Общая устойчивость стального каркаса

Обновлено: 16.05.2024

8.4.1 Расчет на устойчивость двутавровых балок 1-го класса, а также бистальных балок 2-го класса, удовлетворяющих требованиям 8.2.1 и 8.2.8, следует выполнять по формулам:


236 × 54 пикс. Открыть в новом окне

. (70) Для бистальных балок в формулах (69) и (70), а также при определении заменять на

8.4.2 При определении значения следует принимать расстояние между точками закреплений сжатого пояса от поперечных смещений (узлами продольных или поперечных связей, точками крепления жесткого настила); при отсутствии связей при отсутствии закрепления сжатого пояса на конце консоли в горизонтальной плоскости (здесь l - длина консоли) или расстояние между точками закрепления сжатого пояса в горизонтальной плоскости - при закреплении пояса на конце и по длине консоли.

8.4.3 Расчет на устойчивость балок крановых путей двутаврового сечения следует выполнять по формуле (70), в которой: - момент сопротивления сечения верхнего пояса относительно оси у-у.

8.4.4 Устойчивость балок 1-го класса, а также бистальных балок 2-го класса следует считать обеспеченной:

а) при передаче нагрузки на балку через сплошной жесткий настил (плиты железобетонные из тяжелого, легкого и ячеистого бетона, плоский и профилированный металлический настил, волнистая сталь и т.п.), непрерывно опирающийся на сжатый пояс балки и с ним связанный с помощью сварки, болтов, самонарезающих винтов и др; при этом силы трения учитывать не следует;

б) при значениях условной гибкости сжатого пояса балки , определяемых по формулам таблицы 11 для балок симметричного двутаврового сечения или асимметричного - с более развитым сжатым поясом, рассчитываемых по формуле (69) и имеющих отношение ширины растянутого пояса к ширине сжатого пояса не менее 0,75.

Условная предельная гибкость сжатого пояса прокатной или сварной балки

8.4.5 Прикрепления к сжатому поясу жесткого настила, продольных или поперечных связей, которые должны обеспечить устойчивость изгибаемого элемента, следует рассчитывать на фактическую или условную поперечную силу. При этом условную поперечную силу следует определять:

при закреплении балки в отдельных точках - по формуле (18), в которой (где i - радиус инерции сечения сжатого пояса в горизонтальной плоскости), a N - вычислять по формуле

где - площади сечения соответственно сжатого пояса и стенки;

- расчетные сопротивления стали соответственно сжатого пояса и стенки; при непрерывном закреплении - по формуле

где

, а N следует вычислять по формуле (74).

8.4.6 Устойчивость балок с сечениями 2-го и 3-го классов следует считать обеспеченной при выполнении требований 8.4.4, а либо 8.4.4, б при условии умножения значений

(77)

и изменяющийся в пределах Здесь

Учет пластических деформаций при расчете балок со сжатым поясом, менее развитым, чем растянутый, допускается лишь при выполнении требований 8.4.4, а.

8.5 Проверка устойчивости стенок и поясных листов изгибаемых элементов сплошного сечения

8.5.1 Устойчивость стенок балок 1-го класса следует считать обеспеченной, если выполнены требования 8.2.1, 8.3.1 - 8.3.3, 8.4.1 - 8.4.5 и условная гибкость стенки

Расчет общей устойчивости здания

Доброго времени суток!Занимаюсь расчетами в Лире(точнее начинаюВозник вопрос как происходит расчет общей устойчивости здания?Технически я понимаю куда надо нажимать, но остается вопрос по какому принципу считает программа?И каким нормативным документом регламентируется расчет общей устойчивости здания.Помогите

считается от первого потерявшего устойчивость элемента. Если делаете 3д то это будет связь которая работает на сжатие, соответственно расчетная длина колонны будет в районе 500м. Т.е. только при длине 500м колонна будет терять устойчивость, после того как связь потеряет устойчивость.
А если задать нагрузку только на колонну то именно у этой колонны и будет определенна расчетная длина правильно (например 10 метров).

