Загадка расчетных длин железобетонных колонн
Vložit
- čas přidán 7. 09. 2024
- На первый взгляд расчетные длины ЖБ колонн указанные в СП 63 и СП 355 противоречат строймеху и здравому смыслу. Но, к счастью, всему этому есть объяснение, которое вы узнаете, посмотрев это видео!
Огромное спасибо за ваши труды, если решите сделать курс по расчету жб каркаса,то готов его взять за любые деньги
У вас прямо по всем канонам литературного жанра. Завязка-кульминация-развязка. Есть пара вопросов: 1. Что принципиально меняется, если мы переходим от колонн к пилонам и стенам? Для них мы тоже должны учитывать влияние продольного изгиба. 2. Как для средних колонн решить 0,8 или 1,2?
Спасибо огромное за старания, отличное видео! На 41:50 даже подумал, что автор сам себя загнал в тупик, но все объяснил позже, круто, интересно!)
Отличный материал. Хоть и не занимаюсь металлом, с удовольствием смотрю ваши уроки. Правильно говорите что инженер должен развиваться во всех областях, рад что вы вошли в железобетон. Кстати, буквально на днях встречался с моими друзьями - вашими коллегами ,которыми вы когда-то работали и получил о вас лестные отзывы. Кстати эта книжка Трекина, Кодыша шикарна и действительно информация поданная там вообще не очевидна для большинства. Кстати в ваших примерах вы все таки загружали крайние колонны двухпролетной рамы нагрузкой равной P, при этом мы говорили о том что все таки у крайних колонн грузовая площадь меньше в 2 раза.Так что с учетом разницы в прочности бетона + нагрузка в два раза для крайних меньше, есть шанс подобраться к нужному коэффициенту 1,2. В практическом же расчете лучше брать с запасом 1,5 по принципу берем по худшему при противоречиях в нормативном документе, опять же чтобы прикрыть пятую точку)
Ну это если двухпролетная рама, то эффект крайних колонн может сказаться так что 1.2 можно оправдать, но чем больше пролетов тем меньше влияние крайних колонн. Поэтому, да, я рекомендовал 1.5 именно из-за пятой точки, ну и просто потому что опыта у меня на так много. Но сюда по комментам людей 1.2 юзают очень активно и прокатывает.
@@Structuristik Крайние колонны обычно стараются сделать меньшего сечения, если нагрузка на них в 2 раза меньше то зачем делать такое же сечение как у средних? Тогда получается что эта логика уже не работает, и уже не понятно в какой степени крайние могут действительно помочь средним в устойчивости. По вероятности у них может быть более прочный бетон, но достаточно ли будет этого, сложно сказать, опять упираемся в геом и физ нелинейные расчеты).
Спасибо большое. За то что вы делаете
Классный разбор! Не задумывался над этим никогда (но и гибких колонн не проектировал). Как обычно у нас в нормах: физический смысл искажен и скрыт за "упрощёнными" формулами. Неоднократно сталкивался с подобными ситуациями в ЖБК, пара примеров: фиктивная высота сжатой зоны Х, фиктивное расчетное сопротивление поперечной арматуры.
С другой стороны, иногда в Еврокодах физический смысл сохранен, но простые вещи описаны очень сложным текстом для общего случая. Так что может эти упрощения в СП не так плохи, а кому надо разобраться просто почитает коричневую книжку :)
Большое спасибо, очень интересно. Труда, конечно много приложили к этому вопросу, снимаю шляпу.
По поводу определения расчетных длин в зависимости от нагрузки, вероятно речь идёт об определении длин в расётном комплексе, но вопросов к этому методу, конечно очень много.
Спасибо!
На самом деле очень даже ручной метод (определение расчетных длин в значимости от загруженности системы). Именно так считали до наступления эры ПК.
Круто, больше железобетона!
