[Кулик Алексей aka kpblc]

В теме располагаются вопросы по оценке расчетных схем. Старые темы с аналогичными просьбами будут постепенно закрываться.
Убедительная просьба придерживаться некоторых правил:

1. Все материалы (и особенно расчетные схемы) прикладывайте к посту. Используйте архивы.
2. Обязательно указывайте версию ЛИРЫ
3. При ответах используйте кнопку "Цитата" или "Цитата выделенного", чтобы было понятно, на какой пост и кому Вы отвечаете.

[3MEi86]

Дмитрий 1984, 27legion, после исправления схемы Дмитрий 1984, в посте № 354 хлыстов не оказалось. Для понимания "пустых" форм посмотрите "Протокол расчета" -> "Вычисление динамических сил". Там увидите, что для 1 и 2 формы колебаний максимум поступательного движения вдоль оси Y. И если вы посмотрите свою сейсмику по Y, то там и увидите эти две первые формы (9-1, 9-2). Что касается 3 формы, то не уверен. Пишет, что по макс. поступ. дв-ия по X, но форма колебаний - крутильная. Поэтому она (3 форма) и отсутствует в сейсмике по X и по Y. На сейсмику с учетом кручения никогда не считал. Совет: при расчете сейсмики не "плодите" массы. Зачем элементы (особенно прогоны) разбили так часто ? Это ухудшает сбор масс. Попробуйте сделать вашу схему с как можно меньшим разбитием КЭ.
Теперь, что касаемо расчета:
1) Элементы соединяющие низкую и высокую часть зданий (коротыши) у вас примыкают жестко. Надо сделать примыкание с обоих сторон шарнирным, иначе появятся доп. усилия от неравномерных осадок.
2) Почему на крайних и средних прогонах одинаковое значение снеговой нагрузки и нагр. от покрытия ?
3) Какая у вас схема опирания панелей покрытия ? Разрезная или неразрезная ? Если неразрезная, то в нагрузке на прогоны нужно учесть неразрезность покрытия.
4) Расчетное значение снеговой (750 кг/м2) у меня ну никак не получается. Как собирали снег ?
5) В таблице РСУ снеговая у вас стоит - длительная. Там скорее всего должна быть кратковременная. Соответственно коэффициент для сбора масс при сейсмике не 0,8, а 0,5 (тоже самое и в РСУ в особом сочетании)
Пока, что все.

[Wind in my mind]

Доброго времени суток). Подскажите товарищи инженеры) В Лире в примере, есть задание параметров упругого основания, там коэф. жесткости упругого основания на сжатие С1z = 1000 т/м3, по формуле определения Сz есть площадь А0, в примечаниях указано, что она 10м2, она всегда берется 10м2?
У меня получается, что при модуле деформации грунта 18 мПа и площади фундамента 6,25 м2, этот самый коэффициент получается 48972 Кн/м3, то есть 4897,2 т/м3, это вообще реально?

[27legion]

с 9 загружением все более менее ясно, там массы собираются практически сразу. Непонятно почему в 8 загружении по первым трем формам нет масс. По протоколу расчета узловые нагрузки также равны нулю, хотя работа внешних сил, хоть и очень маленькая, но присутствует...
п.с. из курса института помню что 1 и 2 вторая форма потери устойчивости всегда поступательные, 3 форма - крутильная. Как учитывается 3 форма в 35 модуле сейсмики, если на кручение расчет идет в 38 модуле?

[3MEi86]

Сообщение от 27legion что 1 и 2 вторая форма потери устойчивости всегда поступательные, 3 форма - крутильная.

Все верно. Но вот только 1 и 2 форма соответствуют тем формам, в которых максимальная динамическая реакция, в котором минимальныая чистота колебания. А эти формы соответствуют колебаниям по Y. Почему 3 форма является крутильной, а 4 - колебания по X - не знаю. Как я писал ранее, возможно стоит сократить количество элементов (не разбивать их так часто). Прогоны я бы вообще на разбивал. Да и в колоннах такой надобности нет. А тем более в разбиении связей.