"Т.е. только при длине 500м колонна будет терять устойчивость, после того как связь потеряет устойчивость."
Это означает, что при наличии связей программа выдает неправильные расчетные длины колонн?
Еще вопрос: вот в Scad в частности (в Лире давно не работал, наверное и там также) вычисляется коэффициент устойчивости системы- кзу, который представляет собой минимальное значение параметра лямбда (если не ошибаюсь) при котором система теряет устойчивость, можно ли это понимать, что если коэффициент меньше единицы - следовательно система теряет устойчивость при рассматриваевом загружении или комбинации? Пожалуйста разъясните этот момент

. Scad в частности (в Лире давно не работал, наверное и там также) вычисляется коэффициент устойчивости системы- кзу, который представляет собой минимальное значение параметра лямбда (если не ошибаюсь) при котором система теряет устойчивость, можно ли это понимать, что если коэффициент меньше единицы - следовательно система теряет устойчивость при рассматриваевом загружении или комбинации? Пожалуйста разъясните этот момент

КЗУ - отношение нагрузки, при которой система перестает сопротивляться деформации, к приложенной нагрузке.
Т.е. если КЗУ

Это означает, что при наличии связей программа выдает неправильные расчетные длины колонн?
Еще вопрос: вот в Scad в частности (в Лире давно не работал, наверное и там также) вычисляется коэффициент устойчивости системы- кзу, который представляет собой минимальное значение параметра лямбда (если не ошибаюсь) при котором система теряет устойчивость, можно ли это понимать, что если коэффициент меньше единицы - следовательно система теряет устойчивость при рассматриваевом загружении или комбинации? Пожалуйста разъясните этот момент

. Я думаю есть смысл в определении свободных длин только при рам переменного сечения. По этому поводу есть статья в Кадмастере.

из вышесказанного следует ,что расчет на общую устойчивость здания призводится путем определения элемента вероятность потери устойчивости наиболее высока.Так я понял?

Например КЗУ системы 0.5, а все элементы в постпроцессоре "зеленые" (нес. способность обеспечена), такое возможно? если возможно, то что это физически означает?

1. Такое возможно. Связь между процессором и постпроцессором слабая - в постпроцессоре поэлементная проверка, к тому же параметры проверки Вы сами все задаете, согласно СНиП. Из процессора берутся только характеристики сечения и усилия. Причем при замене хотя бы одного сечения в постпроцессоре требуется полный пересчет в процессоре.
2. Физически это означает, что система потеряла форму. Как именно - надо смотреть конкретную систему. И ни один элемент индивидуально не потерял устойчивости.
3. Первые 2 пункта требуют потверждения или опровержения.

Общая и местная устойчивость металлических балок.

Означает ли это, что общую устойчивость необходимо проверять только для двутавровых балок.

Далее раздел 7 того же СНиПа определяет порядок расчета стенки балки на устойчивость. Приведены некоторые типы сечений, где показано как определять hef и bef.

Онако среди данных типов сечений нет вообще прокатных. А из гнутых нету прямоугольных и квадратных труб. В этих типах сечений проверять устойчивость стенок не нужно?
Отдельно идут круглые трубы, тут и вовсе нельзя определить ни hef ни bef, у них тоже нет такого понятия как проверка местной устойчивости?

Фрагмент из СНиП II-23-81 "Стальные конструкции" 5.15. Расчет на устойчивость балок двутаврового сечения, изгибаемых в плоскости стенки и удовлетворяющих требованиям пп. 5.12 и 5.14*, следует выполнять по формуле
Означает ли это, что общую устойчивость необходимо проверять только для двутавровых балок.?

Нет, не означает. Приложение 7* СНиП II-23-81* приводит методики расчета для двутавров (равнополочных и неравнополочных), тавров и швеллеров. Почему так сформулирован пункт 5.15 судить не берусь. Что же касается замкнутых прямоугольных сечений, то они обладают очень хорошей сопротивляемости кручению, а потеря устойчивости при изгибе в значительной степени зависит от этого фактора (см формулы приложения 7*). Поэтому в нормы данный тип расчета не включен, как малозначительный по сравнению с другими факторами. Хотя г-н Горев не согласен и приводит упрошенный расчет такого типа сечений.

Далее раздел 7 того же СНиПа определяет порядок расчета стенки балки на устойчивость. Приведены некоторые типы сечений, где показано как определять hef и bef. Онако среди данных типов сечений нет вообще прокатных. А из гнутых нету прямоугольных и квадратных труб. В этих типах сечений проверять устойчивость стенок не нужно?

