[Wakey]

Предисловие

Добрый день! При написании диплома (36-эт монолитный ж.д. в г.Екб) возникли некоторые сложности при расчете фундамента (принят КСП фундамент с 2м ростверком S=1067 м2 и 1090 забивными сваями-стойками). В результате был произведен сбор нагрузок: пост 1кПа, длит 1,2 кПа, кратк 2 кПа, ветер (II В) и сейсм (7б) + собств вес конструкций. Все это загружено в МОНОМАХ 4.5 R3 с коэфф надежности по тветств = 1,15.
При расчете здания в мономахе получились довольно странные результаты: в загружения пост,длит и кратк нагрузок получились лишь положительные изополя Mx и My с пиковыми значениями под диафрагмами. Загружения от ветровой и сесм нагрузок дают отрицательные моменты (на полздания), но в сочетаниях усилий не перекрывают положительных усилий. В итого получаю лишь усилия и армирование по ним только в нижней зоне, что очень странно. По мономаху просмотрел большинство тем, но ответа не нашел.

Основная часть

Далее решено было упростить расчетную схему фундамента - перевернуть фунд плиты и загрузить отпором грунта (расп нагрузка от веса кций здания на 1 м2 здания с коэфф запаса 1,2 (учет ветра, сейсмики) - вес кций здания взят с мономаха), колонны и диафрагмы выступают в роли связей (АЖТ учтены). Расчетная схема создана в пк мономах и импортирована в лиру. В результате получены усилия и площади арматуры, но наибольшие моменты возникают не у диафрагм а, у колонн по периметру здания. В проекте же армирование под дифрагмами (нижняя зона) примерно 90см2 под диафрагмами и 60см2 под колоннами. Моем же случае получается наоборот. Верняя зона - конструктивно.

Вопросы

Имеет ли право на жизнь рассмотренная упрощенная схема ростверка загруженного отпором грунта и чем можно объяснить различие в армировании?
p.s. Интересны замечания и дополнения по вышеизложенным размышлениям

[SergeyKonstr]

Сообщение от Wakey принят КСП фундамент с 2м

Вы поняли о чём пишите?

Сообщение от Wakey забивными сваями-стойкам

Сообщение от Wakey Имеет ли право на жизнь рассмотренная упрощенная схема ростверка загруженного отпором грунта

Не имеет ни каким образом.
Для этого нужно, чтобы жесткость ростверка мало влияла на распределение контактного давления под подошвой ф-та.
Чтобы такое сделать, нужно найти закон распределения этого давления, а он зависит от жесткости ростверка, это не распределенная нагрузка, (а не просто приложить средее давление от здания по верху ростверка), про сваи, понял что они близко, и осреднение давления может быть.

[Wakey]

to SergeyConstr Спасибо за ответ!
По поводу КСП фундамента, действительно в моем случае (ростверк+сваи стойки) - это не КСП, а обычный свайный фундамент.Согласно СП 24.13330.2011 Свайные фундаменты:

7.4.11 Большеразмерные свайные кусты и поля свай в случае, если их основание сложено песком средней плотности и плотными, а также глинистыми грунтами с показателем текучести ниже Il<0,5, могут быть запроектированы комбинированными свайно-плитными. При опирании фундаментов из свай, объединенных ростверком, на скальные и полускальные грунты их следует рассчитывать как чисто свайные фундаменты, без учета передачи нагрузки на основание фундаментной плиты.

По поводу ростверка - кажется понял на счет жесткости, что в месте ЛЛУ примыкающего к плите ростверка (некоторая площадь в центре здания) жесткость плиты больше жесткости на "периферии" (под колоннами). В связи с этим изополя моментов под диафрагмами будут больше и армирование потребуется больше чем на "периферии".
Сваи действительно расположены с шагом 1м (рядовой порядок) - по этому как мне казалось 2х метровый ростверк должен равномерно (+-10%) распределить нагрузки на сваи. Как следствие в грунте под сваями возникнут реакции отпора грунта с шагом 1м - что можно условно принять как равномерно распределенную нагрузку действующую на ростверк.
Вообщем, тогда возникает вопрос - как можно рассчитать армирование монолитного ростверка (упрощенно, в рамках дипломного проекта, ПГСнику)? Заранее благодарен.

