Повелитель связей. Часть 1. Что делает связь связью?

[@rane5647]

Лекции этого Маэстро - это всегда праздник!

[@Kolukia]

Спасибо. Давно искал вразумительного ответа по гибким связям

[@АлексейОсипчик-е7э]

Добрый день! В СТО 0043-2014 действительно отсутствуют примеры расчета без которых разбираться в вопросе достаточно сложно. Однако, в его далеком прародителе "РЕКОМЕНДАЦИИ ПО УЧЕТУ ЖЕСТКОСТИ ДИАФРАГМ ИЗ СТАЛЬНОГО ПРОФИЛИРОВАННОГО НАСТИЛА В ПОКРЫТИЯХ ОДНОЭТАЖНЫХПРОИЗВОДСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ ПРИ ГОРИЗОНТАЛЬНЫХ НАГРУЗКАХ. МОСКВА - 1980" было 2 примера, которые, возможно помогут расшифровать, что имелли ввиду нормотворцы.

[@Никита-з2о9м]

Лекция-топ. Автор-царь

[@NewYorkAgidel]

45:40 Вопроса два: 1) почему косинус квадрат? Геометрически получается, что для смещения точки вбок на 1 связь удлинится на 1/cos(Θ), разве нет? 2) почему для прочности при этом не учитываем геометрию? Чтобы в условной пружине получить 1 кН, в связи должно получиться усилие 1/cos(Θ) ведь

[@NewYorkAgidel]

А, второй вопрос снимаю, при определении сечения он появился на своем месте :)

[@kirillbalabanov39]

Усилие в связи = горизонтальное усилие/косинус. Перемещение в связи = усилие/жесткость. Проекция перемещения = перемещение в связи/косинус. Отсюда два косинуса в знаменателе

[@alexvolkov529]

@@kirillbalabanov39 почему "проекция перемещения = перемещение в связи/cos"? Если изобразить прямоугольный треугольник, то cos = горизонтальная проекция перемещения/перемещение в связи. Отсюда горизонтальная проекция = перемещение в связи * cos. Почему у вас по-другому?

[@ПавелЩербатюк-б8т]

Вы говорите, что в наших нормах нет численного определения "связи", но с другой стороны можно же использовать таблицу 24 СП 294. В ней вроде как изложена похожая методика -- моделирование связи как пружинки, от жесткости которой зависит коэффициент расчетной длины (т.е. степень раскрепления) UPD: не досмотрел лекцию до конца)

[@evgeniybulychev]

Очень позновательная лекция! Спасибо! Хочу уточнить один момент. На 57:22 почему двутавр на бок поворачиваем?

[@91eckoman]

чтобы вычислять жесткость из плоскости двутавра

[@МихаилАндреевич-р6д]

Добрый день! На 1:34:20 при расчете перемещений верха колонны приняли перемещения от потери устойчивости Δs=Δ0 (начальное отклонение) при жесткости связи β=2*βi. Но судя по графикам в начале лекции полное перемещение должно быть равно двойному начальному Δs=2*Δ0 при β=2*βi. Почему приняли Δs=Δ0, а не Δs=2*Δ0?

[@Structuristik]

На графике вот тут 39:00 дано отношение ΔT/Δ0, то есть полного отклонения к начальному. Начальное отклонение, это не перемещение, оно изначально существует в ненагруженной конструкции, а от нагрузок добавляется Δs которое в худшем случае равно Δ0. Мы же меряем перемещение при расчете конструкций, а не перемещение + начальное отклонение.

[@Serafim-w8l]

Добрый день! Можно разобрать подробнее перемещение сдвига в примере 4?

[@mikenazarov]

Прекрасная лекция!

[@Anton_io234]

Здравствуйте, Андрей! Спасибо за ваши лекции! На вебинаре хотелось бы рассмотреть портальные связи.