Видео еще не посмотрел, но осуждаю )
Выход СП355 стал в свое время спасением, т.к. там, наконец, соизволили перепечатать таблицу 1984-го года (и то не полностью, весьма важные примечания забыли), что избавило от проблем доказательств расчетной длины колонн многопролетных зданий со связевым покрытием. А зданий таких в последние годы построено масса - все многочисленные логистические комплексы, леруа мерлены, ашаны и пр. имеют колонны с высотой 12-14м, где как раз на пределе по гибкости проходят колонны сечением 500х500 и по формальным признакам простым расчетом в лоб по СП63 все эти здания не проходили. Дело осложняется тем, что почти все эти здания стоят на небольших столбчатых фундаментах, которые имеют угол поворота и при условии ограниченного поворота внизу и шарнира с ограниченным смещением (таки кровля же смещается) вверху получается 2,0. И при 2,0 нужно делать титанические колонны или связи.
После ввода в действие со спокойной душой отказался от связей на складах - +внешний вид, +эксплуатационное удобство, +6-10 тонн экономии на каждое здание в 20-40 тыс. квадратов.
Вообще по этому типу зданий иногда удивляюсь, насколько разные решения проектировщики закладывают - где-то колонны 600х600, где-то все фермы оборачивают базальтовой конструктивной огнезащитой (например, в СПб, гипер Перекресток на Карбышева, гигантский труд!)
Посмотрю кено, интересно сравнить свои догадки на счет расчетной длины с выводами автора. И будут ли противоречить выводы автора многолетнему опыту дедов, писавших снип 84-го года :)
Ну вот зря Вы осуждаете, я то наоборот "дедов" поддерживаю и видео как раз об этом. Объясняю почему "деды" так сделали.
@@Structuristik 17:20 Не понял, как получен Mnl - в МКЭ с геом.нелин или для простых схем есть какие-то упрощенные графические/табличные коэфф.?
31:00 Не понял, почему n1=6 и мю=1,21, если длины колонн одинаковы, вроде Cn=n, n1=3, мю=1,67
1:26:55 - по поводу совета принимать 1.5 вместо 1.2 - здесь вмешиваются реалии проектирования, которые лежат за пределами СП63. Большая часть зданий с мю=1,2 - это здания высотой 12-15м и площадью 20-80 тысяч, с шагом 12х24, 18х24, многопролетные, порядка 100м в поперечнике, которые строятся почти серийно, соответственно у заказчика уже есть полное понимание по экономике проекта, у некоторых это понимание даже формализовано в виде СТО (у Леруа, например). Замена мю=1,2 по нормам 84-го года и СП355 на мю=1,5 по СП63 (или даже 2,0 с учетом податливости столбчатых фундаментов на глинистых грунтах) приводит к замене сечения 500х500 на 600х600, это увеличение расхода в 44%. У меня почти нет сомнений, что для условного вайлдберриз/озона/и.т.п., которые десятки таких зданий построили и успешно эксплуатируют ситуация, в которой проектировщик настаивает на мю=1,5 скорее всего после консультаций с экспертом и третьим проектировщиком приведет к замене конструктора, а не конструкции ))) И справедливо.
1:28:30 - очень наглядная и понятная картинка с выводами. Сам бы для двухпролетного здания не стал брать 1.2, а ближе 1,4-1,5.
1:28:48 - очень важный момент, несколько обделенный вниманием в лекции и который почему-то совсем не перекочевал из снипа 84-го года в СП 355, раньше там было примечание о границах применимости таблицы, что это только для колонн с жестким в своей плоскости покрытием. При этом для бескрановых зданий связи могут стоять только в торцах, тогда по длинным сторонам покрытия ветровых ферм нет и в работе будет участвовать лишь один ряд колонн, одна рама, без вовлечения в эту работу соседних рам, в свою очередь фермы этого ряда будут иметь бОльший поперечный изгиб, чем при связевом покрытии, еще сильнее уменьшая вклад колонн даже одной рамы в поддержание колонны, теряющей устойчивость. Всё это, увы, нельзя (ну или я не могу) численно выразить, но тем не менее как-то нужно учитывать, в этом случае как бы не 1,7-1,8-2,0...