[SergeyKonstr]

Поставить в расчетную схему, в местах расположения свай, КЭ 56 с заранее вычисленными жесткостями или стержень длиной, равной длине сваи, разбитый на отдельные участки, с податливыми КЭ на уровне подошвы сваи и податливостью по боковой поверхности (в гор. направлении) или посчитать, как во вложении.

[3MEi86]

Сообщение от Wakey Вообщем, тогда возникает вопрос - как можно рассчитать армирование монолитного ростверка (упрощенно, в рамках дипломного проекта, ПГСнику)? Заранее благодарен.

Задавайте сваи 51 КЭ (или 56) с жесткостью, соответствующей осадке сваи (с учетом взаимовлияния соседних свай). Получите распределение усилий в свях (51 или 56 КЭ).
Кстати, SergeyKonstr, к вам вопрос у меня, не совсем касающийся данной темы. При расчете коэффициентов постели плитного фундамента и уточнения коэффициентов постели при помощи Лира-ГРУНТ какую нагрузку брать для определения (уточнения) коэфф. постели ? Ту, которая имеет наибольший вклад (что, на мой взгляд, вообще неверно) ? Сочетание, дающее максимальное значение вертикальной нагрузки ? Или же иным образом ? Я думаю, что сочетание нагрузок с максимальными значениями дадут нам наибольшую осадку, но для определения усилий (и, соответственно, армирования в плите) не всегда максимальное сочетание даст максимальные усилия. Ведь при определении усилий в плите (моментов и перерезывающих сил) большую роль будет иметь неравномерность нагрузки, а не только значение этой нагрузки по модулю.
Вопрос этот возник по причине того, что определение коэфф. постели производится только от одного загружения (сочетания нагрузок). Для каждого самого неблагоприятного (на взгляд расчетчика) сочетания нагрузок определять своё распределение коэффициентов постели ? Опять же, не факт, что я выберу именно те самые наблагоприятные сочетания (критерия не вижу). Хотя может это ловля блох и коэффициент постели достаточно просто определить от сочетания, дающего максимум вертикальной нагрузки ? Но... тогда при уточнении коэффициентов постели, это распределение С1 по КЭ плиты будет верно только для одного сочетания, которое принимали за неблагоприятно изначально. А при других сочетаниях нагрузок распределение будет врать (проверял, в итоге в других сочетаниях Pz не соответствовало Rz).

[SergeyKonstr]

Я, полагаю, на это ответа нет, также как и по п. 12.5.5 СП 50-101-2004. Каждый сам себе режиссер.

Если хотите знать как делаю я, то оцениваю долю временной нагрузки и интенсивность её приложения.
Часто верояция моделей мой помочник.

[NorthernSky]

В КРОСС разработчики советуют составлять комбинацию из постоянных+длительные+значительная часть кратковременных нагрузок. Может в Лире так же.

[3MEi86]

Сообщение от NorthernSky В КРОСС разработчики советуют составлять комбинацию из постоянных+длительные+значительная часть кратковременных нагрузок. Может в Лире так же.

Дело не в КРОССе и не в ЛИРе. Хоть вручную, если хватит терпения, считай. Всё дело в самом принципе определения коэффициентов постели.

Сообщение от SergeyKonstr по п. 12.5.5 СП 50-101-2004. Каждый сам себе режиссер.

