Строительные решения / Общая устойчивость здания  

оффтоп. Однажды главный инженер екатеринбургской ПроектСтальКонструкции ездил в США, на экскурсии спросил у местного конструктора - как вы так строите - без связей, у нас везде связи всегда. На что тот ответил: "мы так хорошо живем, потому что так экономично строим". Не байка, со слов самого гл. инженера - Бирюкова В.В.

Это само собой разумеется.
Тогда прошу Вас ответить мне на такой вопрос: раз топик стартер уповал на то, что устойчивость здания обеспечивается железобетонным настилом в совместной работе с кирпичными стенами и т.д. и Вы его в этом поддерживали, зачем в данной компоновке поперечной рамы стальные фермы перекрытия?

Зато аварий у нас (на постсоветском пространстве) меньше.

видимо авторы решили, что такой пролет балкой не перекрыть. В общем-то с шарнирной балкой тот же самый вопрос был бы. Может посчитали, что при шарнирном сопряжении колонна более экономичная получится. Им виднее.

подразумеваете использовать сборный жб балки/фермы?
к сожалению уже залит фундамент определённой ширины и грунты у нас уже используются без запаса, даже в случае металлических конструкций в перекрытии, и выложена стенка под отметку монолитного пояса толщиной 380.

заказчик придумал 3 этаж уже после того как залил фундаменты и вывел стены. вот и нет запаса по грунтам совсем.

я такой статистики не знаю. Не склонен считать, что "у них" аварий не бывает. Но и "у нас" аварий хватает. У нас в городе - что ни зима, так крышепад начинается.

опять же сейчас мы думаем что поинтереснее будет с точки зрения обеспечения общей устойчивости здания, использовать жёсткий узел сопряжения фермы с колонной, или уйти в жёсткий узел сопряжения балки с колонной. Ваше мнение?

стальной балкой можно было перекрыть (проще). Сталежелезобетонной (красивее).

балка тяжелее относительно фермы на такой пролёт....
вопрос что лучше с точки зрения надёжности решения по устойчивости здания?

Стальную балку можно, тоже думаю над этим сейчас, т.к. по совету Юрия посчитал, прикинул и она значительно упрощает жизнь при незначительном перерасходе стали. Если балка будет, то будет использоваться серийный узел (см. картинку).
Только вопрос, что лучше для рамы, каркаса:
- ферма с жестким узлом стыка с колонной в виде двух примыкающих поясов фермы;
- балка жестко примыкающая к колонне

Как-то проводил исследования для собственного удовлетворения. У меня получилось 1:6 (у нас : у них). Зато снос у них прям произведение искусства.

Балки бывают с перфорированной стенкой

бывают, но если я начну думать о перфорированных стенках, то точно уже чертежей заказчик не дождётся...
А что по вашему лучше для рамы, каркаса ферма или балка? в том и том случае предполагается жесткий стык с колонной

Надо посмотреть, может у Перельмутера в книжке есть.
у нас в апреле будут ронять взрывом башню 250м железобетонную. Должно красиво получиться.

абсолютно одинаково при одинаковой жесткости. Жесткость балки/фермы зависит от высоты, так что как примите высоту, так и будет.

Определение степени свободы W выполняют по формулам:
‒ общая для любой системы: W = 3Д – 3П – 2Шв – Со;
‒ для шарнирно-стержневой системы: Л = –W = Сф + Со – 2У;
‒ для рам: Л = –W = 3К – Ш;
‒ для неразрезных балок: Л = –W = Со – 3.
где: W – степень свободы системы; Д – диск; П – припайка; Шв – шарнир внутренний;
Шо –шарнир опорный; Ш = Шв + Шо – общее количество шарниров – освобожденных
связей; Св – связь внутренняя; Со – связь опорная; С = Св + Со – общее количество внут-
ренних и опорных связей; У – узел фермы; Сф – стержень фермы; Л = –W – «лишняя»
связь; К – замкнутый контур в расчетной схеме.
у вас если шарнирное соединение базы конструкция металлическая геометрически изменяемая в плоскости рамы. но у вас что то среднее между шарниром и защемлением. я не исключаю кручения монолитного пояса, смятие под  ним кирпича или отрыва части контакта пояса с кладкой- результат шарнирное+ частичное защемление соединение. у вас стойка аналог двухпролетной неразрезной балки. жесткость минимальна. а вот ригеля с большой жесткостю и массой. поэтому есть распор и возможно колебания. последнее объяснит не могу.