Сообщение от 27legion Как учитывается 3 форма в 35 модуле сейсмики, если на кручение расчет идет в 38 модуле?

Я вообще модулем 38 не пользовался. Где он есть в нормах, подскажите пож-та. ЛИРовцы по модулю 38 ссылаются на СНиП "Строит.в сейсм. рай-х", но я там таких формул не нашел. А модуль 35 учитывает кручение. Но учет кручения происходит при несовпадении центра масс и центра жесткостей. Такое описание крутильной формы при сейсмике при поступательном движении есть и в СНиПе и в Пособии к СНиПу.

[Дмитрий 1984]

Снег взял не 480 а 500 кг маленько с запасом 500х1,5=750 кг/м. Крайние прогоны также загрузил не поделил на 2, т.к. торопился, решил пренебречь. Панели разрезные. В таблице РСУ снеговую брал врем длит т.к. по снипу можно принимать как врем.длит так и кратковременную. 27legion посоветовал разбить элементы на несколько частей, и убрать консоли т.к. модальные массы у меня не собирались. Вроде все ок стало только 1 период по 8 загр.(Х) модальная масса не собралась. Я думаю что этим можно пренебречь. Я вот пробовал вертикальные связи закрепить шарнирно не трогая основную схему, модальные массы опять начали теряться... (
Кстати если НЕ разбивать схему на элементы массы вообще не набираются!

[27legion]

разбивать на несколько элементов советовал вам не я, а МЕТОД)

Сообщение от 3MEi86 ЛИРовцы по модулю 38 ссылаются на СНиП "Строит.в сейсм. рай-х", но я там таких формул не нашел. А модуль 35 учитывает кручение.

возможно они имеют ввиду это:
2.15. При расчете зданий и сооружений (кроме гидротехнических сооружений) длиной или шириной более 30 м помимо сейсмической нагрузки, определяемой согласно п.2.5, необходимо учитывать крутящий момент относительно вертикальной оси здания или сооружения, проходящей через его центр жесткости.

[3MEi86]

Сообщение от 27legion возможно они имеют ввиду это: 2.15. При расчете зданий и сооружений (кроме гидротехнических сооружений) длиной или шириной более 30 м помимо сейсмической нагрузки, определяемой согласно п.2.5, необходимо учитывать крутящий момент относительно вертикальной оси здания или сооружения, проходящей через его центр жесткости.

Это имеет ввиду СНиП. И Лира при несовпадении центра масс и ц. жесткости сама покажет вам кручение в одной из форм. А в модуле 38 лировцы пишут, что применяется при наименьшем габарите здания от 25 метров. Если здание однопролетное, с шириной рамы 18 метров, а длиной 36 метров, то расчет ведется по п. 2.15 СНиП. Но это не подпадает под модуль 38 Лиры, так, как ширина здания 18 метров< 25 метров. В 38 модуле написано про угловое ускорение грунтового массива под зданием. А это совсем другое, чем п. 2.15 СНиП.

Сообщение от Дмитрий 1984 таблице РСУ снеговую брал врем длит т.к. по снипу можно принимать как врем.длит так и кратковременную.

Где вы такое увидели ? А во вторых, если вы берете снег как длительную, то надо брать пониженное значение, то есть в два раза меньше.

Сообщение от Дмитрий 1984 Я вот пробовал вертикальные связи закрепить шарнирно не трогая основную схему, модальные массы опять начали теряться... (

Сообщение от Дмитрий 1984 Кстати если НЕ разбивать схему на элементы массы вообще не набираются!

