы вне зависимости от их реальной гибкости. А Вы говорите сверхмалой

Я еще раз проверил свою программку - редуцируется сечение все таки у меня на "сверхмалой" гибкости. Программа у меня не обкатана, спорить мне с Вам сейчас бессмысленно - видимо Вы правы.

[Ильнур]

Сообщение от IBZ ...To Ильнур. А какие дополнительные параметры для расчета местной устойчивости Вы имеете в виду в сообщении 89?

Привязки сосредоточенных нагрузок, описание и привязки ребер...

все коробчатые сечения, работающие на центральное сжатие, у которых hef/t > 46.84 в любом случае должны быть редуцированы вне зависимости от их реальной гибкости

Берем трубу 160х160. Делим hef на Ваши 46,84: ~140/46.84=3 мм. Я не помню, чтобы когда-либо закладывал меньше 160х4. Есть кто-нибудь живой , кто закладывал меньше?

[Разработчик]

Ильнур

Я не помню, чтобы когда-либо закладывал меньше 160х4.

Просмотрел немецкие короба, у них только в одном ряду нашел 160х4, в остальных еще с большей толщины начинается 160. В наших есть 160х3 и в ГОСТе 66-го года и 94-го. Вот такие у нас составители стандартов. Получается, что в ГОСТ внесен профиль (160х80х3), который нельзя использовать, поскольку ребра варить на него никто не будет, а редуцирование прописано в СНиПе только для центрального сжатия, которого не бывает

[Ильнур]

Сообщение от Разработчик Ильнур Просмотрел немецкие короба, у них только в одном ряду нашел 160х4, в остальных еще с большей толщины начинается 160. В наших есть 160х3 и в ГОСТе 66-го года и 94-го. Вот такие у нас составители стандартов. Получается, что в ГОСТ внесен профиль (160х80х3), который нельзя использовать, поскольку ребра варить на него никто не будет, а редуцирование прописано в СНиПе только для центрального сжатия, которого не бывает

Да, есть у нас такая одна труба в ГОСТе. Правда, ее нет на рынке.
Такую трубу, если найдется, можно применить для ненагруженных элементов, основным требованием к которым является предельная гибкость.

[IBZ]

Сообщение от Разработчик Просмотрел немецкие короба, у них только в одном ряду нашел 160х4, в остальных еще с большей толщины начинается 160. В наших есть 160х3 и в ГОСТе 66-го года и 94-го. Вот такие у нас составители стандартов. Получается, что в ГОСТ внесен профиль (160х80х3), который нельзя использовать, поскольку ребра варить на него никто не будет, а редуцирование прописано в СНиПе только для центрального сжатия, которого не бывает

Помилуйте, почему это редуцирование прописано только для центрально-сжатых? Пункт 7.20* вполне даже пригоден и для сжатия с изгибом - там об этом прямо говорится . Толщина 3 мм сама по себе не показатель. Нужно, например, всегда редуцировать (при центральном сжатии) сечения: 220/100/4, 320/180/6, 380/220/7 - всего их 10 штук по ГОСТ. Если же мы будем рассматривать небольшие (30-40) гибкости, то сечений резко прибавится.


To Ильнур "Привязки сосредоточенных нагрузок, описание и привязки ребер..."

Пардон, если мы говорим о центрально/внецентренно сжатых элементах, то ребра там ставят по пункту 7.21* "полуконструктивно". И уж во всяком случае их расстановка, равно как и сосредоточенная нагрузка на местную устойчивость никак не влияет. В изгибаемых - да, но там нет редуцирования, да и с необходимостью расчета на устойчивость стенки прокатных профилей я ни разу не встречался. Можно, конечно, и это просканировать

[ФАХВЕРК]

Mirotvoretz, по поводу крепления фахверка и в дополнение к тому, что сказал wasilij1973 - загляните в Справочник проектировщика под ред. Кузнецова во второй том на страницы 186-194. Там доступно изложено конструктивное решение узла листового (гибкого) шарнира при креплении фахверковых стоек за стропильные конструкции.

[Mirotvoretz]

ФАХВЕРК, спасибо за внимание к моему вопросу!
Но насчёт поперечных связей мне непонятен один момент: если мы делаем связевый блок посередине здания - как быть с поперечными связями, и нужны ли они? Оставлять ли в таком случае вертикальные сязи в поперечнике здания в торцевых стенах?

[таи]

Сообщение от IBZ Иными словами, все коробчатые сечения, работающие на центральное сжатие, у которых hef/t > 46.84 в любом случае должны быть редуцированы вне зависимости от их реальной гибкости.