Для прокатных изгибаемых сечений считается, что стенки подобраны таким образом, что их устойчивость обеспечена. Про замкнутые сечения так с ходу без литературы не скажу, но у себя в программе мы написали соответствующий блок - в понедельник посмотрю. Сейчас могу только отослать к Пособию к СНиП II-23-81*. Прочитайте раздел 7 - в любом случае будет полезно.

Отдельно идут круглые трубы, тут и вовсе нельзя определить ни hef ни bef, у них тоже нет такого понятия как проверка местной устойчивости?

Совершенно верно - идут отдельно. И раздел в СНиПе им соответственно посвящен отдельнй - 8.2.

P.S. Вы уже ощущаете, что запрошенных данных по профилям в Вашей базе "маловато будет"

Нет, не означает. Приложение 7* СНиП II-23-81* приводит методики расчета для двутавров (равнополочных и неравнополочных), тавров и швеллеров.

Да, действительно. Ну а что же касается всех остальных профилей? Круглые, квадратные, прямоугольные трубы рассчитывать не нужно? "Хорошая сопротивляемость кручению" - это личное мнение или оно подкреплено соответствующими указаниями СНиПа? Но даже если так, то есть еще те же уголки. Их устойчивость определять не нужно?

Для прокатных изгибаемых сечений считается, что стенки подобраны таким образом, что их устойчивость обеспечена.

А разве в этой формуле в знаменателе не должно быть произведение I*t, где t - толщина стенки?

При реальных сортаментных трубах - все они тонкостенные с расчетной точки зрения. Откуда взят термин "безмоментные" - не вполне ясно, но, по-видимому, речь идет о безмоментной теории расчета тонкостенных оболочек, не учитывающей влияния на их напряжённое состояние оболочечных изгибающих и крутящих моментов ввиду малости влияния.

Именно так и должно быть. Это обычная сопроматовская формула без хитростей. В старых изданиях так четко и написано. В новых - чисто техническая ошибка при компьютерном наборе, сбивающая с толку.

Ну, это неверный подход, с моей точки зрения. Точнее сказать он неприменим в данном случае. Вот в нормах например сказано - нужно определять общую устойчивость балок. И тут же идет пункт, который описывают случаи, кога общую устойчивость проверять не нужно. Точно такой же подход логичен и при определении местной устойчивости. Есть раздел, где описывается как определять местную устойивость и уж коль для прокатных профилей этого делать не нужно - вполне логично это упомянуть. Впрочем, нет никаких проблем посчитать местную устойчивость прокатных профилей по этим самым нормам.

Что это за точка зрения такая? То есть формулы раздела 5 в части изгибаемых элементов не применимы к круглым труба?

СНиП говорит о ненадобности чего-либо, если только она наличиствует не всегда, а только при определенных условиях. Если ни при каких условиях ничего считать не надо - он молчит как партизан. Впрочем, при написании программы, действительно, проще делать указанную проверку и для прокатных сечений. Во всяком случае, мы именно так и поступили.

Теория определяет тонкостенные элементы как такие, у которых толщины на порядок отличаются от высоты/ширины. Где-то есть и более конкретные цифирки (не вспомню), тоже, впрочем, весьма условные. Согласно этому все сечения строительных сортаментов за малым исключением (например, сплошной кругляк или квадрат) являются тонкостенными. Что каcается раздела 5 СНиП, то он большой , но положения по общей устойчивости к круглым трубам не применимы - ну не теряют они общую устойчивость и все тут . Точно также неприменим к круглым трубам и раздел 7, толкующий о местной устойчивости стенок.

Есть еще один аспект: СНиП он же написан для какой то конкретной страны, для принятых в ней каких-то конкретных традиций строительства и проектирования. Не было принято массово применять прямоугольные трубы в качестве балок - вот и не написано о них в СНиПе. Но это не значит, что не написано нигде. Начали применять фермы из гнуто-сварных профилей - там есть сжато-изгибаемый пояс. Нитонисе, смотрите раздел 15 пособия по проектированию (о конструкциях из гнутосварных замкнутых профилей). Там описана и методика расчета на устойчивость стенок гнутосварных профилей при работе их как балок (вернее это сжато-изгибаемые элементы) в местах приложения нагрузки. А теперь смотрим дальше. Рис.26 того же Пособия. Коэфициент k зависящий от тонкостенности пояса. Возьмем сталь с Ry=260МПа. Для такой стали k равен единице при отношении D/t=47. Это значит, что если у вас профильная труба 200х200 то при толщине стенки 200/47=4.5мм устойчивость стенки былки проверять не нужно. Если же применяете профиль с стенкой меньше 4,5мм, ну так посчитайте этот k по формуле на графике рис.26, или считайте устойчивость стенки по формулам СНиПа ка для открытого профиля, какая там разница. Но часто ли приходится применять профиля с такой тонкой стенкой?