Значит вы что-то не так делаете. Сделаййте эти два пункта ещё раз и выложите схему. Попробую найти ошибки.
Кстати, Дмитрий 1984, у вас одноплоскостная портальная связь. А как вы стыкуете 3 элемента в узле данной портальной связи ? Выложите картинку, потому, что такие связи делают обычно двухплоскостными или с жесткими узлами стыковки "Г"- образного элемента..

[Дмитрий 1984]

на счет разбивки правильно МЕТОД советовал Извини! ошибся!
Кстати как не меняй схему без разбивки стержней на 3 , массы не набираются! Все по нулям.
Неужели надо всегда разбивать???? 3MEi86 советует не разбивать. Так где истину искать? Без разбивки никуда!
Я уже столько вариантов схем испробовал мама не горюй! )
Выкладываю вариант каркаса без разбивки правленый. Модальные массы ответственно по нулям. (
Покритикуйте пожалуйста!

[frostyfrost]

Как вариант могу предложить использовать подробную разбивку, а в качестве матрицы масс использовать не согласованную, а диагональную.

[3MEi86]

Сообщение от Дмитрий 1984 Так где истину искать? Без разбивки никуда!

Сообщение от Дмитрий 1984 Выкладываю вариант каркаса без разбивки правленый. Модальные массы ответственно по нулям. (

У вас разбивать ничего не надо. Посмотрел вашу схему без разбивки. Вы должны просто поменять в "Таблице динамических загружений" матрицу масс на "Диагональная". Сейчас у вас стоит "Согласованная". После того, как я поменял на диагональную, у меня собралось 98% масс. У вас не обеспечена пространственная жесткость каркаса. Поэтому поступательные формы колебаний (по X и Y) не являются первыми. Первые формы у вас без усилий, которые показывают (в анимации колебаний), что рамы как в продольном, так и в поперечном направлении "гуляют" независимо друг от друга. Дмитрий 1984, сделайте связи по покрытию для пространственной работы каркаса.

[27legion]

Сообщение от 3MEi86 Где он есть в нормах, подскажите пож-та. ЛИРовцы по модулю 38 ссылаются на СНиП "Строит.в сейсм. рай-х", но я там таких формул не нашел.

в снипе также не встречал ничего подобного, но вот в проекте снипа "Строительство в сейсмических районах" об этом вроде как написано. До конца еще не осмыслил содержание всей темы, но думаю стоит обратить внимание на п. 2.10-2.15 этого документа. Согласно пункта 2.12.2 ротационные ускорения грунта в основании сооружения зависят от его размеров в плане и определяются коэффициентов кси2. Сам проект прикладываю ниже.

Вопрос о выборе матрицы масс: в каком случае применять диагональную, а в каком согласованную? Четкого ответа на данный вопрос нигде не нашел, а результаты от выбора той или иной схемы различаются в разы. Хотелось бы знать ответ

[3MEi86]

Сообщение от 27legion в каком случае применять диагональную, а в каком согласованную? Четкого ответа на данный вопрос нигде не нашел,

Мне где-то "лировцы" присылали ответ по данному вопросу. Посмотрю у себя. Если найду, то выложу.

[Дмитрий 1984]

Я поставил горизонтальные связи, поменял матрицу масс на диагональную + разбил стержни 3. Итог: по (Х) по 1колебанию -0, остольные 74% и выше. По (У) вроде тоже норм. Как не крути сколько связей не ставь обязательно либо по (Х) либо по (У) модальная масса у 1-е колебания будет 0%. Что делать? Или это допустимо?

[Paradise979]

День добрый! Заказчик просит Вот такую гадость (см.вложение). Хочет сделать 2 и 3 этаж по одной стороне с консолью 1 м. Куда попадает лестничная клетка. Для пространственной жесткости + для опоры лестничных маршей предполагается ЯЖ. Вопрос в криволинейном его участке. Так вообще кто то делал из Вас? Или какие другие варианты решения?