Да так и есть для случаев центрального сжатия и у меня в программке.

Но внецентрено - сжатые сечения "определенных сортов" коробочки начинают редуцировать только при "сверхмалой" гибкости.
Ну не вижу пока ошибки.

[IBZ]

Сообщение от таи Но внецентрено - сжатые сечения "определенных сортов" коробочки начинают редуцировать только при "сверхмалой" гибкости.

А это смотря что называть "сверхмалой" - уточнили бы. Вот попробовал просканировать для случая внецентренного сжатых (m > 1) сортамент прямоугольных элементов при гибкости Я=40. Получилось то же самое, что для центрально сжатых при любой гибкости - те же 10 ГОСТовских сечений. Это и понятно, т.к. параметр Яuw=1.58 против ограничения 1.6 для "чистого" сжатия. Гибкость же Я=30...40 довольно типичное значение для верхних поясов ферм типа "Молодечно" ...

[wasilij1973]

Mirotvoretz
Про связи в Даунлоаде есть хорошая книга Кирсанова. Найдите ее поиском.
-------------
Вот нашел http://dwg.ru/dnl/3364

[Ильнур]

Сообщение от IBZ ... если мы говорим о центрально/внецентренно сжатых элементах, то ребра там ставят по пункту 7.21"полуконструктивно". ..

Что значит полу...? Там идет расчет, из которого ставятся ребра. Вы же сами призываете обсчитывать все и вся сполна и с точностью 0,99. Так почему Ваша программа игнорирует п. 7.21? Косячок, Игорь Борисович
И потом, сжатый элемент легко превращается в изгибаемый в зависимости от соотношения продольной и поперечной силы. Ваша программа способна распозновать НДС и перенаправить расчет в соответствующее русло?

[таи]

Удалено так как не было востребовано.

[Barmaglot]

Сообщение от Mirotvoretz Давайте ещё раз остановимся немного подробнее на расчётных длинах колонн и схеме самого здания в целом. 1. На рисунках во вложении приведена конструктивная схема здания. Стоят вертикальные связи по колоннам по торцам и во вторых от крайних пролётах. Система распорок также видна на картинках. Аналогично поставлены связи в плоскости нижнего и верхнего поясов ферм + вертикальные по фермам и распорки по коньку. При такой схеме расчётная длина всё равна 2? Всё ли правильно? 2. Также приведён предполагаемый узел опирания фермы на колонну. Такой узел будет считаться шарнирным? P.S. Жаль, в инет могу выйти только с 12 до 13 и вечером...

1. Связи в продольном направлении.. Я лично поставил бы их в центральных осях. При смещении связевых блоков близко к границам температурного блока мы как бы "зажимаем" его, ограничивая перемещения от температурного расширения/сжатия, что вызывает дополнительные напряжения в каркасе.
2. Связи по торцу.. А надо? Устойчивость каркаса в поперечном направлении обеспечена жестким узлом опирания колонны на фундамент. Но, если поставить - хуже не будет.
3. Узел опирания - шарнир.
4. Для подобной схемы - расчетную длину колонны в плоскости рамы берем 2l, из плоскости - расстояние между распорками. считать, что жесткий диск сработает и передаст нагрузку на торцы... Слишком уж "вытянут" наш диск покрытия, имхо: ничерта он толком не передаст туда, не стоит на это рассчитывать.
5. Связи по покрытию.. Горизонтальные связи по верхнему поясу ставятся далеко не всегда, только в случае больших горизонтальных усилий, "бродящих" в диске, а так же в том случае, когда сама конструкция покрытия не дает жесткого диска. да и расположил бы я их по крайним пролетам.
6. Покрытие.. А как оно вообще решено? Профлист? по прогонам либо непосредственно на фермы опирается? Вопрос достаточно важный (см. выше)

По расчету..
Естественно, правильнее рассматривать всю раму целиком, с учетом аэродинамических коэффициентов наветренной и подветренной стороны..
Но можно (приближенно, с запасом) посчитать как отдельно стоящую стойку. Тогда нужно приложить:
- опорное усилие от фермы с учетом конструкции узла (грубо говоря, передается нагрузка на ось либо с эксцентриситетом. В приведенном выше узле нагрузка передается центрально);
- ветровое давление в пределах высоты колонны (если ограждающие конструкции - это сэндвич, пришпиленый непосредственно к колонне, - то равномерно-распределенной; если через фахверковую систему - то сосредоточенными нагрузками в точках крепления этой системы). Аэрод. коэфф. - +0,8.. (но если посчитать на 1.4 - хуже каркасу от этого не станет );
- ветровое давление на торец фермы. В виде сосредоточенной нагрузки на оголовок колонны.
- нагрузка от сэндвич-панелей. Приложена с эксцентриситетом.