@@Structuristik вообще, как всегда очень круто, спасибо за лекцию!
@@user-nh5tb7zk7y 17:20 Mnl получил просто умножим M на n посчитанный вручную
31:00 Две колонны раскрепляют одну, получаем Cn = 2*6 EI/l3, подставляем и получаем n1=6, подставляем в формулу для мю и получаем 1.21
1:26:55 Ну тут Вам виднее, так как опыта у Вас больше. Я же просто обозначил, что увидел и за неимением опыта предложил делать так не претендуя на абсолютную истину. Мои знакомые наоборот говорят что всегда принимают 2, потому что экспертиза докапывается.
1:28:48 - согласен - это очень важный момент
Как вам пожарные нормы, которые и заставляют считать колонны с мю=2 если покрытие не обрабатывается? В МО есть объект, где жб колонны 1200х1200мм (склад с высотой колонн 14м) и эти колонны сборные их 2х частей
Причина не "стальных" к-тов расчетной длины для ЖБ однопролетной рамы скорей всего в разности жесткостей колонн при работе на горизонтальную нагрузку. А разность этих жесткостей обусловлена тем, что ригели практически никогда на колонны сверху не опираются центрально. Т.е. при вертикольной нагрузке ригелем консольные колонны изогнуты навстречу друг другу. При действии горизонтальной нагрузки на раму одна колонна становится поддерживающей менее нагруженной, и более жесткой, другая наоборот, менее жесткой и более, нагруженной.
Добрый вечер! Большое спасибо за интересную лекцию, а также за отличный канал и подкаст Конструктивный разговор👍
Всегда интересно, профессионально и злободневно. Хотелось бы услышать (например, в подкасте) ваши размышления о будущем проектирования в России в связи с действиями, происходящими в политике (с 24 февраля Scad прекратил поставки в РФ). Как вы видите развитие bim, про которое мы слышали из каждого утюга, в связи с происходящим?
Вся экономия на колоннах разбивается о необходимость огнезащиты покрытия до степени огнестойкости колонн. К сожалению.
Мне не понятно. Расчет в программе ETABS показал, что прямой метод дает отличный результат от косвенного. Т.е. в расчетных программах невозможно рассчитать с коэффициентами как в СП 355?
36:52 могли указать что формула из 360-го. Мол не сам выдумал вывод, а обоснованный. Только вопрос почему выбрали именно эту формулу из трёх представленных в документе? А так, огромная благодарность конечно. Вы делаете большое дело👍
Мог бы, но уже поздно ) Потому что именно из нее можно вывести почему нужно умножать расчетную длину на корень из отношения жесткостей.
Спасибо!
С устойчивостью ещё одна тёмная тема - плоские конструкции (стены). Если вырезать участок длиной 1м, то как учесть влияние остальной стены?
а еще поперечные перевязки. Ответ в "Пособии по проектированию жилых зданий" к старому снипу.
Хороший вопрос - будем думать )
Учесть можно наложив связи. А лучше ничего не вырезать и считать как есть пространственную модель. У вас же здание/сооружение не плоское.
@@user-nh1dp4zk9v расчётная длина в ручную задаются, независимо плоская схема или пространственная
@@Alexey_X Конечно, это я и не оспариваю. Я лишь против расчетов вырезанного куска здания без учета совместной работы со всем остальным, включая основание. Мой ответ был на "если вырезать участок 1м и как учесть влияние остальной стены".
Добро пожаловать в железобетон, только поход в железобетон нужно начинать с нелинейно - деформационной модели плавно переходя в срач по расчету наклонных сечений))) единственное обсирать СП 63 не советую, получше всяких еврокодов, даже если смотреть на запасы, то СП 63 может себе позволить меньшие запасы.