[27legion]

проектирутся связевый каркас. Сечения элементов балочной клетки приняты следующие: главные балки 45Ш1, второстепенные 40Б2. По балкам обустраивается монолитная плита из бетона В20 толщиной 120мм. Здание проектируется в несейсмическом районе. Вопрос в следуюещем: для учета жесткого диска перекрытия сомневаюсь в выборе одной из расчетных схем:
1. Задать плиту КЭ42 с пониженным модулем упругости (0,3*Eb) на жестких вставках 0,2м относительно балок. Собственный вес плиты учитывать автоматически, полезные нагрузки задавать на плиту;
2. Задать плиту КЭ24 (КЭ балки-стены) также с пониженным модулем упругости (правильно ли?) между узлами балок. Нагрузку от собственного веса плиты, полезную нагрузку задать на пластины нулевой жесткости между узлами балочной клетки (пластины плиты и пластины нулевой жесткости лежат в одной плоскости).
При расчете по второму варианту изгибная жесткость плиты не учитывается, т.е. балки проектируются с "запасом", но величина этого запаса вызывает сомнения.... При первом варианте вызывает сомнения учет работы плиты перекрытия совместно с балочной клеткой (какую жесткость принять для плиты?).
По 2 варианту изгибающие моменты превышают практически в 2 раза, чем по 1 схеме, прогибы практически в 6 раз. Расчетные схемы на начальной стадии, поэтому очень сырые(связи и остальные этажи, временные нагрузки пока еще не заданы).

[3MEi86]

27legion, вот некоторые замечания и мои мысли по поводу ваших схем:
1) У вас в обоих схемах не согласованы местные оси пластин. То есть результаты усилий по пластинам представляют собой "неупорядоченные" изополя (мозаики). Согласуйте местные оси пластин, чтобы правильно читать результаты усилий в пластинах.
2) Не понятно для чего вы в своей 2-ой схеме вводили КЭ24 (балка стенка) ? У вас (может только пока) в этих схемах нет никаких горизонтальных нагрузок, поэтому КЭ24 считаю не нужен. Если в вашей схеме будут гор. силы (ветер например), то, конечно, КЭ24 понадобится для учета перераспределения горизонтальных сил между рамами.

Сообщение от 27legion При расчете по второму варианту изгибная жесткость плиты не учитывается, т.е. балки проектируются с "запасом",

3) Не с "запасом", а правильно все получается. Балки можно проектировать с учетом включения плиты в работу, а можно и без учета. Я у вас проверил. Вот, например во второй схеме у вас максимальные момент в балке составил примерно 22 т*м. Я посчитал вручную эту балку и у меня тоже получилось около 22 т*м. Но это без учета включения плиты в работу.
4) В первой схеме у вас моменты намного меньше, чем во второй потому, что у вас часть усилий стала "мембранной" (изгиб. моменты преобразовались в усилия растяжения и сжатия балке и в плите).

Примите для себя решение: вы включаете плиту в работу балки или нет ? Если нет, то верна будет схема № 2. Если включаете плиту в работу балок, то такую схему лучше считать вручную по пособию по проектированию монолитных перекрытий по профлисту.
У кого какие ещё мысли есть ? Тема интересная. На форуме часто возникала, но конкретного ответа так и не нашлось про "правильный" расчет в Лире таких перекрытий при совместной работе ж/б плиты и металл-их балок.

[27legion]

схема в начальной стадии замысла, ветровая нагрузка будет приложена позже. Т.к. каркас связевый то необходимо учитывать жесткость диска перекрытия, поэтому и взял КЭ24.
Еще к плюсу первой схемы можно отнести то, что по результатам расчета возможно будет определить армирование плиты перекрытия. Хотя вопрос армирования опять же упирается в соотношение жесткостей плиты перекрытия и балочной клетки. По второй схеме армирование придется считать вручную.
Коэффициент 0,3 для Eb принял согласно п.6.2.6 СП 52-103-2007, справедливо ли будет принимать пониженный модуль упругости для второй схемы? Или все же стоит взять полное значение модуля упругости при расчете КЭ балки-стенки?
п.с. С согласованием беда какая-то получилась) хотя вроде и согласовывал в самом начале

[3MEi86]

Сообщение от 27legion Еще к плюсу первой схемы можно отнести то, что по результатам расчета возможно будет определить армирование плиты перекрытия.