[@ДимаКудряшов-м4г]

33:00 у вас программа считала по этой формуле, поэтому результат одинаковый. А что там в реальности она не отражает

[@Structuristik]

Так-то любой расчет по формуле от реальности может быть очень далек. По сути ВСЕ что вы считаете, в том числе по нормам. Но Вы же от этого не отказываетесь от использования формул )

[@alexdanilov1778]

В какой программе рассчитывает КЗУ, не расслышал, техчэлемент послышалось

[@ВадимИстрашкин]

Здравствуйте. В литературе (в той же Беленя Е.И.) говорится, что формула Эйлера справедлива для гибкостей более 100. Иначе нужно использовать формулу Ясинского. Соответственно в программах коэф. запаса устойчивости всей расчётной схемы (рамы) при гибкостях меньше 100, так же некорректно определяется? Например гибкость для двутавра 20К1: лямбда= 400/8.54=47>100. Следовательно критическую силу ищем по формуле Ясинского Nкр=(а-в*лямбда)*A=(31-0.114*47)*52.69=1350кН. У Вас в примере по ф-ле Эйлера Nкр=(3.14*3.14*20600*3846)/(400*400)=4887кН

[@Structuristik]

Все так, стержни средней и малой гибкости теряют устойчивость не упруго - это не секрет и я об этом говорил в Лекции 2 по устойчивости kzbin.info/www/bejne/fofRhZmwjrmfb5o. То что КЗУ, которые выдает программа это далеко не всегда корректная оценка устойчивости системы - тоже не секрет. Более того я об этом сам постоянно говорю в своих видео и курсах. Определяя требования к связям по формуле Ясинского (на самом деле логичнее тут говорить о предельной силе по СП 16, потому что она как раз учитывает неупругую потерю устойчивости) вы рискуете получить очень большие деформации точек раскрепления, то есть по сути не рабочую связь. Говорю про это в 34:00

[@hiitsif]

а почему когда воображаемый инженер решил, что сжатая связь выключается, то он все равно ее оставил в расчетной схеме, а не произвел расчет конструкции только с одной связью, растянутой? p.s. пардон, писал сразу же, не досмотрев лекцию до конца. но тогда вопрос: почему этот вариант прямо "так себе"? p.p.s: надо досматривать видосы сначала😅

[@MrRavil98]

45:45 Может быть, я смотрел невнимательно, но при решении задачи возник вопрос, почему Fbr именно пол процента от P?

[@Structuristik]

41:44 Вот тут объясняю. Я это обозвал "коэффициентом запаса", но если быть точным то это то, что мы накидываем к 0.4 (полученным чисто по теории) из-за не учета эффектов которые присутствует в реальном мире.

[@BluRayUzer]

Спасибо . Хотел уточнить три момента. 1. Почему при проецировании жесткости для закрепления на продольную жесткость связи вы берёте косинус в квадрате? 2. Все таки наши нормы не допускают в прямом виде использование только растянутых раскосов вертикальных связей по колоннам, иначе бы это указание было, как для связей по покрытию. 2. Для промышленных зданий при тех габаритах температурных блоков, которые допускаются нашими нормами, отечественные инженеры старой закалки всегда все связи считали на 3 тс силы сжатия, я конечно не знал откуда это они взяли, но теперь понимаю, спасибо) ну и когда вы говорили про пример 4, надо было бы упомянуть про податливость, это именно она, обратная величина к жесткости.

[@Structuristik]

1) Это самый частый вопрос - ответил тут 2) Сами знаете, что наши нормы можно читать очень по разному. Я все таки прямого запрета в нормах не вижу. 3) Хорошая мысля, приходит опосля... )

[@AndreyGolenkin]

@@an_t-q4x kzbin.info/www/bejne/Y4vHfnp6pL2hqtk

[@user-iq9bg8me8w]

Добрый день! Как Вы считаете допустим ли подход, когда для примера №4 диск из профлиста моделировался бы крестовыми связями, а для средних колонн жесткость условной пружины Cn определялась бы как податливость системы из вертикальных и горизонталь связей (средние колонны удаляются и заменяются опорами от вертикальных перемещений) на воздействие условной горизонтальной силы? А от получившейся жесткости Cn (условная горизонтальная сила/ максимальное горизонтальное перемещение ) можно было бы найти к мю для средних колонн согласно таблиц СП 294.