горячо поддерживаю, НДМ свободно переводится в любой срач, например по приведенным модулям деформации
Я вот как раз за то, чтобы кончились срачи и настало единое понимание. По технике обсирать не собираюсь, а вот по тому как написано криво - невозможно игнорить.
@@Structuristik доброго времени суток. Можете ответить на вопрос. Собираюсь строить ленточный фундамент т-образного типа. Подошва шириной 0,7м. И толщиной 0,4 м., у меня вопрос такой, что лучше и прочнее, армокаркас на подошву делать из арматуры диаметром 14 мм из 10 прутьев или 16 мм из 8 прутьев.
А в этом видео вы уже признаете авторетет сп 63 , на другими сп по железобетонным крнструкциям. А вот в видео про композитную балку на мой коментарий ответили, что сп 266 важнее будет
В обоих случаях я руководствуюсь областью применения. СП 63 - для ЖБ, СП 266 - для СтЖБ. Опять же вопрос к нормотворцам почему у них везде разные требования. Мне это тоже не нравиться.
Андрей, здравствуйте. Очень детально все разобрано, спасибо Вам за это. Могли бы Вы ответить на несколько вопросов. Я правильно понял, что если мы хотим посчитать ЖБ раму с физ и геом нелинейностью "корректно", то должны итерационно играть с прочностями бетона колонн раскрепления (т.е. проверять армирование каждой конкретной колонны, увеличивая прочность бетона всех остальных на полученные в ролике коэффициенты)? К чему это я. Выходит, что если этого не делать, то физ и геом нелинейный расчет с расчетными прочностями бетона по СП заведомо будет противоречить линейному расчету с коэффициентами расчетных длин по СП. И получается, что если этого не делать, то и смысл в физ и геом нелин расчете для проверке прочности отпадает, кроме как для получения "реальных" усилий/реакций в узлах? А проводить большое количество нелинейных расчетов, играя прочностями колонн займет уйму времени в реальных задачах.
Вы правы, получается что если моделить все с расчентыми прочностями и подбирать все колонны под коэффициент использования 1 с учетом расчетных длин по СП, то нелинейный расчет будет показывать что все плохо. Но это не означает что нужно играть с прочностями при нелинейном расчете - это не инженерный подход. Наша цель - подобрать армирование, такое чтобы ничего не упало. Для целей подбора армирования смысл в нелиненйонм расчет не отпадает. Подобрав армирование по нелинейному расчету с приведенным жесткостями (с учетом трещин - 0.6, 0.7 в зависимости от норм) Вы получите безопасный результат, который пройдет проверку с использованием метода расчетных длин. Да, скорее всего он даст менее экономичные результаты, но это больше говорит о том что нужно в нормах давать указания по выполнению нелинейных расчетов, такие чтобы результаты двух методов были близки.
если в ящике что то круглое, то оно оранжевое, а если оно оранжевое значит это апельсин
Пересматриваю Ваши труды и возник вопрос. До 11:00 нам стало известно следующее:
Вы поставили знак равенства между расчетом по деформированной схеме и расчетом на устойчивость. Ок. Я так понял это было сделано в контексте того, что если при расчете по ДС мы не находим положения равновесия, тогда устойчивость не обеспечена. Если так, то это действительно вопрос устойчивости. Принципиальный как бы вопрос. Да/Нет. Устойчиво или нет. Может ли система упруго сопротивляться заданной нагрузке или не может. Сохраняем мы первоначальную форму равновесия или нет. Это первый случай.
Второй случай - когда расчет ведется по ДС, при котором мы находим форму равновесия которая практически не отличается от изначальной (по сути остаемся в той же форме). Тогда мы берем усилия и проверяем прочность, де-факто. Как тогда этот случай назвать? Тоже вопрос устойчивости? Ну он всяко неодинаковый с первым вариантом. Хотелось бы четко разделить и дать названия)
Может быть поэтому для ЖБ не написали слово "устойчивость" т.к. вариант по типу первого ну практически невозможен, при соблюдении всех конструктивных требований.