А дальше - переход от сжато-изгибаемой к внецентренно-сжатой схеме работы и расчет по СНиП...

Примерно так

[nsivchuk]

[quote=Barmaglot;581251]1. Связи в продольном направлении.. Я лично поставил бы их в центральных осях. При смещении связевых блоков близко к границам температурного блока мы как бы "зажимаем" его, ограничивая перемещения от температурного расширения/сжатия, что вызывает дополнительные напряжения в каркасе.
2. Связи по торцу.. А надо? Устойчивость каркаса в поперечном направлении обеспечена жестким узлом опирания колонны на фундамент. Но, если поставить - хуже не будет.
3. Узел опирания - шарнир.
4. Для подобной схемы - расчетную длину колонны в плоскости рамы берем 2l, из плоскости - расстояние между распорками. считать, что жесткий диск сработает и передаст нагрузку на торцы... Слишком уж "вытянут" наш диск покрытия, имхо: ничерта он толком не передаст туда, не стоит на это рассчитывать.
5. Связи по покрытию.. Горизонтальные связи по верхнему поясу ставятся далеко не всегда, только в случае больших горизонтальных усилий, "бродящих" в диске, а так же в том случае, когда сама конструкция покрытия не дает жесткого диска. да и расположил бы я их по крайним пролетам.
6. Покрытие.. А как оно вообще решено? Профлист? по прогонам либо непосредственно на фермы опирается? Вопрос достаточно важный (см. выше)

Сомнения вызывают только п.2 и п.4.
По п.2: С одной стороны Вы сами говорите о связях по торцу "а надо?", а, с другой стороны заявляете: "Но, если поставить - хуже не будет".
Логики нет. Если элементы не нужны, то и ставить их не нужно...
По п. 4: Фраза "Слишком уж "вытянут" наш диск покрытия, имхо: ничерта он толком не передаст туда, не стоит на это рассчитывать." - это эмоции, но не инженерия. Оправдать связи по торцу можно как раз наличием горизонтального расчётного диска. Но при наличии такого диска все расчётные длины колонн надо соответственно расчёту уменьшить.

[AspirantMK]

Сообщение от Ильнур Я не помню, чтобы когда-либо закладывал меньше 160х4. Есть кто-нибудь живой , кто закладывал меньше?

Вы имеете ввиду колонну здания? тогда вряд ли
Под стойку пожарной лестницы-да

[Barmaglot]

Сообщение от nsivchuk Сомнения вызывают только п.2 и п.4. По п.2: С одной стороны Вы сами говорите о связях по торцу "а надо?", а, с другой стороны заявляете: "Но, если поставить - хуже не будет". Логики нет. Если элементы не нужны, то и ставить их не нужно...

Теоретически - все правильно вы говорите. Практически.. Я не знаю, на какой стадии это все находится.
Возможно, что уже давно выпущен КМ, разработан КМД и изготовлены конструкции.
И как теперь говорить, что эти железки нафеГ не нужны, с каким лицом-то? И кому именно?
Зачастую бывает проще поставить-таки на стройке "лишнюю" железку, чем объяснять, откуда она появилась в чертежах... И почему она теперь оказалась "лишней".
Правда, ингда эта "лишняя" железка ухудшает жизнь каркаса, т.е. является не просто "лишней", а прямо-таки "вредной". В этом случае однозначно надо убирать и думать, как оправдываться.. = ))

Если же КМ еще не выпущен (в данном случае) и не передан заказчику/на завод - то, по моему мнению, не нужны эти связи, ибо - см. ниже.

Сообщение от nsivchuk По п. 4: Фраза "Слишком уж "вытянут" наш диск покрытия, имхо: ничерта он толком не передаст туда, не стоит на это рассчитывать." - это эмоции, но не инженерия. Оправдать связи по торцу можно как раз наличием горизонтального расчётного диска. Но при наличии такого диска все расчётные длины колонн надо соответственно расчёту уменьшить.