А из гнутых нету прямоугольных и квадратных труб. В этих типах сечений проверять устойчивость стенок не нужно?

Вот посмотрел, как такие расчеты реализованы у нас в программе. Выяснилось: по пункту 7.5 Пособия (стр. 40 бумажного варианта) через деформации кромок. Еще раз рекомендую прочесть весь раздел 7 Пособия.

P.S. А раздел 15 - это немного не то, точнее - не все. Здесь устойивость стенки определяется, как отметил Vavan Metallist, только в местах проиложения сосредоточенных нагрузок (в узлах). Нет,это, конечно, тоже устойчивость, но не вся. Стенка/полка может выпучится при определенных условиях в любом сечении по длине элемента.

Ну типа прочнист

Ну а что же касается всех остальных профилей? Круглые, квадратные, прямоугольные трубы рассчитывать не нужно?

Круглые и квадратные - не нужно, однозначно. Потеря устойчивости из плоскости изгиба может произойти только если изгиб происходит в плоскости большей жесткости. Прямоугольные профили (сплошные или полые) могут терять устойчивость из плоскости при изгибе в плоскости большей жесткости, но соотношения Приложения 7 для их расчета не годятся, т.к. выведены с учетом "двутаврового" выражения для секториального момента инерции: Iw=Iy*h^2/4, ну или аналогичного для неравнополочного двутавра. Почему не приводится методика расчета потери устойчивости по изгибно-крутильной форме для прямоугольников и коробов - не знаю, может они не применяются в качестве изгибаемых элементов, вам - конструкторам - виднее.

Производители проката так задумывали профили, чтобы ни при каких условиях локальная потеря устойчивости не наступила раньше, чем наступление текучести по нормальным или касательным напряжениям. Можете проверить любые профили при нулевой гибкости (длине) и убедится в этом. Правда, вот IBZ проверил все сортаменты и нашел таки два выпадающих профиля, но это наше отечественное исключение, лишь подтверждающее правило.

Нужно, и из приведенных в СНиПе картинок совершенно ясно, чему для них будет равно hef.

Что касается круглых труб, то они либо теряют устойчивость по обычной изгибной форме и для них СП дает самый "хороший" тип кривой устойчивости (Таб. 6), либо по оболочечным. Расчет устойчивости оболочек достаточно проблематичен для инженерно-строительной практики и потому, я предполагаю, что сортаменты труб ограничиваются отношениями R/t, для которых наступление текучести происходит при нагрузках ниже критических, соответствующих оболочечным формам потери устойчивости. Это означает, что проверять "устойчивость стенок и полок" у труб не требуется. Тем более, что приведенные в СНиПе/СП и Еврокоде 3 формулы выведены для пластинок, и не годятся для цилиндрической оболочки.

Кака разница, суть расчета локальной устойчивости стенки-полки - расчет пластинки. Из приведенных в СНиПе картинок ясно, что нужно брать в качестве эффективной ширины пластинки для гнутых профилей. Впрочем, похоже разработчики СНиПа устали объяснять это и в СП нарисовали короб тоже.

Почему не приводится методика расчета потери устойчивости по изгибно-крутильной форме для прямоугольников и коробов - не знаю, может они не применяются в качестве изгибаемых элементов, вам - конструкторам - виднее.

СНиП он же написан для какой то конкретной страны, для принятых в ней каких-то конкретных традиций строительства и проектирования. Не было принято массово применять прямоугольные трубы в качестве балок - вот и не написано о них в СНиПе.

Вы правильно заметили в СНиП очепятка.
Проверить можно по единицам измерения кг/см2 (кН/см2, МПа и др).

А что с ним не то при работе на изгиб ?? Думаю, что здесь как раз все в порядке. Не согласны - приведите полные расчетные исходные.

Исходные данные
1. Двутавр 30Ш2 длиной 5,5 м
2. на нижнюю полку опираются плиты жб. Скорее всего по слою ц-п р-ра
(про кручение понятно что будет, вопрос не про это, хотя может позже)
3. Весьма неглупый человек говорит, что надо ставить ребра жесткости из-за местной потери устойчивости. Мне непонятно - ведь прокатный профиль не теряет местную устойчивость при сплошном приложении нагрузки до момента разрушения.