Отсюда логично вытекает проверка именно прочности, но с учетом факторов "Pi-d"
Расчет по ДС вне зависимости от его результата (найдено равновесие или не найдено) это и есть расчет на устойчивость. Расчет на устойчивость = расчет на прочность с учетом эффектов деформированной схемы. Случай всегда один - это разрушение, превращение конструкции в механизм. Первого случай, который Вы описали, в реальности не существует, потому что не бывает бесконечно упругих конструкций. Если бы конструкция была бесконечно упруга, то она бы нашла новую форму равновесия и никакого разрушения бы не было. Второй случай, который Вы описали, идентичен первому с учетом того что мы сюда добавляем физнелинейность, т.е. возможность конструкции разрушаться, превращаться в механизм. Т.е. если мы в модели добавите учет физнелинейности то ваш расчет по ДС покажет превращается ли ваша конструкция в механизм (нарушается ли статическое равновесие) или нет. Почему в ЖБ решили не использовать слово "устойчивость" я не знаю, но на мой взгляд в этом нет ошибки или какого-то тайного смысла.
@@Structuristik спасибо!
18:20 коэффициент Эта даёт момент нелинейный 178кНм. Лира даёт в физически и геометрически линейной задаче для 32 арматуры и ваших условий задачи коэффициент запаса 1,75. Если посчитать геометрически нелинейно то коэффициент запаса приближается к 1.5(то есть элемент имеет меньшую несущую способность из-за увеличения момента с 42кНм до 59кНм) Примерно тоже самое наблюдается при проверке в SCAD - геометрически нелинейный расчет уменьшает несущую способность по сравнению с линейным. Неужели так и задумывалось изначально разработчиками как нормативов, так и расчетных программ? По сути выходит что или геометрически линейный расчет завышает несущую способность, или же нелинейный её занижает( раз уж коэффициент Эта вроде как предназначен компенсировать неточности из за неучёта деформаций линейного расчета)
Нормы не различают расчетные формулы для линейного и нелинейного расчеты, видимо Эта учитывается и там и там. Есть только туманная формулировка что Эта может уменьшаться при учете всего и вся, как и насколько - не написано опять же. Подозреваю что из за этого её и не уменьшают. Если это делается в запас то это наверно не страшно. Но хотелось бы разобраться в вопросе.
Не совсем понимаю, что Вы считаете. Считая линейно, вы получаете момент 42 кНм и сжатие 700 кН и если проверяете колонну по СП 63 с расчетной длиной 2, то коэффициент запаса 1.75 вы не можете получить. Коэффициент Эта который вы получаете при расчете по СП 63 косвенно учитывает увеличение момента из-за эффектов геом и физнелина - собственно с объяснения этого я и начинал лекцию. Нелинейный расчет ничего не занижает, а линейный не завышает - он лишь показывает какой-то результат. Если учли всю нелинейность напрямую, то при проверка сечения уже не нужно учитывать никакого Эта - это написано в п.8.1.2 СП 63 и про это я говорю в 10:10. Да, далее в формулах эта присутствует всегда вне зависимости от типа расчета, но это же наши нормы - они полны ляпов и противоречий, не стоит удивляется. Если заглянуть в книжку на которую я ссылаюсь в 57:40 - там можно увидеть что учитывает Эта и сделать вывод что при учете этих эффектов напрямую Эта при проверке сечений учитывать не нужно.
