[EUDGEN]

Уважаемые коллеги!
Открыть такую тему побудил меня Прокурат (старший) и госп.Pooh, и конечно же мой горький многолетний опыт производства расчетов на ПК.
1. Выложу картинку Му для одноэтажной двухпролетной рамы. В одном из пролетов д/ж. Нагрузка поверху ригеля 5 т/м. Нижние узлы на упругом основании КЭ53 (EFz=1000).
Представьте, что творится в армировании?
2. Прокурат (старший) описал это словом: "бред".
Я это объяснил по-своему - деффект РС при потере континиума.
Какие будут мнения?
PS
Подобные нелогизмы встречаются ежедневно, особенно на моделях О-Ф-З. Представьте себе, если всему доверять... :roll:
Кому интересно - выставлю и файлик .spr. Собственно, такая задачка формируется за одну минуту.
[ATTACH]1164898191.jpg[/ATTACH]

[_Alex]

Хотелось бы посмотреть изолинии углов поворота фундаментов.

[EUDGEN]

Alex

Хотелось бы посмотреть изолинии углов поворота фундаментов.

О углах поворота умолчу - на схеме нули, видимо 0.0001...
о чем подтверждает схема осадок (см. картинку ниже).
p_sh

эффект известный видимо жесткость крайних колонн большая, поэтому момент с фундаментной плиты "перехватывается" колонной для выполнения условий: равновесия в узле; совместности деформаций.

1. О лечении можно говорить только при правильном диагнозе, а однозначный пока не поставлен... Посудите сами: при разности осадок (перемещений) смежных узлов плиты (на узел от колонны влево и вправо) всего на 1 мм, получить момент в колонне от мизерного поворота момент в 90 тм - это ли не бред?
2. Я понимаю петод перемещений, основные положения МКЭ, но и понимаю географию, историю, и физику, и чуть химию, и немного жизнь вообще ...
3. Почему-то никто не говорит о модели узла стыка колонны и плиты - ведь он не в одной точке, а имеет габариты, и как таковой момент от изгиба плиты передастся в колонну неколько иначе, чем при точечном стыке... Но это пока предположения - и врядли они повлияют существенно на диагноз, ЯТД...
4. Проблема по-моему в том, что мы (я) очень плохо знаем реалистичные (экпериментальные - инструменальные) сведения о многих нюансах деформирования разношерстных контактеров... при реалистичном учете большинства важных факторов (см.п.2).
5. К сожалению, оперировать только теорией, при которой все идеально, игногируя (см.п.4 и 2.), диагноз не может считаться реалистичным.
6. Таких экстримов в расчетных схемах не так уж много, но разобраться и распутывать нелогизмы инженер должен уметь. Как?
Вариантов много - от шарниров до жесткого защемления ...Кто прав? Надо разбираться...
PS
Я с пониманием отношусь к новичкам - еще не очень профессионалам, читающим такие обсуждения...Хочу успокоить - строительные конструкции нам многое прощают и приспосабливаются под надетое на них "снаряжение" , да, порой корчатся и кряхтят от напруги, но наша все ж задача - не дать им сломаться . А вопросов меньше никогда не станет, ибо:
[ATTACH]1176451568.jpg[/ATTACH]

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN о модели узла стыка колонны и плиты

были такие баталии.... чего-же более..
http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=5821

Если бы материал конструкции был чисто упругий (сталь), подвергли бы вы сомнению полученое решение?

4. ятд если решаем с учетом принятых допущений то и результат просто так менять не можем (только в одном месте), т.к. изменение неотвратимо отразится на всей конструкции.

ятд здесь большие пересечения с темой о физнелине. Интересно если задать армирование сечения (и его жесткость) для восприятия меньших моментов но тех же нормальных сил - что получится?? Особенно с учетом положений деформационной модели СП

[_Alex]

Есть предположение что осадка под диафрагмами максимальная. В связи с этим углы поворота под колоннами не нулевые. Что и вызывает моменты в местах примыкания колонн к фундаменту.

Надо посмотреть хотя бы поле осадок.

[EUDGEN]

_Alex

Есть предположение что осадка под диафрагмами максимальная. В связи с этим углы поворота под колоннами не нулевые. Что и вызывает моменты в местах примыкания колонн к фундаменту. Надо посмотреть хотя бы поле осадок.

Так я ж выставил картинку осадок (фрагмент у колонн) см.122 пост
p_sh
По поводу учета физнелина умолчим - слабоваты все мы еще...
А по поводу АЖТ попробовать можно...
Еще: это на упругом основании. Представить даже боюсь, что будет на деформируемом основании. :roll:
Я еще не сообщил сколько требуется арматуры - 160 см2 на сечение 400х800, это ж 20шт. 32-х. Может класс арматуры принять 5000. Да я бы так и сделал, но как объяснить, что в верхнем сечении колонны треба всего 10 шт. 32-х. Вариантов еще много...вот только бы "куры не подохли" .
А хочется обоснованное решение найти.
Утолщение фунд. плиты ничего не дает...Посадить мож.быть на сваи - не поймут - грунты неплохие...
Ладно, три дня отдохнем - там и решение созреет.