СНиП толкует про проверку местной устойчивости изгибаемых сварных двутавров, предполагая, что у проката и так она обеспечена (не путать с другими видами НДС!). При этом это не означает, что расчет для проката невозможен. Не нужен - да, но при необходимости все приведенные формулы вполне применимы. Давайте посмотрим на устойчивость стенки Вашего сечения (данные приняты для 30Ш2 по СТО АСЧМ).
hef=300-2*(15+18)=234 (мм) t=9 мм. Заглядываем в СНиП:

7.3. Устойчивость стенок балок не требуется проверять, если при выполнении условий (33) условная гибкость стенки не превышает значений:
3,5 — при отсутствии местного напряжения в балках с двусторонними поясными швами;
3,2 — то же, в балках с односторонними поясными швами;
2,5 — при наличии местного напряжения в балках с двусторонними поясными швами.
При этом следует устанавливать поперечные основные ребра жесткости согласно требованиям пп. 7.10, 7.12 и 7.13 настоящих норм.

Обращаю Ваше внимание, что пункт никак не связан с местом приложения и характером нагрузки.

Имеем hef/t*sqrt (Ry/E)=234/9*sqrt (2450/2.1*E6)=0.89 < 3.5
Как видим расчет не требуется, но может быть надо ставить ребра конструктивно? Смотрим пункт 7.10

7.10. Стенки балок следует укреплять поперечными ребрами жесткости, если значения условной гибкости стенки балки превышают 3,2 при отсутствии подвижной нагрузки и 2,2 — при наличии подвижной нагрузки на поясе балки.

Нет, и конструктивно никакой необходимости в ребрах нет. Используем 30Ш2 для изгибаемых элементов без опаски за местную устойчивость стенки без всяких ребер.

Местная устойчивость полки определяется еще проще по таблице 30 СНиП. Убедитесь сами.

Инженерные решения

При разработке конструктивной концепции была учтена возможность перспективной надстройки здания одним этажом.

Автостоянка имеет в плане Г-образную форму с габаритными размерами между крайними осями 20,7 м х 41,6 м.
Количество этажей – 1.
Высота этажа – 2,8 м.

Конструктивная схема здания статически-неопределимая. Схема опирания колонн на фундамент принята жёсткой. Узлы соединения балок с колоннами приняты рамными вдоль буквенных осей и шарнирными вдоль цифровых осей.

Стальной каркас здания запроектирован из колонн и балок двутаврового профиля.

Перекрытия этажей - монолитные железобетонные по несъёмной опалубке из профнастила.

Пространственная неизменяемость и устойчивость здания обеспечиваются за счёт совместной работы рамно-связевого стального каркаса, элементы которого объединены жёсткими дисками перекрытий в единую систему.

7-этажная надземная автостоянка в г. Екатеринбург

Рис.2 Трехмерная модель каркаса 7 -этажной автостоянки закрытого типа

Место строительства – г. Екатеринбург
Снеговой район – III (СП 20.13330.2011)
Ветровой район – I (СП 20.13330.2011)

Надземная автостоянка закрытого типа состоит из двух корпусов, отделенных друг от друга деформационным швом.

Корпуса автостоянки имеют в плане форму прямоугольников с габаритными размерами между крайними осями 36,8 м х 27 м и 19,8 м х 18 м.
Количество этажей – 7.
Высота этажа – 2,95 м.

Конструктивная схема здания статически-неопределимая. Схема опирания колонн на фундамент принята жёсткой. Узлы соединения балок с колоннами приняты шарнирными вдоль буквенных осей и рамными вдоль цифровых осей.

10-этажное жилое здание в г. Иркутск

Рис.3 Трехмерная модель каркаса 1 0-этажного жилого здания

Место строительства – г. Иркутск
Снеговой район – II (СП 20.13330.2011)
Ветровой район – III (СП 20.13330.2011)
Сейсмичность площадки – 8 баллов (СП 14.13330.2014)

Здание имеет форму прямоугольника с габаритными размерами между крайними осями 25,14м х 14,2м.
Количество этажей – 9.
Высота типового этажа – 2,8 м.