Да... Слава нашим нормам ! Оставляют огромный резерв для творчества.
SergeyKonstr, я тут наткнулся на статью в журнале "Промышленное и гражданское строительство выпуск 8, 2008 года, страница 60. Автор Созанович М.Е. (Ростовский Промстройниипроект). Так там описывается, что использовать модель Винклера с одним коэфф. постели С1 (как с постоянным, так и с переменным в плане С1), вообще не рекомендуется и что результаты не соответствуют экспериментальным сопоставительным расчетам (сравнивалась модель Винклера, Пастернака и ОКЭ). Модель Пастернака дала результаты близкие к модели ОКЭ. Прочитав данную статью, возникли два вопроса:
1) Пишут, что при переменном в плане С1 модели Винклера - способ трудоемкий, итерационный и дает плохие результаты в сравнении с Пастернаком и ОКЭ. Тогда вопрос: при применении модели Пастернака коэффициенты С1 и С2 в плане принимать постоянными по всей площади плиты или же так же итерационно вычислять по ГРУНТу ? Какой вариант (С= const; C = const) дает более правдоподобные результаты (в том числе и в сравнении с ОКЭ).
2) Как можно применять модель Пастернака, если даже намека нет в СНиП и СП на данную методику расчета ? Как потом оправдываться перед экспертизой, если расчёт "завернут" ?
P.S. расчеты по Пастернаку и ОКЭ сравнить не могу, по причине отсутствия данных КЭ в нашей рабочей лицензионной версии ЛИРы. А "домашняя" версия врёт страшно. Может вы, SergeyKonstr, сопоставляли Пастернака с ОКЭ ?

[ander]

9.13 -> 5.1.6 СП 22.13330.2011, нормы не запрещают использование "методов".

[3MEi86]

ander, ок. А что вы думаете по поводу коэффициентов Пастернака в плане сооружения при условном однослойном равномерном основании ? Какими брать коэффициенты С1, С2: постоянные или переменные в зависимости от места положения нагрузки ? Какой из этих вариантов даст более близкие значения к методу с ОКЭ ?

[NorthernSky]

SergeyKonstr, Вы выкладывали вчера в теме документик про законтурные элементы в скад+теоретическая часть там была. Не могли бы продублировать. Я забыл сохранить. Спасибо.

[SergeyKonstr]

3MEi86. Такой хороший вопросик, из разряда "поделись..."

Сообщение от 3MEi86 дает более правдоподобные результаты

Если линейные модели имеют разброс в 40 процентов, то какая правда?

Сообщение от 3MEi86 1) Пишут, что при переменном в плане С1 модели Винклера - способ трудоемкий, итерационный и дает плохие результаты в сравнении с Пастернаком и ОКЭ.

Модель Винклера (а лучше Фусса) с постоянным коэф-том, т.е. пружинки не связаны друг с другом. Один переменный С1 уже учитывает связь между пружинами. В нем одна беда, в точном линейном решении в углу фунд. плиты он равен бесконечности. Однако это можно некоторым образом избежать, если в ЛИРЕ ГРУНТ под всей плитой установить одно фиксированное значение глубины сжимаемой толщи (по Принципам, что советовал Горбунов-Посадов - расчет плиты на фиксированном слое с постоянном Е или без фиксации Нс (если только нет скалы) с переменным Е). Если под углом плиты Нс будет меньше, чем в середине плиты (ну по теории механики грунтов), то результат, конечно, не важный.

Сообщение от 3MEi86 при применении модели Пастернака коэффициенты С1 и С2 в плане принимать постоянными

А это и есть модель его.

Сообщение от 3MEi86 или же так же итерационно вычислять по ГРУНТу

Я такой модели не знаю, не знаю её теоретической подоплёки, поэтому не применяю и ничего не могу о ней сказать.

Сообщение от 3MEi86 сопоставляли Пастернака с ОКЭ ?

Конечно. Я же должен знать, что считаю.
Если принять прямоугольную загруженную площадку, то результаты практически одинаковые. Чего нельзя сказать о расчете, например, 17-ти этажного монолитного каркаса с подземным этажом с монолитными стенами подвала. При использовании модели Пастернака армирование получается "бешенное", чего нельзя сказать при модели на ОКЭ.

Сообщение от NorthernSky Вы выкладывали вчера в теме документик про законтурные элементы в скад+теоретическая часть там была. Не могли бы продублировать.