@@Structuristik Ну в лире у меня получилось для линейного 1.75 всё таки. Может где то в спешке что то не то задал. Я проверял потом. Если для нелинейного расчета уменьшить горизонтальную силу так, чтобы момент в заделке совпал с линейным(то есть чтобы он уменьшился с 59кНм да 42кНм) то получаются в геометрически нелинейном расчете тот же коэффициент запаса, что и в линейном, то есть да - и лира и скад, точно не уменьшают Эта для нелинейного расчета применяя ту же величину что и в линейном. Потихоньку начинаю понимать, что по сути дела геометрически нелинейный расчет выявляет только момент от вертикальной силы которые создаётся от смещения конца стержня горизонтальной силой, без горизонтальной силы(то есть при действии только вертикальной 700кН) никакого момента в заделке в геометрически нелинейном расчете не появляется в Лире. Ну тут я случайный эксцентриситет не учёл конечно(попробую позже в эту сторону ещё посмотреть). Следовательно они правильно делают что Эта для геомнелина не уменьшают. Хотя из за учета этого момента от смещения верхнего конца горизонтальной силой закономерно в нелинейном расчете снижается несущая способность. Значит надо мне глубже копать, видимо это только в каком то физ и геом нелинейном расчете этот момент можно выловить.
Upd: задал случайный эксцентриситет 10мм и все начало проясняться. В линейном расчете момент в заделке стал 49кНм вместо 42, а в нелинейном уже 70кНм. Этот же момент в линейном расчете получил при эксцентриситете 40мм, и как и ожидалось коэффициент запаса получился как для нелинейного расчете с эксцентриситетом 10мм. Да геометрически нелинейный расчет показывает таки меньшую несущую способность при прочих равных. Теперь надо считать и сравнивать с ручным расчетом. Возможно что Эта как раз и призвана показать что для линейного расчете мы должны увеличивать эксцентриситет в МКЭ расчете на величину Эта( у меня может и случайно получилась разница эксцентриситетов 4 кратная под одну и туже несущую способность - не Эта ли случайно здесь вылезла)
Спасибо за ваши труды, они заставляют много о чем задуматься.
@@drupavelable да вы простым расчетом ручным проверьте, неоткуда там взяться 1.75. Либо я считать не умею ) Хотя сверял с ручным расчетом в webcad.pro - все сошлось.
Топ!
Андрей, добрый день! Я помню вы как то говорили, что неважно в какой последовательности прикладывать горизонтальную и вертикальную нагрузки, результат должен быть один и тот же, но мы тогда о стальной колонне разговаривали в геом. нелин. постановке. Здесь физ. и геом. нелин. постановка и вы говорите что результат зависит от порядка приложения нагрузки.
Можете еще раз просветить на эту тему? Я запутался.
Любая конструкция, а так же любая ее часть, должна находиться в равновесии, т.е. внешние нагрузки должны уравновешиваться внутренними усилиями в конструкции. Если мы говорим о строительных конструкциях, в которых не может быть больших деформаций (таких что меняется конфигурация конструкции), и выполняем геомнелин расчет без физнелина (то есть все упруго и ни в какой момент нагружения не может произойти изменение статической схемы конструкции, как случается при образовании пластического шарнира), то приложенным нагрузкам будет соответствовать только одно НДС конструкции. Вы не сможете найти никакого другого состояния при котором оно будет выполняться. А поэтому порядок приложения нагрузок совершенно не важен, потому что в итоге НДС конструкции будет одним и тем же вне зависимости от порядка приложения.
Однако даже в случаях отсутствия физнелина (возможности образования пласт шарниров и т.д.) могут быть случаи для которых может быть важен порядок приложения нагрузок. Это конструкции в которых могут произойти значительные деформации изменяющие ее конфигурацию. В таких конструкциях одной комбинации нагрузок может соответствовать несколько состояний равновесия. Самый простой пример такого случая - это задачка с "прохлопыванием" www.researchgate.net/publication/317149367/figure/fig2/AS:667647658164230@1536191014556/The-classic-equilibrium-paths-for-snap-through-buckling.png Для нас такие задачи не особо актуальны, потому что материал конструкций не даст нам достичь таких деформаций - они просто потекут и разрушаться задолго до этого.