Конструктивная схема здания статически-неопределимая. Схема опирания колонн на фундамент принята жёсткой. Узлы соединения балок с колоннами приняты шарнирными вдоль цифровых осей и рамными вдоль буквенных.

Предполагается, что конструкции подземного этажа выполнены из монолитного железобетона.

Стальной каркас здания запроектирован из колонн и балок двутаврового профиля.

Перекрытия этажей - монолитные железобетонные по несъёмной опалубке из профнастила, монолитные железобетонные по инвентарной опалубке.

Пространственная неизменяемость и устойчивость здания обеспечиваются за счёт совместной работы стального каркаса, поперечных связей и вертикальных ядер жёсткости, элементы которых объединены жёсткими дисками перекрытий в единую систему.

13-этажное жилое здание в г. Москва

Рис.4 Трехмерная модель каркаса 13 -этажного жилого здания

Место строительства – г. Москва
Снеговой район – III (СП 20.13330.2011)
Ветровой район – I (СП 20.13330.2011)

Количество этажей – 3,8,10,13.
Общая площадь надземной части – 37 500 м 2 .
Высота типового этажа – 3,48 м. Высота первого этажа – 5,20 м.

Конструктивная схема здания статически-неопределимая. Схема опирания колонн на фундамент принята жёсткой.

Перекрытия этажей - монолитные железобетонные по инвентарной опалубке.

Пространственная неизменяемость и устойчивость здания обеспечиваются за счёт совместной работы стального каркаса, монолитных железобетонных ядер жёсткости, элементы которых объединены жёсткими дисками перекрытий в единую систему.

14 -этажное жилое здание в г. Тверь

Рис.5 Трехмерная модель каркаса 14 -этажного жилого здания

Место строительства – г. Тверь
Снеговой район – IV (СП 20.13330.2011)
Ветровой район – I (СП 20.13330.2011)

Количество этажей – 14.
Общая площадь надземной части – 14 900 м 2 .
Высота типового этажа – 3,15 м.

Подземный этаж запроектирован из монолитного железобетона. Фундамент - плита по искусственному основанию.

Стальной каркас здания запроектирован из колонн и балок двутаврового профиля.

Перекрытия этажей - монолитные железобетонные по инвентарной опалубке в уровне нижнего пояса балок стального каркаса.

17 -этажное жилое здание в Московской области

Перекрытие - тип 1

Перекрытие - тип 2
(дополн. колонны - красным)

Рис.6 Трехмерная модель каркаса 17 -этажного жилого здания

Место строительства – Московская область
Снеговой район – III (СП 20.13330.2011)
Ветровой район – I (СП 20.13330.2011)

Количество этажей – 17 (+1 технический).
Общая площадь проектируемой части – 5 150 м 2 .
Высота типового этажа – 3,00 м для перекрытия типа 1; 3,15 м для перекрытия типа 2.

Конструктивная схема здания статически-неопределимая. Схема опирания колонн на фундамент принята жёсткой.

Стальной каркас здания запроектирован из колонн и балок двутаврового профиля.

Перекрытия этажей запроектированы двух типов. Тип 1 - монолитные железобетонные по несъемной опалубке из профнастила, с участками плоской плиты по инвентарной опалубке в зоне балконов. Тип 2 - монолитные железобетонные по инвентарной опалубке в уровне нижнего пояса балок стального каркаса.

21-этажное жилое здание в г. Москва

Рис.7 Трехмерная модель каркаса 21 -этажного жилого здания

Место строительства – г. Москва
Снеговой район – III (СП 20.13330.2011)
Ветровой район – I (СП 20.13330.2011)

Количество этажей – 21 (включая 1 технический надземный этаж и 1 подземный этаж).
Общая площадь надземной части проектируемой секции – 8 930 м 2 .
Высота типового этажа – 3,48 м. Высота первого этажа – 5,20 м.

Здание ФОК в Московской области

Рис.8 Трехмерная модель каркаса здания ФОК

В рамках концепции была рассмотрена возможность замены монолитного железобетонного каркаса двухэтажной части здания ФОК (колонны, перекрытия на отм. 3.300, 3.900, 4.800 и покрытия на отм. 9.500, 11.600) на стальной каркас с монолитными плитами перекрытий/покрытий (стальные колонны, сталежелезобетонные перекрытия).

Количество этажей – 2.
Общая площадь проектируемой части здания – 5 745 м 2 .