[@Structuristik]

Да, допустим. Мы собственно делаем то же самое в примере.

[@ВладимирКашин-г6ю]

Здравствуйте! Вопрос не в тему связей, но тоже интересный: как определить требуемую жесткость базы, для центрально сжатой свободно стоящей колонны?

[@РишатГазизов-н2ж]

Тут надо по другому решать вопрос. Посчитать схему с жёстким защемлением в основании. Затем законструировать узел базы. Затем рассчитать его вращательную жёсткость. По полученному значению вращательной жесткости проверить в соответствии нормативом вашей страны к какому классу жёсткости относится ваш узел - жёсткий, шарнирный, полужесткий. Если конечно норматив вашей страны содержит такие данные. Если жёсткий, то все ок. Если полужесткий, то либо меняйте конструктив узла, доводя его до жёсткого, либо вводите его вращательную жёсткость в расчетную схему, чтобы учесть это влияние на статический расчет.

[@МихаилАндреевич-р6д]

Добрый день! Есть ли понимание на основании чего СП 16 ограничивает предельную гибкость? Это чисто конструктивные требования или изначально в этом заложен какой-то физический смысл? Можно ли не выполнять данные требования в каких-то случаях?

[@Structuristik]

Спасибо за вопрос. Ответ будет на вебинаре.

[@АнтонБанбан]

Добрый день! Спасибо за видео, очень интересно. На сколько применимы указанные формулы для жесткости и прочности связей в случае с ЖЕСТКОЙ заделкой колонн в фундамент? Ведь для наших проектов это более частный случай нежели для eu/usa?

[@Structuristik]

Спасибо за вопрос. Ответ будет на вебинаре.

[@AndreusMinsk]

Если считать, что проф.лист раскрепляет колонны, то он "учитывается, в обеспечении общей устойчивости и жесткости каркаса". В этом случае по СП 2.13330.2020 проф.лист относится к несущим конструкциям и должен иметь большой предел огнестойкости (для зданий II cтепени огнестойкости - R90). Огнезащита будет конструктивная (краски не подойдут), а это очень дорого. Я знаю, что, например, по кровлям с профлистом есть протокол на 15мин, но это только EI15 без R. Вопрос: Если вы раскрепляете проф.листом колонны, как обосновываете пожарным, что огнезащита не требуется?

[@Structuristik]

Андрей, в табл. 21 ФЗ-123 конструкции бесчердачных покрытий не просто так выделены в отдельную категорию. Логика такая: нет крыши - нет нагрузки на колонны - они смогут стоять. Соответственно для настилов, как элементов бесчердачных покрытий, требуется R15. И протоколы (заключения) на кровли по профлисту как раз подтверждают R15 nav.tn.ru/upload/iblock/c60/RF_PK_VNIIPO_Zaklyuchenie_Pozharnye-kharakteristiki_2019.11.25_web.pdf

[@АндрейОгир-ч1н]

@@Structuristik Позволю себе вмешаться в Вашу дискуссию. И не совсем с Вами согласен, ввиду того, что, как правило в общественных зданиях со стальным каркасом, как правило коридоры выделяются перегородками до уровня настилов плюс имеются категорированные помещения по взрывопожароопасности(кладовые, подсобные помещения и т.п.), у котрых должен быть нормированный предел огнестойкости для перегородок и перекрытий, следовательно образуется замкнутое пространство, которое можно относить к чердачному помещению, и к которому должен быть доступ. Из выше отмеченного я бы поступал следующим образом: 1. Для общественных зданий со стальным каркасом, а также складов, цехов с дорогостоящим оборудованием: считал фермы несущими элементами, и не учитывал бы настил, как раскрепляющий верхний пояс элемент. 2. Иной вариант: склад для хренения какого-нибудь "навоза", либо здание, где отсутствует дорогостоящее оборудование и нет постоянных рабочих мест, то в этом случае я бы уже рассматривал требования к фермам, как элементам бесчердачного покрытия и учитывал бы раскрепление проф настилом верхнего пояса ферм. Тут еще зависит от эксперта ПБ, но я бы на его месте следовал двум изложенным выше выводам.