Это не эмоции.
жесткий диск, у которого одна сторона в разы длиннее второй... Как-то не особо он жесткий. Создайте модель в скаде и посмотрите схему деформаций - куда у вас уедут верхние узлы колонн по средним цифровым осям.
Ферма - она тоже жесткая в плоскости.. Но прогибается же. И чем больше отношение l/h - тем сильнее.. Утрировано, конечно, но точно так же будет себя и диск покрытия вести (опирание - в торцах, ширина пролета - высота фермы, длина здания - длина фермы).
Просто нужно считать работу всего каркаса в целом, точные цифры иначе не получить.. А это делать лень, если честно.
И расчетная длина всех колонн (в плоскости рамы) будет разной: минимальной непосредственно у торца и максимальной около центральных осей.. Хотя, конечно, она будет меньше, чем 2l. Вопрос - на сколько? И здесь уже нужно учитыватьдеформативность самого диска покрытия, ибо абсолютно жесткие диски покрытия только в теории существуют.

[IBZ]

Сообщение от Ильнур Что значит полу...? Там идет расчет, из которого ставятся ребра. Вы же сами призываете обсчитывать все и вся сполна и с точностью 0,99. Так почему Ваша программа игнорирует п. 7.21? Косячок, Игорь Борисович

Полу... означает, что при определенных обстоятельствах ребра нужны, но ставятся они не строго (не с точностью 99% ) и никак не учитываются непосредственно в расчете местной устойчивости стенки. А программа наша совсем даже не игнорирует этот пункт. Наоборот, при подборе сечения, ребра при необходимости расставляются. Только вот это очень редкий случай - оптимальное сечение в подавляющем большинстве для сжатых и сжато-изогнутых элементов получается без ребер. При проверке этого нет, но может Вы и правы - надо бы в результатах выводить соответствующее сообщение: так мол и так, ребрышки то поствьте, ежели их нет .

Сообщение от Ильнур И потом, сжатый элемент легко превращается в изгибаемый в зависимости от соотношения продольной и поперечной силы. Ваша программа способна распозновать НДС и перенаправить расчет в соответствующее русло?

Тут дело обстоит следующим образом. Проше всего "распозновать НДС и перенаправить расчет" и одно время так оно и было сделано (с соответствующим сообщением и вводом полных дополнительных данных). При этом сечение считалось по всем проверкам для изгибаемого элемента. Потом от этого ушли. Почему? Показалось некорректым решать за пользователя: он ведь о чем-то думал, когда выбирал из меню именно сжатие с изгибом, а не универсальный расчет, где одновременно выполняются проверки для всех типов НДС. Кроме того, как я уже говорил здесь раньше, во многих случаях возможна ситуация, когда расчетная комбинация дает значение mef > 20, но физически вполне возможен и случай mef=20 (например, ветер дует не в полную силу). И вот тут получается парадокс: при mef=20 сечение, расчитываемое как сжато-изогнутый элемент не проходит, а при m=20.01 все ОК, так как требования для стенок балок гораздо мягче и никакого редуцирования нет и в помине. Такая вот дискретность СНиПа. На сегодня наша программа реагирует следующим образом: дается сообщение, что mef > 20 и предлагается считать с mef=20 или этого не делать. В любом случае уточняется расчетная длина для Фи-балочного. Данные для расчета прогиба и учета местного давления не запрашиваются, как не характерные для выбранного НДС.

Думаю сейчас еще расширить список вариантов действия, например:

Приведенный относительный эксцентриситет mef=20.5

- считать элемент как сжато-изогнутый с mef=20 и учетом Фи-балочного
- считать элемент как изгибаемый со всеми проверками для этого типа НДС
- считать элемент по универсальной схеме без учета случая mef=20
- считать элемент по универсальной схеме с учетом случая mef=20

Разумеется менюшка весьма приближенная, но дающая возможность не допустить ошибки даже не очень квалифицированному пользователю (последний пункт)


To таи
Чтобы опровергнуть теорему вполне достаточно найти один случай, где она не действует. А уж если случай не один ... Так что я считаю, что мало-мальски профессиональная программа обязана все это сама анализировать и учитывать.

P.S. Зашел в Крсталл и не обнаружил там редуцирования вовсе. Местная устойчивость есть, а где же перерасчет напряжений? Может, конечно, невнимательно смотрел, если так - подскажите где искать.

[таи]

Нет возражений.

[Ильнур]

Сообщение от IBZ ... А программа наша совсем даже не игнорирует этот пункт... ...Думаю сейчас еще расширить список вариантов действия....

Замечательно.