Ваша первая схема на данный момент подразумевает совместную работу металлической балки и плиты. Откройте "Рекомендации по проектированию монолитных перекрытий по стальному профилированному настилу (СПН)". Там увидите, что расчет можно вести как в предположении раздельной работы металл. балки с плитой, так и в предположении совметсной работы металл. балки и плиты (это называется комбинированная балка). Я, если честно, никогда не тестировал в Лире совместную работу балки и плиты (комбинированную балку) и не сравнивал результаты расчета по этим рекомендациям и по Лире. Там тоже находят мембранные усилия (растяжение в балке и сжатие в плите). Но, полагаю, что там не все так просто, как у вас в 1-ой схеме. Там вводятся различные коэффициент и т.д. и т.п. В общем, посчитать надо какой-нибудь простенький пример (даже из того же руководства) и сравнить с ЛИРовскими результатами. При необходимости (если это возможно) сделать конкретные выводы (например во сколько раз нужно снизить модуль упругости плиты) и применить её к вашей первой схеме.
А можно не заморачиваться и считать работу балки и плиты раздельной (и соответственно законструировать её именно таким образом), тогда, я думаю, можно применить вашу вторую схему. А насчет вот этого:

Сообщение от 27legion По второй схеме армирование придется считать вручную.

Создайте второй файл, где удалите балки, а в узлы (где раньше были балки) введите КЭ 51, с соответствующей жесткостью ваших удаленных балок. Модуль упругости плиты поставьте не нулевым, а как положено для изгибаемых элементов (0,2*Eb).
Но это ИМХО. У кого есть более удобные варианты, озвучивайте. Думаю будет всем полезно.

[27legion]

не факт что придется применять профлист в качестве опалубки, скорее всего всего заказчик согласует обычную щитовую опалубку. Про комбинированные балки неплохо написано и у Дорфмана, но чтобы обеспечиь работу такой балки необходимо выполнение ряда конструктивных мероприятий(с учетом того как строят подрядчики выполнение этого условия вызывает сомнение....). Так что скорее всего в качестве расчетной схемы приму таки второй варант
С армирование в принципе можно просчиать и вариант 1 с пониженным значением модуля упругости для балок, подобраных по 2 схеме. В целом несущая способность перекрытия будет обеспечана за счет элементов балочной клетки, плита же в основном будет работатать в пролете между второстепенными балками.
Тем не менее вопрос о назначении модуля упругости для варианта с КЭ балки-стенки так и остался открытым Стоит ли вводить пониженное значение модуля упругости в жесткостных характеристиках (0,6*Eь как для сжатого элемента) или взять полное значение ?

[3MEi86]

Сообщение от 27legion Стоит ли вводить пониженное значение модуля упругости в жесткостных характеристиках (0,6*Eь как для сжатого элемента) или взять полное значение ?

Что это вам даст ? Деформация от гориз. нагрузок все равно будут распределяться между рамами каркаса пропорционально жесткостям элементов рам и зависеть в большей степени как раз от жесткости элементов рамы, а не от жесткости плиты. Думаю, что жесткий диск в данном случае нужно рассматривать как абсолютно жесткий в своей плоскости. А вот в плоскости изгиба данной плиты, с соответствующим модулем упругости изгибаемого элемента.
P.S. я думаю, 27legion, может вы вынесите данную тему в отдельную ветку, потому, что, как мне кажется, тему "Оценка/критика расчетной схемы" опытные "гуру" уже давно не читают. Лень многим ковыряться в 400 сообщениях. Если создадите новую тему, дайте мне знать пожалуйста.