При учете физнелинейности и образовании пластических шарниров будет меняться статическая схема конструкции в процессе нагружения. Сильно упрощенных пример: если говорим про консольную ЖБ колонну с нагрузкой вверху. Если мы сначала приложим вертикальную сжимающую нагрузку шарнир не образуется (если сечение держит на сжатие), после прикладываем горизонтальную (такую что растяжение от изгиба в опорном сечении не перекрывает сжатия от вертикальной, но при этом при ее отсутствии превышает расчетной сопротивление бетона на растяжение), то колонна останется условно упругой и просто отклониться вбок на определённую величину. Если же мы сначала приложим горизонтальную нагрузку, то бетон в опорном сечении треснет и колонна отклониться вбок уже на совсем другую величину, потому что жесткость опорного сечения сильно упала из-за образования трещины. Приложение вертикальной нагрузки к отклонённой колонне добавит горизонтальных деформаций. Разница есть.
@@AndreyGolenkin ясно, спасибо, будем переваривать)
Друзья подскажите. Площадь фундаментной плиты 36 м2. Четыре колонны 500х500. Других диафрагм жесткости нет. Присутствует сейсмика. Сверху монолитная плита 200 мм. Арматура 25мм 8 хлыстов на колонну, достаточно?
Еще вопрос. 1:20:30 вы говорите что программа не смогла найти равновесие, почуяв резкий рост деформаций от приложения малой доли нагрузки. Вопрос - а известно какое должно быть отношение прироста деформаций что бы программа остановила расчет? На сколько я понимаю, это заложено в шаге самого шагового метода. Величину шага машина, вроде как определяет сама, по результатам именно нерезкий нарастаний деформаций. Но вот что значит нерезкое нарастание в данном случае?
Нет, я к сожалению не знаю какие там критерии.
Дякую!
Андрей, лекция просто супер! Спасибо большое за такой материал)) получается, что в случае многоэтажных каркасов расчетная длина уменьшается до 0.8l за счёт "помощи" от горизонтальной жёсткости плит перекрытий?
Да, если жесткость плиты на поворот будет такая что у вашей колонны без учета раскреплений соседними колоннам коэф расчетной длины будет равен 1. То есть, если вы определите что ваша колонна за счет защемления плитой может считаться жестко защемленной с двух сторон, то тогда согласно п. 8.1.17 е) можно брать 0.8.
Только помощь не от плит, а от соседних колонн за счет того, что они все связаны плитой.
@@Structuristik понятно, благодарю за ответ!
@@Structuristik есть два нюанса, верхние колонны последнего этажа берутся с 1,2, ничем не отличается от многопролётный рамы тут; колонны первого этажа берутся с 1,5, т.к. при больших усилиях жесткость всех колонн будет низкой и одинаковой почти у всех колонн. Остальные этажи уже 0,8 как и говорите )
@@BluRayUzer вот это поворот )
@@Structuristik да, никогда не стоит забывать, что жесткость жб уменьшается даже без трещин, достаточно секущему модулю двигаться по диаграмме сжатия)
Загадка от Жака Фреско? На размышление 2 минуты? 😁
Не знал про этот мем, поржал )
И что в итоге, какая арматура должна быть в сечении?
Боюсь, что в этом видео не было заявлено что будет подбор армирования, ни в названии, ни в описании. Видео про расчетные длины ЖБ колонн.
А подкрановая балка в крановой эстакаде будет играть роль балки, которая шарнирно расскрепляет колонны?
Может, если она сама и узлы ее крепления обладают достаточной жесткостью чтобы считаться достаточным раскреплением. Вот в этих видео рассказываю как определить достаточность раскрепления czcams.com/video/CmpzIjlpy5c/video.html
прочность и жесткость это разные вещи, а какой коэффциент вариации для модуля деформации бетона?
А где я говорю что это одно и то же?
вы постоянно говорите о жесткости она зависит от E. а на экране прочность R
@@physicsExp я объяснял почему в ЖБ жесткость сечения зависит в том числе и от прочности бетона. Пересмотрите.