[@Structuristik]

@@АндрейОгир-ч1н это вечная тема ) как Вы сказали, все зависит от эксперта. Я лишь пересказал свой опыт. Прокомментирую про дорогостоящее оборудование: если мы защитим фермы на 90 минут, то возможно не даст им упасть на оборудование, но дело в том что пожар все равно это оборудование уничтожит. Главная цель - защитить жизни (+ по возможности уменьшить материальный ущерб): пределы R призваны обеспечить то, что здание не обрушиться и не приведет к жертвам. Обрушение кровли в многоэтажном здании, как правило, не ведет к обрушению всего здания, а вот обрушение перекрытия или колонны вполне может. При это если кровля рушиться из-за пожара, значит под ней точно нет людей - там пожар. Из этой логики для кровель и установлено R15. В зарубежных нормах и литературе даются подобные обоснования сниженного R для покрытий.

[@Ilyawow00]

Можно, еще, пожалуйста, конкретные цифры на 45:09 при вычислении площади связи, потому что мое значение не сходится с вашем. В знаменателе у меня 200кН/мм2*0.5, а в числителе 1,3кН/мм*7211мм (длину связи нашел по т.Пифагора)

[@Structuristik]

cos^2 тета - это не 0.5, а 0.692

[@Ilyawow00]

@@Structuristik угол не 45 градусов?

[@Structuristik]

@@Ilyawow00 а как он может быть 45 когда стороны треугольника 4 и 6 м?

[@Ilyawow00]

@@Structuristik чего-то да, невнимательно я, спасибо

[@Vova0513476]

Хотелось бы уточнить ещё вопрос по примеру 1: горизонтальная 6-метровая балка может быть как-то учтена в качестве элемента, помогающего прутку от заваливания колонны?

[@Structuristik]

Разве что только не в качестве помогающего, а наоборот. Одна из колонн крепиться к растянутому прутку через балку - поэтому ее жесткость снижает жесткость связи (пруток + балка). Но так как балка по сравнению с прутком на порядки жестче, ее можно смело не учитывать.

[@СтасЛожкин-э2ч]

Здравствуйте, а скажите пожалуйста откуда формула на 45:49 минуте для площади прутка?

[@Structuristik]

Fbr - это нагрузка на связь в горизонтальном направлении. Делим на косинус - получаем усилие в прутке от этой нагрузки. Считаем какая нужна площадь для восприятия этого усилия.

[@СтасЛожкин-э2ч]

@@Structuristik нет, я именно про формулу площади. Почему это сила на расчетное сопротивление?

[@Structuristik]

@@СтасЛожкин-э2ч шутите? Сила=площадь*напряжение, Предельная сила = площадь * расчетное сопротивление

[@СтасЛожкин-э2ч]

@@Structuristik а, все понял, спасибо, тупанул, когда вместо сигмы увидел R

[@СтасЛожкин-э2ч]

@@Structuristik а ещё подскажите, пожалуйста, почему рассматриваем связь именно как пруток, а не как сдвоенный уголок или что-то подобное?

[@БогданИщенко-ч9о]

Скинте пожалуйста ссылку где можно скачать IDEA Statica.

[@Structuristik]

Могу только такую дать www.ideastatica.com/

[@Vova0513476]

Спасибо большое за видео, очень интересно! Подскажите, пожалуйста, насчет примера 1: если бы у нас были связи, работающие и на сжатие, и на растяжение, то мы принимали бы для элемента связи не 1000кН+1000кН, а просто нагрузку на одну колонну = 1000кН?

[@Structuristik]

Да, в итоге получилось бы что на одну связь приходиться 1000 кН. Суммарную нагрузку в 1000+1000 должна удерживать связь состоящая из 2-х диагоналей, в итоге на одну приходиться 1000

[@Ilyawow00]

Поскажите, пожалуйста, почему если жесткость пружины B идеальная (то есть та, что удержит колонну от завала), она на графике на 40 минуте показывает бесконечное отклонение колонны?