насчет жесткости перекрытия. укажите где есть ядро жесткости на полной высоте здания ( типа лестничная клетка. шахта лифта, поперечные стены и т. п.). я бы как прораб при строительстве такого объекта уделил бы вниманию актами скрытых робот монолитного пояса особенно в р-не базы  и базы металлической колонны. мне кажется что анкерные болты проблематичны  по анкеровки.

То, что вы процитировали первую попавшуюся книжку из гугла это хорошо. Только это не определение геометрической неизменяемости - про него там дальше написано, только вы это уже не привели, потому что формул там внезапно не оказалось.
Простейший пример
Так что вопрос пока открытый - ждем формулы для определения геометрической неизменяемости.
Справедливости ради - практически формулами, которые вы привели скопировали мало кто никто не пользуется - отчасти по причине приведенной выше - они не дают 100%-ного ответа на вопрос геометрической неизменяемости, но в основном потому, что грамотный инженер делает кинематический анализ практически на интуитивном уровне и гораздо быстрее подсчета по этим формулам. Для простой схемы эти формулы ни к чему, для сложной - тем более для ручного счета непригодны, а для машинного не нужны.
В начале 00-х в интернете бродила статья - (Назаров автор вроде) в которой показывалось, что на очень простом механизме Ансис выдает ошибку - это был увесистый камень в огород всех расчетных комплексов. Фишка была в том, что Ансис запускался на геометрически нелинейный расчет с настройками по умолчанию и грамотные спецы по Ансису это быстро раскусили - надо было менять опции геометрически нелинейного расчета. Но факт остается фактом - без интуиции инженера понять, что программа выдала неверный результат было невозможно.
Была у меня подобная схемка для лиры - схема была явно геометрически изменяемая, но лира ее считала и выдавала результат. Правда в протоколе расчета было указано, что схема геометрически изменяемая, но результат - эпюры моментов лира все равно выдавала. Потом вроде эту проблему поправили.

любой элемент должен прикрепляться к жесткому диску количеством связей не менее количества степеней свободы соответствующее размерности системы. Как то так в моем понимании.

давайте обсуди тему Реконструкция здания - варианты конструкций. 

Прикладываю расчётную схему рам (все возможные варианты).
Какие по вашему будут коэф. расчётной длин для колонн?

Не к чему гадать - у вас в руках схема в лире, в ней и посмотрите расчетные длины для ваших колонн. Только стойки разбейте на несколько элементов по длине. Вряд ли кто-то по картинке сможет точнее МКЭ сказать расчетные длины.

добрый день евгений. я с вами не согласен. в расчет нас надо принимать  стойку  длиной от базы (только при условии защемления, если у нас шарнир конструкция механизм )  до  верхней точки (оголовок). загруженние в нас ступенчатое. в верхней точке продольная сила от верхней фермы и продольная сила от  фермы междуэтажного перекрытия. фактически у нас в местах соединения с фермами упругая шарнирная  опора. в расчет с запасом я взял бы  коэф. длины 1.8- 2.0. если бы у нас было ядро жесткости -лестничная клетка коэф. длины 1.0  и расчетная длина колонны  расстояния между фермами или между базой и фермой перекрытия.

С чем именно вы не согласны? С тем, что в общем случае расчетная длина определяется расчетом и может быть от нуля до бесконечности, а точное значение может быть найдено методами строительной механики, один из которых это метод конечных элементов?Расчетная длина может быть как намного меньше (в частном случае 0), так и намного больше (в частном случае бесконечность или в ваших терминах - механизм).

расчетная длина колонны lo = μH , коеф. μ  для колонн брали с таблиц. раньше он был 1 до 2.  для рамных конструкций μ можно точно посчитать. но я взял для самого невыгодного случая μ=2. будет ядро жесткости в здании  тогда μ=1. как для реально конструкции коеф. μ  возможен бесконечный, конструкция разрушиться .  извиняюсь я не проектировщик. я изложил подход расчета отдельно колонны.