🎉
А запись "Пластика и точка" будет выкладываться?)
Будет
А где посмотреть, как рассчитать сечение арматуры в колонне?
Если Вы про подбор арматуры по нормам, то СП 63 раздел 8
@@Structuristik слишком там всё заумно, можно двумя, тремя формулами получить результат?
@@user-iq5sf9cb4t формула 8.10
Даже в нашем неидеальном мире, устойчивость это совершенно не про то о чем ролик.
Вы бы раскрыли свой комментарий, а то, если честно, совершенно непонятно, какие у Вас претензии к содержанию. Конструктивная критика всегда принимается.
@@AndreyGolenkin если взять тонкий стержень и нагружать его вдоль оси, то начиная с некоторой нагрузки, энергия прямого сжатого стержня будет больше, чем изогнутого. Это потеря устойчивости по Эйлеру. Эксцентриситет здесь не причем вообще. Вы наверное тут про нелинейности говорите. Погуглите и все вам откроется :)
@@vladimirturygin9044 все ясно, вы к терминологии придираетесь. Я уж было подумал, что вы говорите, что все что я рассказываю полная чушь. Хотя судя по сарказму в конце скорее всего вы так и думаете, раз считаете что я не знаю про потерю устойчивости по Эйлеру. Ваше право.
@@Structuristik конечно, чёрное или белое, всего лишь вопрос терминологии :))) вот поэтому изучение любых наук начинают именно с изучения терминологии
@@vladimirturygin9044 на самом я даже рад, что у меня есть такие хэйтэры вроде Вас ) а то одни положительные комменты как-то подозрительно выглядят
Че велосипед то придумывать. Все цде давно посяитано и пасчитано
Вы наверное что-то перепутали. Я как ничего не придумываю, а разъясняю откуда это взялось.
час с лишним бла бла, напоминает фабрику тщеславия автора перед другими буквоедами ...хотя бы самые распространенные размеры привел, колонны и пролеты гаражей и больших парковок, что из чего, откуда потому что...
С удовольствием бы Вас послушал, видно, что Вы явно больше моего в этом знаете, а я так. Ждем видео от Вас.
Все полуторочасовое видео разрушается тем фактом что нагрузка прикладываемая в расчете и реальности может отличаться в меньшую сторону и иммено из за этого разработчиками был введен коэффициент 2, когда для случая превышения расчетной нагрузки в работу включаться соседние колонны.
Не проследил логику от слова совсем. Готов с Вами согласиться если выкладки пришлете на info@structuristik.com, ну или в телеге мне скиньте. Просто по Вашему комменту складывается ощущения, что как-будто Вы видите в моем видео какое-то шарлатанство. Я рассказываю свое видение причин таких коэффициентов и аргументирую их
Вся экономия на колоннах разбивается о необходимость огнезащиты покрытия до степени огнестойкости колонн. К сожалению.
Это из-за словоблудия в нормах и законах. Так недалеко и до того, что профлист и связи по покрытию надо огнезащищать, когда они образуют жесткий диск.... Я в своем опыте так не делал ссылаясь на то что для "бесчердачных" R15 и все вытекающее отсюда. Вообще "бесчердачные" введены специально чтобы выделить их от несущих элементов здания. В общем это отдельная тема для споров, но в моем опыте прокатывало.
@@Structuristik полностью с вами согласен. Люди формально ко всему подходят и не хотят разбираться. Если взять одноэтажное здание со степенью огнестойкости III или II, то колонны R90 или R45 соответственно. А так как перекрытие участвует в общей устойчивости, то получается формально и перекрытие должно быть R90 (R45). Но это глупость полная если у нас перекрытие по нормам R15, так как перекрытие обрушится и колонны будут нести только собственный вес и плюс остаточная нагрузка после разрушения перекрытия. Как я понимаю, степень огнестойкости колонн принимают выше, чтобы гарантированно колонны позже потеряли прочность, чем перекрытие.