Пожалуйста.

[ander]

3MEi86, могу сказать одно, был у меня один объект, который я сначала считал Пастернаком с КЭ53, 54 (с постоянными С1С2), затем я его посчитал переменными С1С2 по модифицированному Пастернаку (соответственно без КЭ53, 54). В общем картина мало изменилась, другое дело почему я перешел на другой метод - я не понял как оценить отпор в КЭ53, 54, т.е. как его суммировать с Rz, полученный в пластинах (а он был явно занижен из-за КЭ53, 54), чтобы определить давление под подошвой, это оказалось существенным для углов, там то как раз я и сомневался. Поэтому теперь и считаю модифицированным Пастернаком.
ОКЭ не использую - трудоемкий, да еще и модуль деформаций с глубиной пересчитывать надо бы, в модифицированном - автоматом. ОКЭ не могу назвать эталоном.

[3MEi86]

SergeyKonstr, ander, спасибо вам огромное ! Буду сидеть, разбираться на своих тестовых примерах и сравнивать методы 1, 2, 3 Лиры. Посмотрю, что получится.

Сообщение от SergeyKonstr Один переменный С1 уже учитывает связь между пружинами. В нем одна беда, в точном линейном решении в углу фунд. плиты он равен бесконечности.

Может здесь упор идет на точное линейное решение ? Потому, что тестировал плиту 4х4 метра с равномерно распределенной нагрузкой по центру и получил в углах большие, но не бесконечные коэффициенты С1. Точно не помню, но вроде в центре С1 у меня получился 386 т/м3, а по углам 1200 или 2000 т/м3. Это и есть, то, что вы описали ? Да ещё и углы плиты вверх стали перемещаться. Я так понимаю, в реальности для такой плиты движения краев вверх - неправдоподобно и обуславливается как раз завышенными С1 по углам и краям ?

[SergeyKonstr]

Сообщение от 3MEi86 Может здесь упор идет на точное линейное решение ?

Да, на точное.

Сообщение от 3MEi86 Потому, что тестировал плиту 4х4 метра с равномерно распределенной нагрузкой по центру и получил в углах большие, но не бесконечные коэффициенты С1. Точно не помню, но вроде в центре С1 у меня получился 386 т/м3, а по углам 1200 или 2000 т/м3

На краю сделайте меньше размер у КЭ, получите другой С1.

Сообщение от 3MEi86 Я так понимаю, в реальности для такой плиты движения краев вверх - неправдоподобно и обуславливается как раз завышенными С1 по углам и краям

См. вложение.

[3MEi86]

Сообщение от ander я сначала считал Пастернаком с КЭ53, 54 (с постоянными С1С2), затем я его посчитал переменными С1С2 по модифицированному Пастернаку (соответственно без КЭ53, 54). В общем картина мало изменилась,

ander, как это у вас получилось ? Вот я вчера делал 2 тестовых примера, описанных вами выше, плиты 9х9 метров с нагрузко 4 т/м2 на КЭ площадью 4х4 метра с небольшой сдвижкой нагрузки влево от центра плиты. У меня результаты этих схем отличается сильно. Примеры выложу, наверное, только в понедельник. Сейчас сильно занят.

[ander]

3MEi86, я не спорю, что мог преувеличить эффект, или то, что у нас разные мнения о совпадении, все-таки разные задачи. Попробую пересчитать оставшиеся схемы, посмотрю, что будет.
Хотел спросить, Вы оценили усилия в КЭ53, 54? Там точно ни в одном из них нет растяжения?

//Нет, явно слукавил я, результаты не совпадают. По-видимому, основным критерием был уход от анализа усилий в КЭ53, 54. Могу лишь сказать в свое оправдание, что результаты по Rz были близки в местах, где КЭ53, 54 нет, а вот с фундаментами с ними кое-где не сошлось (у меня там перепады были), тогда я вроде брал среднее Rz по подошве конкретного фундамента, определял реакцию с 53 и 54, распределял ее на площадь фундамента, полученные цифры суммировал. Вот эти суммы местами не сошлись у перепадов, а в целом была не плохая сходимость по Rz. Деформации не сошлись прилично, но это методы.