Расчетная длина колонны определяется соотношением жесткостей, условиями опирания и нагрузками. Например для консольной колонны, загруженной силой сверху коэффициент 2, а для такой же стойки, но загруженной равномерно по длине коэффициент 0,75. Для жестко защемленной стойки коэффициент 0.5 и т.д. Для относительно простых конструкций коэффициенты очевидны и приводятся в таблицах. В относительно простых рамах коэффициенты можно посчитать и формулы приведены в СНиП "Стальные конструкции", например. Но это только для относительно простых конструкций. Для остальных нужно считать и коэффициент может получаться любым. В общем-то это можно посмотреть и в СНиПах и по ЖБ и по металлу для ступенчатых стоек.
Это очевидно хотя бы с той точки зрения, что за H можно взять любую величину - например для ступенчатой стойки можно взять расстояние от узла до узла. В то время как расчетная длина от мысленного деления стойки естественно не меняется. Т.е. меняется коэффициент мю.
Поэтому мнение, что "можно всегда брать в запас 2" является ошибочным. Коэффициент может быть любым. Собственно и важна длина, а не коэффициент.
Я не к тому, что всегда нужно считать в лире и доверять только ей, а сопромат забыть напрочь. Наоборот - сопромат надо знать и любить, но если у человека достаточно сложная конструкция и уже есть схема в лире, нет смысла гадать о расчетной длине стоек на пальцах.
Эта тема подробно обсуждалась на dwg.ru несколько лет назад. Но и там "иных уж нет", а те кто остались/пришел вновь зачастую мало что понимают в обсуждаемом вопросе.

Ситуация сложная. Если взять СНиП и посчитать, коэф. будут меньше единицы (при жестком примыкании ригелей). Лира - это конечно хорошо, там довольно хорошая справка. На двг все темы про устойчивость читал, даже Вас там видел вроде бы. Но вопрос устойчивости, правильной трактовки результатов, правильного анализа, на мой взгляд, очень сложный и даже понять, что на двг на десятках страниц форума растолковывают не просто. И моего понимания хватило лишь на то, что сказать: "максимально возможное мю я получил в Лире - 2.2 - значит его и принимаю, пойдёт в запас". Но это в корне не верно, т.к. другие предпосылки (СНиП, логика) говорят, что скорей всего будет 1-1.5 мю, не более, т.к. здание сравнительно не протяженное, на 2 этаже прилично развязано стенами, связей куча, по-настоящему жесткий диск перекрытия создан. Но аргументов, знаний - не хватает, чтобы сказать "2 и более не возможно".

Выкладывайте расчетные длины из лиры, сфрагментируйте на них только колонны там видно будет. При правильном расчете лира покажет тоже самое, что и СНиП.
Если вы учитываете стены и другие связевые элементы, так вносите их в схему если считаете нужным, чтобы сравнение было объективным. Но я бы пока не вносил.
Если уж гадать на пальцах, то мое мнение такое - для нижней части (ниже примыкания ригеля) коэффициент будет примерно 0,8, для верхней (от ригеля до стропильной фермы) - примерно 2,5. Но это все равно, что угадывать моменты без построения эпюр.
С устойчивостью конечно сложно разобраться. Но можно. По хорошему можно и руками просчитать - методами строительной механики составить уравнения, посчитать матрицы в маткаде. Это самое полезное. Если интересно, где-то была методичка еще со студенческих времен - могу найти.

соглашусь с Евгением, чистый шарнир сам по себе сложно сделать , пример например опирание арок Шухова на Киевском вокзале. Если не учитывать диск перекрытия то и 12 этажные кирпичные дома  - механизмы.
Я пару раз делал такое в своей жизни , только я не "надеелся" на какие либо пояса и распределение усилий в их. Как рекомендации автору я бы сделал так:
1. Решил политический вопрос в свою сторону, либо заказчик проектирует либо человек который к нему обратился
2. Если заказчик против связей на металлической этажерке в плоскости рам то см. пункт 3
3. Из пункта 2 следует что мы должны обеспечить рамность либо сверху рамы либо с низу (место соединения с поясом)
4. Мое мнение передавать момент какой бы он ни был не нужно на пояс, лучше сделать рамный узел соединения сверху
5. Заменить ферму из ГСП на балки переменной жесткости (сечения) либо оставить обычные сварные двутавры с монтажным стыком в середине , 14 метров это балочный пролет.
6. Останется только вопрос сомнет или нет кладку под опорами , но  думаю это пустяковый вопрос.

ну сбросьте, если она в электронном виде, как раз скоро будет курсовой по устойчивости
Вы наверное тему не полностью просмотрели. Т.к:
1. Вместо ферм буду прокатные балки двутавровые
2. Узлы стыка балки перекрытия и покрытия с колонной будут жёсткие.

🫵 А ВЫ прислали письма для Архива разъяснений стройотрасли?!
Ждем ваших писем-разъяснений от МАиС, Стройтехнорм, Экспертизы, МЧС, БСЦ, РНТЦ и т.д. для наполнения  разрабатываемого Архива писем-разъяснений стройотрасли.