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN на сечение 400х800, это ж 20шт. 32-х.

стандарт
[ATTACH]1176467693.GIF[/ATTACH]

[Romka]

EUDGEN
А при жестком защемлении моменты в нижних сечениях колонн такие же большие?

[ander]

EUDGEN, Вы по-прежнему пытаетесь защемить колонну в составе диафрагмы? А как же классическая сварная двутавровая балка? Пояса воспринимают усилия растяжения-сжатия, даже теоретически (хоть и практически) защемите один (или оба пояса), что произойдет? Ничего. Защемление такой конструкции обеспечиватеся запретом на смещение поясов в продольном направлении. Колонна в диафрагме должна быть шарнирно опертой на плиту, либо нужно учитывать фактические габариты сечения (жесткие вставки для стержневого КЭ, либо колонну задавать пластинами). Возможен вариант упругого защемления в плиту (податливость угла поворота).

[_Alex]

2 EUDGEN

Дался он Вам физнелин. Ну объясните дураку зачем?

[Romka]

Сообщение от ander Вы по-прежнему пытаетесь защемить колонну в составе диафрагмы? Колонна в диафрагме должна быть шарнирно опертой на плиту, либо нужно учитывать фактические габариты сечения (жесткие вставки для стержневого КЭ, либо колонну задавать пластинами). Возможен вариант упругого защемления в плиту (податливость угла поворота).

ander
Где об этом можно прочесть подробнее?

[ander]

Romka, если честно, не совсем понимаю, о чем именно. Почитать может быть можно в изданиях разработчиков, но что-то я не помню, чтобы нечто подобное публиковали, но лучше на мое мнение, по поводу книг, не опираться. Лучше всего пообщаться с разработчиками.
То, что усилия в колонне (моменты) вылазиют при установке защемления, либо присутствущем упругом защемлении (узел, в который сходятся колонна и плита, например) тем меньше, чем густота сетки адекватнее. В связи с этим, этот узел либо моделировать надо правильно, либо использовать его аппроксимацию (вводить упругую связь). Что касается правильного моделирования: а) введение жестких вставок (например, продольных в элементе колонны, на половину высоты фундамента, плиты), б) введение абсолютно жестких тел или их стержневой аппроксимации, учитывающих действительные размеры поперечного сечения колонны (опирание на фундамент, плиту производится не в одном узле, а в центре и на концах габарита поперечного сечения колонны), в) при несплошном фундаменте можно заменить конструкцию фундамента на податливую связь (непосредственно в стержне, как условный шарнир), и сам фундамент проверять в отдельной задаче.

А вообще многое надо просто прожить.. если нет у кого учиться, конечно. Имея полученный опыт в начале проектирования, можно было многое сделать по-другому.
P.S.: по-моему, ни в одной книге не разжевывают. Поэтому когда возникает вопрос, нужно решать тестовые задачи.

[EUDGEN]

p_sh

Код:

[Выделить все]

на сечение 400х800, это ж 20шт. 32-х.  
стандарт

С придиафрагменными колоннами вопрос решается проще - Д/Ж возьму по толщине колонны (для нижнего яруса), а вот с голыми колоннами пока думаю...Хорошо, что нет сейсмики - г.Орел. Но как обосновать такой экстрим момента по обрезу? Работа колонн, которые по сравнению с жесткостью фунд. плиты (б=950мм) почти как "спички", не должны испытывать такие изгибные усилия от вертикальных нагрузок. А какие? Иногда сомневаюсь...Что по этому поводу думают "великие"? Если известно - поделитесь...
Romka

А при жестком защемлении моменты в нижних сечениях колонн такие же большие?

Нет, они более логичны. Читай пост 119 и картинка там же.
ander

Вы по-прежнему пытаетесь защемить колонну в составе диафрагмы? А как же классическая сварная двутавровая балка? Пояса воспринимают усилия растяжения-сжатия, даже теоретически (хоть и практически) защемите один (или оба пояса), что произойдет? Ничего. Защемление такой конструкции обеспечиватеся запретом на смещение поясов в продольном направлении. Колонна в диафрагме должна быть шарнирно опертой на плиту, либо нужно учитывать фактические габариты

1. Как вариант рассматривал и шарнирное опирание на фунд-ты. Читай выше...
2. Проблема в дискретной модели - других пока не имеем, т.е. сама дискретная схема изначально запрограмммированна на погрешности в результатах - нет сплошности среды - нет строгой аналитики в створе между дискретными узлами... Отсюда и такие "пилы-зубцы" в поперечных силах и моментах в придиафрагменных колонна и ригелях...что весьма далеко от реальности...
3. Почему я склонен к защемлению? Так считали предыдущие 100 лет, и построенные сооружения стоят до сих пор...
4. Появление мощных компов предоставило возможность учета совместной работы разношерстных конструкций, но с другой стороны, результата расчета стали более уязвимыми из-за целого ряда факторов и параметров, необоснованно применяемых или не применяемых, о чем я лично всегда "кричу".