[@Structuristik]

По определению. Бета идеальное - это теоретическое пограничное значение. При этой жестости сила которая завалит колонну вбок равна эйлеровской силе для колонны. Любая жесткость выше этого значения будет означать что колонна сначала потеряет устойчивость как шарнирно опертый стержень, а не завалиться вбок. Но это конечно в случае рассмотрения малых перемещений, что станадртно для строительных конструкций.

[@Ilyawow00]

@@Structuristik спасибо большое, все понял!

[@alexander-n8c2s]

Большое спасибо, было интересно. Если так подумать, то решетка в обычной ферме - это те же связи, получается для полноты картины, решетку лучше считать с учётом прочность + треб.жестк.раскрепления ? Или я заблуждаюсь

[@Structuristik]

Можно конечно так подойти к этому, но это будет просто лишней проверкой. Для решетки эти требования будут гарантировано выполнены, вы же ее по усилиям подбираете, а требования к стабилизирующим связям в десятки а то и сотни раз меньше чем к силовым.

[@АлексейПеченкин-ч7ю]

Спасибо большое за видео,очень понятно и информативно!А если мы рассматриваем горизонтальные связи по покрытия,например.Там такая же технология расчета применяется?Жесткость и прочность,пол процента?

[@Structuristik]

Эти вопросы рассматриваются в следующих Лекциях

[@ВладимирЛовцов-н1б]

СП 16.13330 п. 15.4.12 говорит о том, что растянутые связи можно проектировать лишь в покрытиях. Как можете прокомментировать?

[@Structuristik]

В этом пункте я не вижу слов "следует", "допускается" или "запрещается" в отношении связей не в покрытии. Ну и в добавок весь раздел связи не входит в обязательные пункты.

[@ДмитрийМальчиков-к3ф]

Андрей, здравствуйте. Довольно таки затянутый по времени вопрос, но хочу уточнить. Так как всё же быть с требованием по гибкости? Не брать во внимание? Но это ведь обязательной пункт.

[@Structuristik]

От эксперта я конечно Вас не смогу защитить, но аргументы я дал. Конечно формально нельзя игнорить эти требования и эксперт имеет полное право зарубить вас на этом если поймает. Главное, что Вы будете знать что то что гибкость больше чем предельная не значит что все плохо.

[@ДмитрийМальчиков-к3ф]

@@Structuristik Спасибо за ответ!

[@НикитаЩеголев-р3б]

Подскажите пожалуйста, Вы при вычислении перемещения сдвига умножали на 4b, почему?

[@AndreyGolenkin]

Это сопроматовская формула для вычисления перемещения сдвига в двутавровой балке загруженной сосредоточенной нагрузкой.

[@НикитаЩеголев-р3б]

@@AndreyGolenkin В той формуле которую я знаю, в знаменателе, умножается модуль сдвига на площадь грани... Возможно есть какая то другая формула. В данном случае площадь(я предполагаю) - это толщина диафрагмы на длину грани?

[@Structuristik]

@@НикитаЩеголев-р3б здесь эта формула модифицирована и в ней используется G`, которое равно G*t`, где G модуль сдвига стали, t` - условная толщина диафрагмы. Если бы диафрагма была простым листом, то t` была бы просто равна толщине этого листа. В итоге знаменателе у нас 4G*b*t - где b*t это как раз площадь

[@НикитаЩеголев-р3б]

@@StructuristikСпасибо за ответ, про площадь я вроде понял и до того как вам задал вопрос, я не понял почему вы берете 4 модуля сдвига(G). Вы же использовали в курсе "Мастер узлов" формулу определения сдвига, считая на сдвиг стенку колонны для определения жесткости узла и там не увеличивали на 4. Я понимаю есть визуальная разница между стенкой и профлистом но хочется докопаться до истины почему модуль сдвига нужно умножать на 4 и что кроется в этом числе))

[@Structuristik]

@@НикитаЩеголев-р3б ответ на ваш вопрос prnt.sc/peY6wwGwKrg_ Профлист тут не причем. Тут причем статическая схема конструкции. Деформации шарнирно опертой балки с сосредоточенной нагрузкой в середине будет отличаться от деформаций консольной балки с нагрузкой на конце консоли и вычисляться они будут по разным формулам. Зависеть они будут от одних и те же величин, но вот коэффициенты будут разные. В видео профлист мы считаем как шарнирно опертую балку с нагрузкой в середине, а стенку балки в узле как консоль с сосредоточенно нагрузкой на конце.