[Wakey]

Некоторые результаты - метод расчета - не претендующие на универсальность и абсолютную точность, но могут быть применены в рамках раздела ОиФ дипломного проекта (ПГСники - привет, САПР - сильно не пинайте).
Порядок расчета:
1. Вы узнаете что фундамент по ваше здание предстваляет собой монолитную плиту (в плане 34х33 м) толщиной 2 м и большоего количества свай - 1100 шт. (шаг свай - 1м). Сопряжение ростверка со сваями принято жестким.
2. Качаем МОНОМАХ - моделируем сваи+ростверк+1 эт+ ...+n эт. Задаем нагрузки, характеристики материалов, расчетные предпосылки (темы на форуме есть - можно почитать).
ВАЖНЫЙ (даже скорее ключевой) МОМЕНТ:
Сваи стойки задаем через несущую способность (отношение нагрузки к осадке) - которую определим по закону Гука
s=(F*L)/(E*A) отсюда F/s = EA/L , где s-осадка; F-усилие, дающее осадку s; E – модуль упругости бетона (для сваи); L – длина сваи в результате для сваи длиной 10 м, сечением 0,3х0,3м и бетона класса В25 имеем осадку 1м при усилии 270 000 кН. Применяем к сваям.
3. Рассчитываем здание, получаем усилия в плите ростверка – в итоге можно провести подбор арматуры по сочетаниям усилий вручную либо экспортировать в мономах ПЛИТА и рассчитать там (не забыв назначить класс арм стали, бетона, величины защитных слоев (результаты удобнее смотреть в виде изополей).
Показаталем правильности расчета будет являться изополя усилий в ростверке. Например в случае высотного здания с ядром жесткости в центре здания и колоннами на периферии – характерым будет расположение изополей красного цвета под колоннами и диафрагмами, а синего в пролетах между ними. Это значит что подобрав нижнее и верхнее (верхнее как правило конструктивное) фоновое армирование по всей площади плиты необходимо перекрыть моменты в зонах наибольших значений – под колоннами (опорная зона, нижнее арм, красный цвет) и в пролете (пролетная зона, нижнее арм, синий цвет – возможно достаточно и фонового армирования). Причем армирование под диафрагмами (в нижней зоне) – больше армирования под колоннами (тоже в нижней зоне).
4. Подбор сваи стойки производим по грунту и по материалу (определяющий параметр) с последующим выбором ее по ключу ГОСТа и типовой серии.

[3MEi86]

Сообщение от Wakey (отношение нагрузки к осадке) - которую определим по закону Гука s=(F*L)/(E*A) отсюда F/s = EA/L

Вы о чем ? Тут дело даже не в ПГСниках и не в САПРовцах. То что вы написали- деформации сваи по материалу. Данные деформации очень малы в сравнении с деформацией сваи по грунту. Так, что читайте СНиП "Свайные фундаменты".

[Wakey]

Сообщение от 3MEi86 Вы о чем ? Тут дело даже не в ПГСниках и не в САПРовцах. То что вы написали- деформации сваи по материалу. Данные деформации очень малы в сравнении с деформацией сваи по грунту. Так, что читайте СНиП "Свайные фундаменты".

Да действительно интересный момент. Забивные сваи-стойки опираются на скальные грунты. Принятая свая 350х350мм из В20 по материалу несет в районе 1000 кН, по грунту 2400 кН. Осредненные усилия в сваях (вес здания/количество свай) с учетом запаса в 40% приняты 984 кН (осредненные усилия приняты в следствии того что усилия в сваях по мономаху между крайними и сваями в центре разнятся в 8-10 раз - восможно осреднение усилий неверно). Отсюда следует, что при усилиях не превышающих 2400 кН справедлив вышеприведенный закон гука и свая будет деформироваться по материалу нежели сам грунт.