Сообщение от IBZ ... P.S. Зашел в Крсталл и не обнаружил там редуцирования вовсе. Местная устойчивость есть, а где же перерасчет напряжений? Может, конечно, невнимательно смотрел, если так - подскажите где искать.

Там и нет редуцирования.
Опция "местная устойчивость" автономна и не обязана заниматься редуцированием А для других опций типа "стойки".
А опция "стойка" еще автономней и не обязана рассматривать вопросы тонкости стенок, из-за которых только и возможно редуцирование.
Вот такая шутка .

[nsivchuk]

[quote=Barmaglot;581475]Теоретически - все правильно вы говорите...
Зачастую бывает проще поставить-таки на стройке "лишнюю" железку, чем объяснять, откуда она появилась в чертежах... И почему она теперь оказалась "лишней"...
Это не эмоции.
жесткий диск, у которого одна сторона в разы длиннее второй... Как-то не особо он жесткий.

Снова, увы, эмоции, ибо цифр нет. Мне тоже лень считать. Но по элементарным соображениям могу предположить, что лучше пусть будут работать на осевые нагрузки стержни горизонтальной фермы-диска, чем колонны на изгиб.
А лишние 4 вертикальные связи - это не простая лишняя железка на стройке, а довольно серьёзная лишняя конструкция, которую нельзя не заметить...

[Barmaglot]

Сообщение от nsivchuk ...лишние 4 вертикальные связи - это не простая лишняя железка на стройке, а довольно серьёзная лишняя конструкция, которую нельзя не заметить...

= )) Я ж разве говорю, что можно/нельзя заметить/не заметить?
С точки зрения чистого проектировщика/конструктора - вы абсолютно правы..

А вот с точки зрения того же конструктора, сидящего на объекте от монтажников...
Заметить-не заметить - это половина дела. А вот нарисовали, но не поставили... Это уже намного хуже.
И объясняй заказчику, почему "серьезную конструкцию" в проекте забубенили, а потом вдруг она оказалась "лишней" и ее не смонтировали.. А договор уже заключен, "бабки подбиты" и аванс давно уплОчен (и даже съеден).

Разные бывают ситуации.

Сообщение от nsivchuk ..Снова, увы, эмоции, ибо цифр нет. Мне тоже лень считать. Но по элементарным соображениям могу предположить...

Увы, ваш пост точно так же чисто эмоциональный, ибо нету цЫфирек .

А вообще.. Один из моих бывших начальников употреблял термин "интуитивно-понятное". Не обязательно лезть пальцами в мясорубку, чтоб определить остроту ножей.

В данном конкретном случае.. Я лично даже заморачиваться не стал бы учетом работы жесткого диска, а просто принял бы мю=2.
Во-первых, мне на такую халабуду дали бы максимум неделю, чтоб разработать схему, просчитать элементы, сконструировать узлы и выдать КМД для строителей . Ну некогда мне просто заниматься теоретическими изысканиями на ТАКИХ объектах...
Во-вторых, что там накосячат при изготовлении и монтаже... "Аллах знает.. Но мне не говорит" (с). Объект-то сарайного типа и изготовление с монтажом, скорее всего, тоже "на коленке" будет.. Пусть лучше с запасом в 10-15% колонна стоит, спокойней спать потом и мимо проходить.
С другой стороны - фиг знает, что там будет происходить. Всей ситуации мы не знаем.

чисто теоретически - да, и диск будет работать, и расч. длина колонн будет меньше 2l (вопрос только - на сколько).. Но вылавливать блох на такой халабуде я лично не стал бы.

Сообщение от nsivchuk ....лучше пусть будут работать на осевые нагрузки стержни горизонтальной фермы-диска, чем колонны на изгиб.

хм.. А вот тут еще вопрос, что и как будет работать: стержни на центральное растяжение/сжатие или профлист на сдвиг поперек волны? Связи-то не в каждом шаге колонн... И прогонов я не наблюдаю. Ну, да это все лирика, на самом деле.


Можно написать докторскую диссертацию, основываясь на расчете собачьей будки. Кому это надо?

Здравый пофигизм всегда должен присутствовать при проектировании/строительстве, иначе любой объект можно проектировать бесконечно, учитывая все нюансики и уходя от упрощений/допущений.

[eugenmax]

А для такого случая какое мю в плоскости и из плоскости? В сп не нашел.
Колонны двутавр широкополочный - по верху сварная составная балка покрытия постоянного сечения.
Колонны: внизу жестко защемлены - вверху крайние - шарнирно - средняя - жестко.
Из плоскости - стоят несколько рам и только в конце стоят связи крестовые.
Какие тогда будут МЮ?