[@Владимир-щ8о9ы]

Когда продолжите подкаст "Конструктивный диалог" ? Очень ждем

[@Structuristik]

Уже скоро! Подпишитесь на наш инстаграм и будете в курсе всех новостей instagram.com/structuristik/?

[@Борис-л4с2ъ]

Может оставите реквизиты в видео? Думаю много кто бы хотел поблагодарить за Ваш, высочайшего качества, труд по возможности.

[@Structuristik]

Спасибо! Но лучшей для меня благодарностью будет, если Вы про Structuristik расскажете своим знакомым инженерам )

[@Борис-л4с2ъ]

@@StructuristikЭто безусловно, я давний пиар агент этого проекта) Даже достаточно опытные в Ваших материалах находят много нового, полезного.

[@Voldemar2491]

Первый!)))

[@ДонатДонат-ж8ж]

Вам бы с такой фамилией не лекции смотреть, а читать. Прости Господи.(сохранился)

[@den-yg6en]

Как с РЕН проводником в бытовой электрике.Пришли с запада новые "законы"по пен , в здания со старой проводкой не запустишь.Делаешь электрику на этажах по новому ,а вконце концов половина из того что сделал остается неработающщим.

[@alekseiburiak]

Андрей, будет ли текстовая публикация с содержанием видоса?

[@Structuristik]

К сожалению, не планируется

[@АртурПетров-ы4д]

Бро, дропни ответ для задачки плз (и на др частях). TIA

[@evgen653]

Что такое «Е» в формуле поперечного сечения прутка

[@Structuristik]

Модуль упругости материала прутка

[@Апатитныйперец]

Добрый день! У меня животрепещущий вопрос. Допустим, у нас есть крестовая вертикальная связь между колоннами, один из элементов прерывается в точке пересечения с другим и крепится к нему через фасонку. Судя по СП 16 (табл. 25) и СП 294 (табл. 26) такой элемент может работать на сжатие. Логика, я так понимаю, такова, что растянутый не прерываемый элемент крестовой связи служит опорой для прерываемого элемента, иначе шарнирно опёртый элемент и с шарниром посередине будет является мгновенно геометрически изменяемой конструкцией. Далее, рассчитываем на общую устойчивость весь каркас и первая форма потери устойчивости - форма, в которой крестовая связь теряет устойчивость из своей плоскости. Это считается глобальной потерей устойчивости, поскольку это ведёт к тому, что жёсткость этой связи падает (работать начинает только растянутый элемент) и соответственно это влияет на устойчивость всего каркаса. Верно ли я рассуждаю? Спасибо

[@Structuristik]

Добрый день! Рассуждаете верно, но катастрофы в этом нет. Если у Вас КЗУ получается меньше 1, значит просто связь неправильно подобрана.

[@Апатитныйперец]

@@Structuristik я пару дней назад немного переосмыслил то, что написал в этом комментарии)) я был не прав в том, что считал такую систему мгновенно геометрически изменяемой, ведь непрерывный элемент связи служит "пружинкой" для прерываемого элемента. И мы также можем предъявить требования к нему - требуемая жёсткость (уменьшить изгибную жёсткость в расчётной схеме на величину, требуемую для раскрепления двух прерываемых элементов) и требуемая прочность (добавить фиктивное усилие). Это если прям совсем по уму делать. Либо да, прямой анализ с геом нелин и несовершенствами. Порой приходится много думать, в т.ч. иногда впустую, чтобы прийти к истине. Спасибо за ваш труд)

[@АлексейПеченкин-ч7ю]

Еще такой вопрос.В примере №4 вы говорили,что жесткость покрытия из профнатсила гораздо меньше чем у ж/б плиты.А если этот профлист используется как несъемная опалубка,по сути получается та же мон.плита, то как тогда рассматривать тот момент?

[@Structuristik]

В таком случае это железобетонная плита.