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN Но как обосновать такой экстрим момента по обрезу? Работа колонн, которые по сравнению с жесткостью фунд. плиты (б=950мм) почти как "спички", не должны испытывать такие изгибные усилия от вертикальных нагрузок. А какие? Иногда сомневаюсь...Что по этому поводу думают "великие"? Если известно - поделитесь...

книга по мономаху (в дауне)
советуют изменить ориентацию колонны - бОльшая жесткость из плосокти рамы. Но честно признаться эффект не значительный (по армированию), по усилиям конечно вопросов нет - моменты соразмерно уменьшаются.
Есть еще такое наблюдение: при использовании модели основания в виже ОКЭ ТУ моменты меньше чем при использовании С1С2.
и если продолжить мысль в этом направлении, то если пользовать нелинейную модель основания то моменты еще упадут....

[EUDGEN]

p_sh

советуют изменить ориентацию колонны - бОльшая жесткость из плосокти рамы. Но честно признаться эффект не значительный (по армированию), по усилиям конечно вопросов нет - моменты соразмерно уменьшаются. Есть еще такое наблюдение: при использовании модели основания в виже ОКЭ ТУ моменты меньше чем при использовании С1С2. и если продолжить мысль в этом направлении, то если пользовать нелинейную модель основания то моменты еще упадут....

1. В подвале паркинг - сечения не повернуть...
2. Что такое модель ОКЭ ТУ? Где она используется?
3. Нелинейная модель основания - в Микро Фе? В СКАДе отсутствует... может в ЛИРЕ есть?
4. Извините за прямоту, но все это прогулки вокруг проблемы, а нужен дагноз и назначение . Похоже, Вы не сомневаетесь в проявлении сего эффекта по обрезу? Однозначно: сей эффект напрямую связан с податливостью основания (угловыми деформациями фундаменов. Повторюсь: они весьма незначительные - сотые доли). При защемлении эффект (дефект) не столь проявляется...Думаю, для установления истины, а она где-то посередине , нужны действительно более тонкие инструменты численного исследования. Какие? В основном - догадки, а требуется обоснование...

[p_sh]

1. деваться некуда.
2. это та же модель ЛДС (УПП), моделируемая Объемными Конечными Элементами Теории Упругости. В сравнении с моделью С1С2 краевые эффекты выражены не так резко. (уж не знаю почему)
3. Да где угодно (в миркрофе и лире есть КЭ позволяющие учесть нелинейные эффекты). Но предпочтительноее ПКЖ с учетомнелинейности (быстрее чуть).

4. Если РС линейная - принимаем как есть ибо нет сомнений что в запас. На счет основания вы вероятно правы, о чем свидетельствуют результаты на уточненных моделях :момент падает.
На счет защемления - элементы колдуйства.

[EUDGEN]

Вопрос знатокам СКАДа.
Каркасный паркинг совместно с фундаментными балками. Громадные пролеты. Обычные нагрузки. В результатах расчета колонны растянуты!? Проверил направление местных осей, жесткости, связи, приложение нагрузок и т.п. вроде все корректно.
Мое подозрение: что-то не так срабатывает балка на упругом основании, т.к. при защемлении колонны сжаты...
Выставляю картинку и фрагмент файла spr.
[ATTACH]1179141808.jpg[/ATTACH]

[EUDGEN]

Здесь файл.
[ATTACH]1179141965.rar[/ATTACH]

[taras]

Было похожее
правда не колонны а стены оказались
растянутые

[mela]

Было такое. Считал здание в Лире переменной этажности совместно с фундаментной плитой (сейсмики нет, даже не стал задавать горизонтальные нагрузки), получилось что в четырех углах здания колонны растянуты. Не нашел где ошибка.
Убрал фундамент, защемил колонны понизу, стало все красиво (в смысле везде сжатие).
Спрашивал у старших, они руками развели, сказали, что где-то ошибка. :roll:

[EUDGEN]

1. Бредовость результатов в том, что фундаменты, перемещаясь вниз, увлекают каркас за собой :roll:, что принципиально не верно!. Ниже картинка перемещений по Z, где видно, что нижний узел кононны просел больще, чем верхний...отсюда и растяжение в колонне :roll: :roll: . Это разгадка бредовости, но увы, не достжение удовлетворения .
2. Прбовал ещу вариант, с разбивкой стержней - эффект тот же.
3. Попробую посадить каркас на ленты - плиты. В плитных фундаментах сего не случалось...не замечал...
PS
А все говорят: совместная работа О-Ф-З в моделировании наиболее точна...
[ATTACH]1179144129.jpg[/ATTACH]