[ябс]

Сообщение от eugenmax А для такого случая какое мю в плоскости и из плоскости? В сп не нашел. Колонны двутавр широкополочный - по верху сварная составная балка покрытия постоянного сечения. Колонны: внизу жестко защемлены - вверху крайние - шарнирно - средняя - жестко. Из плоскости - стоят несколько рам и только в конце стоят связи крестовые. Какие тогда будут МЮ?

в центре жестко не соедините, в плоскости рамы мю=2, из плоскости 1, при наличии связей, связи расставлены не верно
связи должны быть ближе к центру в каждом температурном блоке

[eugenmax]

Это существующее здание, оно уже построено. Все так как я написал. мне для диплома теперь рассчитать это нужно.
Вот жесткий узел.
внутреннюю раму отдельную не учитываю, т.к. диплом (на ней кран балка опорная)

[Ильнур]

Сообщение от eugenmax ...Какие тогда будут МЮ?

Из плоскости - от раскрепления до раскрепления мю=1. В плоскости например крайние 2 и средняя 1. Но это только как пример. Расчетная длина зависит от вида нагрузки (распределенность по отношению к элементам) и от соотношения жесткостей и длин элементов. Для каждой комбинации нагрузок - свой набор мю. Остальное тоже неизвестно.
Конечно, выпросив исходные, могли бы Вам дать мю. Но Вы не научитесь так определять мю. И самое главное, Вас и не учат этому. Поэтому пусть Вас научат, а потом спрашивают. А так - в нормах нет такой схемы. По другому определять Вас не учили - нет этой темы в Вашей программе.

[eugenmax]

Дело в том, что как говорят, диплом - проект учебный, делаем "как хотим", вот мне и нужно посчитать конструкции.
У меня получается огромный запас по колоннам крайним. В проекте они 40Ш1, и по гибкости в плоскости и из плоскости они у меня проходят с десятикратным запасом.
Я не могу понять почему в проекте так взято...

[kga82]

eugenmax, Честно говоря рама у вас конечно непонятная, и в действительности никто такую делать не будет, либо ригеля везде жестко либо шарнирно. Гибкость внецентренно сжатых стержней - штука важная, я бы сказал одна из основ.
В вашем "непонятном" случае ничто не мешает сместиться ригелю по горизонтали за счет шарнирности узлов ригелей/крайних колонн, однако за счет жесткости узла со средней колонной ограничивается угол поворота таким образом приходим к случаю СНИП табл 71 а часть два схема 1, но я бы все равно взял бы мю равно 2 в запас

[eugenmax]

Ну я взял МЮ для крайней колонны: 2 - в плоскости, 1 - из плоскости. Для средней: 1,6 - в плоскости, 0,8 - из плоскости. (еще раз повторю - это дипломный проект, а потому учебный)

[kga82]

Сообщение от eugenmax Для средней: 1,6 - в плоскости, 0,8 - из плоскости.

Обоснование?

[eugenmax]

Ну так как моего примера в СП нет, то взял аналогично с простой стойкой, по пропорциональности. Вот если просто стойка снизу жесткая заделка, сверху шарнир - то МЮ равно 0,7. Если вверху и внизу жесткая - Мю равно 0,5. 0,7/0,5=1,4. Вот и уменьшил в 1,4 раза, и взял небольшой запасик в 10%

[kga82]

Однако!!!!!! Боюсь мой скромный разум скорее всего не способен определить всю гениальность данного метода пропорциональности при определении осредненного значения коэф. Мю

Offtop: Личное мнение, совет: выкиньте СП и читайте СНиП II-23 81

[gomer]

Сообщение от eugenmax Это существующее здание, оно уже построено.

Покажите узел крепления ригеля к колонне крайнего ряда.

Вообще недогруз - это не плохо, плохо - это когда перегруз

[eugenmax]

вот узлы в проекте

[vimax]

По посту 54. Расчетная схема в Лире составлена не верно. В узле опирания фермы на колонну не коректно накладывать связи

[viqa]

eugenmax у вас серия "Канск" мю в плоскости 2 из пл-ти 1 для всех колонн изучайте

[kga82]

viqa, Вроде канск - жесткие узлы ригель/колонна, опорные - шарнир.

[viqa]

Сообщение от kga82 жесткие узлы ригель/колонна, опорные - шарнир.

это больше на какой астрон похоже, хотя была какая-то старая похожая серия, но не прижилась, сейчас наверно и не найти
из канска