Каркас перекрытия запроектирован из стальных балок, объединённых с монолитной плитой по профлисту стержневыми анкерами (стад-болтами). На этапе бетонирования плит перекрытий предполагается установка временных стальных балок для сокращения пролёта профлиста до момента набора достаточной прочности бетона.

Сталежелезобетонные большепролётные перекрытия общественного здания

Настоящая концепция была подготовлена ИЦ АРСС с целью определения расхода строительных материалов при устройстве сталежелезобетонных большепролётных перекрытий общественных зданий с различными полезными нагрузками.

В качестве исходных данных была принята типовая ячейка перекрытия с размерами в осях 8,4 м х 17,6 м. Конструкции перекрытия опираются на монолитные железобетонные колонны.

В результате расчётов были определены объёмы расхода строительных материалов и проведено сравнение вертикальных габаритов перекрытий - сталежелезобетонного и монолитного железобетонного. Параметры монолитного железобетонного проекта при этом были приняты по существующему проекту.

Сталежелезобетонное перекрытие запроектировано в виде балочной клетки, состоящей из второстепенных балок пролётом 17,6 м (с шагом 2,1 м), опирающихся на главные балки пролётом 8,4 м. Совместная работа стальных балок и железобетонной плиты по несъёмной опалубке обеспечивается приваренными к балкам стержневыми упорами.

Расчёт общей и местной устойчивости

Наиболее опасные предельные состояния связаны с потерей устойчивости элементов и системы в целом. В расчётном комплексе SCAD Office имеется режим проверки устойчивости, который позволяет вычислить:

Коэффициент запаса устойчивости (показывает во сколько раз нужно увеличить заданную нагрузку, чтобы система потеряла устойчивость);
Форму потери устойчивости;
Расчётные длины стержневых элементов.

Требования норм

Требования к проверке общей устойчивости стальных конструкций содержится в пункте 4.3.2 СП 16.13330.2011

Отношение критической нагрузки к расчетной для стержневых конструкций, рассчитываемых как идеализированные пространственные системы с использованием сертифицированных вычислительных комплексов (согласно 4.2.5, 4.2.6), должно быть не меньше коэффициента надежности по устойчивости системы ys = 1,3.

А к проверке железобетонных конструкций в приложении В СП 63.13330.2012 пункт В.8

При расчете на устойчивость конструктивной системы следует производить проверку устойчивости формы конструктивной системы, а также устойчивости положения конструктивной системы на опрокидывание и на сдвиг.

и в пункте 6.2.8 СП 52-103-2007:

…При расчете устойчивости формы конструктивной системы рекомендуется принимать пониженные жесткости элементов конструктивной системы (учитывая нелинейную работу материала), поскольку устойчивость конструктивной системы связана с деформативностью системы и отдельных элементов. При этом значение понижающих коэффициентов в первом приближении рекомендуется принимать, как указано в пп. 6.2.6, 6.2.7 с учетом того, что устойчивость конструктивной системы зависит от сопротивления в основном внецентренно сжатых вертикальных элементов при длительном действии нагрузки и в стадии, приближающейся к предельной. Запас по устойчивости должен быть не менее чем двукратным.

Задание исходных данных

Исходные данные для расчёта общей устойчивости системы находятся в специальных исходных данных:

В появившемся окне задаётся вид расчёта, верхняя граница поиска (граница выше которой поиск коэффициента запаса устойчивости не будет производиться, и от каких нагрузок или комбинаций будет производиться расчёт:

Более подробно об теоретическом обосновании можно прочитать в справке SCAD Office, особенно стоит обратить внимание на различия в результатах расчёта устойчивости стержней между строительными нормами и SCAD.

Анализ результатов

Коэффициент запаса устойчивости системы будет указан в протоколе, также там будет указан элемент с наименьшим коэффициентом запаса при неподвижных узлах системы.

Во вкладке перемещения — можно посмотреть формы потери устойчивости.

Во вкладке «Постпроцессоры»/»энергетический процессор» — элементы с отрицательной энергией будут ответственны за потерю устойчивости. Чем больше отрицательное значение у элемента, тем больше он отвечает за потерю устойчивости..

Дополнительная информация

А.В. Перельмутер В.И. Сливкер Расчетные модели сооружений и возможность их анализа. 2011. Раздел 9. Задачи устойчивости и смежные вопросы.

Читайте также: