[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]

[EUDGEN]

ЛИС

Может быть стоит попробовать задавать колонну как пластину соотв. ширины и толщины? Тогда эта фигня должна исправиться....

1. Эта фигня-то исчезнет, но появится другая: придиафрагменная колонна, работая совместно с д/ж испытывает макс. напряжения в крайних волокнах (это от сейсмики), поэтому моделируя колонну стежнем, мы ловим экстемумы. Задавая колонну пластинами, можно потерять из виду экстемальные напряжения - они-то в крайних воло
кнах, а для пластин выдача результатов идет для ц.т. КЭ.
2. Думаю, здесь ближе следующие модели: а) - стержень со сдвиговой жесткостью и с шарниром в нижнем сечении, б)- вообще жесткая заделка понизу.
p_sh

... но мне кажется что анализируя моментные эпюры вы забывате о Нормальной силе, которая вносит свой вклад в распределение напряжений по стержню... Т.е. стержень, несмотря на момент, остается практически центрально сжатым.

Тотоже. Мои мысли...Т.е. от момента внизу колонны надо избавляться, ввиду нереалистичности, а это - ввод шарнира.
На минуточку: если бы мы смоделировали систему колонна-д/ж одним двутавровым сечением, а в натуре (при отсутствии проемов в д/ж) так оно и работает - нет фактора, способного вызвать такое очертание моментов в полках двутавра.
novinkov

Появление изгибающего момента в заделке колонны при слабых упругих связях в основании - абсолютно закономерный результат.

А не будем так смело заявлять... Не забудем одно важное обстоятельство в выложенном мной тесте: колонна и д/ж отлиты в одной опалубке и работают совместно по всему полю континиума.
PS
Для меня странно, что никто не акцентирует внимания на абстрагированиях в дикретной модели, как в частности, так и вообще... И что этот фактор в определенных условиях весьма существенно искажает отображение натурной работы. Чем это проверить? Да простыми ручными (сопроматовскими) схемками и прикидками...

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN а это - ввод шарнира.

смоделиуйте плоское сечение и никакого шарнира...
[ATTACH]1165255889.rar[/ATTACH]

[novinkov]

to EUDGEN и p_sh:
Простите за назойливость, но чтобы жить в гармонии с миром, я должен прояснить для себя несколько моментов.

Я не вполне понял необходимость введения заделки (запрета на угловое перемещение) в придиафрагменной колонне.

Вот ход моих рассуждений.
1. Поле перемещений диафрагмы на упругом основании включает в себя и ее поворот как жесткого целого.
2. Если придиафрагменная колонна работает с диафрагмой совместно (монолит), то ее угол поворота в основании должен совпадать с угловым перемещением диафрагмы в опорной зоне и быть отличным от нуля.
3. Запрет на угловое перемещение в заделке колонны может быть только в том случае, если конструкция фундамента под придиафрагменной колонной отличается от конструкции фундаментов под самой диафрагмой и конструктив такого фундамента не допускает поворота в основании. Но в этом случае нереалистичные моменты в колонне закономерны, т.к. колонна сопротивляется повороту всей диафрагмы. Т.е. введение запрета на угловое перемещение колонны при использовании упругого основания должно быть как-то обосновано.
4. При сейсмической воздействии, если колонна продолжает работать совместно с диафрагмой, то сейсмическая нагрузка должна восприниматься диафрагмой (не колонной, т.к сдвиговая жесткость диафрагмы много больше сдвиговой жесткости колонны). Если допускается развитие повреждений и колонна может работать с диафрагмой несовместно, то это уже другая расчетная схема.

Где я могу ошибаться? Я работаю с металлом и диафрагмы жесткости мне никогда не встречаются в работе, поэтому мне для себя важно уяснить принцип выбора расчетных схем в таких случаях.

[p_sh]

Сообщение от novinkov Я не вполне понял необходимость введения заделки (запрета на угловое перемещение) в придиафрагменной колонне. Вот ход моих рассуждений. 1. Поле перемещений диафрагмы на упругом основании включает в себя и ее поворот как жесткого целого. 2. Если придиафрагменная колонна работает с диафрагмой совместно (монолит), то ее угол поворота в основании должен совпадать с угловым перемещением диафрагмы в опорной зоне и быть отличным от нуля. 3. Запрет на угловое перемещение в заделке колонны может быть только в том случае, если конструкция фундамента под придиафрагменной колонной отличается от конструкции фундаментов под самой диафрагмой и конструктив такого фундамента не допускает поворота в основании. Но в этом случае нереалистичные моменты в колонне закономерны, т.к. колонна сопротивляется повороту всей диафрагмы. Т.е. введение запрета на угловое перемещение колонны при использовании упругого основания должно быть как-то обосновано. 4. При сейсмической воздействии, если колонна продолжает работать совместно с диафрагмой, то сейсмическая нагрузка должна восприниматься диафрагмой (не колонной, т.к сдвиговая жесткость диафрагмы много больше сдвиговой жесткости колонны). Если допускается развитие повреждений и колонна может работать с диафрагмой несовместно, то это уже другая расчетная схема.

аналогично.
Если заделка (бесконечно жесткая) только в колонне то и момент (ВЕСЬ) приходит на неё и его появление есть не бред, а та самая истина.

[EUDGEN]

p_sh

смоделируйте плоское сечение и никакого шарнира...

Если честно, то мне результат Вашего теста понравился. Но есть непонятки:
1. Некоторые нижние узлы свободны по Z, где же связи (пружин нет).
2. Колонны и д/ж не во всех узлах имеют совместную работу.
3. Поясните, что значит плоское сечение? (балка-стенка, что-ли?).
4. И что: КЭ 50 (8-ми узловой) настолько отличается в работе от КЭ 44 (4-х узлового).
PS
Изучаю особенности теста...

[EUDGEN]

novinkov
Похвально, что тема Вас возбудила...
1. Много копьев сломано на теме "С1, С2" и на "Подводных камнях" по вопросам реалистичного моделирования. Тезисы таковы (моя интерпретация):
а). моделирование должно максимально точно отображать реалистичную работу сооружения.
б). ввиду определенных сложностей учета многих факторов, при отображении всей реалистичности (история возведения, физнелин, демпфирование основания, топология континиума и т.п.) плюс погрешности дискретизации, побуждают к осознанным манипуляциям с граничными условиями. Насколько и в каких случаях это необходимо выполнять - решает сам конструктор-модельер на основании увы: знаний, опыта и интуиции.
Вот, в примеру, как p_sh смоделировал (исправил) высталенную мной задачу:
[ATTACH]1165311315.jpg[/ATTACH]

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN а). моделирование должно максимально точно отображать реалистичную работу сооружения.

введением абсолютно жесткой опоры (связи) вы данное условие нарушаете.

Сообщение от EUDGEN 1. Некоторые нижние узлы свободны по Z, где же связи (пружин нет). 2. Колонны и д/ж не во всех узлах имеют совместную работу. 3. Поясните, что значит плоское сечение? (балка-стенка, что-ли?). 4. И что: КЭ 50 (8-ми узловой) настолько отличается в работе от КЭ 44 (4-х узлового).

1. наплевать т.к. сечение плоское (недеформируемое)
2. ошибочка вышла.
3. такое сечение все точки которого располагаются на одной прямой (плоскости). Заделанное во всех узлах - тоже плоское, но как мы убедились на вашем примере возникает проблема соотношения бесконечного и конечного - а как следствие и результат не удовлетворяет.
4. он точнее (существенно)

[EUDGEN]

p_sh

такое сечение все точки которого располагаются на одной прямой (плоскости).

Извините за приставучесть:
1. Не понимаю...нижний узел левой колонны просто висит (связей по z нет).
2. О каком плоском сечении идет речь? Если включена опция "плоская деформация" в задании параметров сечения, то это характерно для КЭ балок-стенок. Я не работал с КЭ 50 - видимо в нем суть и механизм такого деформирования?
3. Пункт а). предшедствует п. б). и к сожалению, по причинам, изложенным в последнем, усложняет выполнение намерений пункта а).
PS
Ваша модель весьма реалистична, несмотря на мои замечания, но не понимая смысл до тонкостей, я не могу применить на практике.

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN 1. Не понимаю...нижний узел левой колонны просто висит (связей по z нет).

поставьте - ничего (качественно) не изменится.

Сообщение от EUDGEN 2. О каком плоском сечении идет речь? Если включена опция "плоская деформация" в задании параметров сечения, то это характерно для КЭ балок-стенок. Я не работал с КЭ 50 - видимо в нем суть и механизм такого деформирования?

элемент как элемент - усилия точнее определяет и всего-то
плоское сечение - это объединение угловых перемещений - см их.

А ВООБЩЕ И БЕЗ НИХ ВСЕ ПУТЕМ КОГДА ПОД СТЕНКОЙ НОРМАЛЬНО СМОДЕЛИРОВАННЫЙ ФУНДАМЕНТ

[EUDGEN]

p_sh

плоское сечение - это объединение угловых перемещений - см их.

1. Спасибо за разъяснение...А знаете, как сработало это объединение? - как запрет поворотов вокруг этих осей, т.е. близкое к жесткому защемлению (только свобода по оси Z) = модификация моей жесткой концепции.
2. По поводу правильной модели фундаментов: чтобы достичь реалистичность в работе модели О-Ф-З нужно очень многое учесть, а известно, что не все удается, и многое по объективным причинам (акцентировал неоднократно). Вынужденая мера - запрет поворотов нижним узлам при расчете каркаса. Иначе - бредовые рез-ты...
3. Вот картинка фрагмент из модели с нормальными фундаментами на деформируемом основании. Это моменты от вертикальных нагрузок, сейсмика тоже добавит. Плита, толщиной 1 метр на щебеночном основании 1 м, ниже пески, здание - каркас с д/ж 14 этажей. Те же грабли? или, все-таки: вина дискретизации и неучета истории и физики?
PS
Борюсь пока сам с собой ...
[ATTACH]1165406133.jpg[/ATTACH]

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN ...А знаете, как сработало это объединение? - как запрет поворотов вокруг этих осей, т.е. близкое к жесткому защемлению (только свобода по оси Z) = модификация моей жесткой концепции.

как поворот плоского сечения вокруг центра вращения, т.к. UY в связях отпущен.

2. По поводу правильной модели фундаментов: чтобы достичь реалистичность в работе модели О-Ф-З нужно очень многое учесть, а известно, что не все удается, и многое по объективным причинам (акцентировал неоднократно). Вынужденая мера - запрет поворотов нижним узлам при расчете каркаса.

хотя бы в упругой постановке (когда можно)

[EUDGEN]

Уважаемые коллеги!
С этим бредом , думаю, покончим...
Вот очередной бред, требующий, на мой взгляд разбирательства и определенных действий при моделировании РС.
Высотное здание с д/ж на свайном поле, т.е. деформации основания ничтожны и так влиять на эпюру моментов в верхних ригелях не может.
Проследите как увеличиваются моменты на сопряжениях ригелей с д/ж (колонны тоже есть, но в графике заморожены) - в 2 раза!
Никакие ручные прикидки такие результаты не подтверждают. Это все только от вертикальных нагрузок.
Если добавить еще сейсмику - армирование ригелей бешенное, приходится что-то менять и модифицировать...
Мой диагноз:
1. неучет истории возведения и нагружения сооружения;
2. неучет пластики бетона в сечениях на сопряжениях ригелей и д/ж.
PS
Кто как поступает?
Другие мнения есть?
[ATTACH]1165412450.jpg[/ATTACH]

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN С этим бредом , думаю, покончим...

я отмотаю назад.
ЯТД при постановке данного вопроса вы исходили из ошибочных предпосылок, сравнивая работу детальной РС со схемой упрощеной - в виде стержня-двутавра.

Если смоделировать детальной схемой упрощенную - двутавр - обозначив каждое горизонтальное сечение в детальной расчетной схеме как плоское (объединением UXUYUZ), то как вы убедились все местные эффекты пропадают. В том числе и моменты в стержнях в местах примыкания ригеля, т.к. этот момент целиком переходит в плоское сечение двутавра, т.е. должно восприниматься за счет сжатия и растяжения волокон его плоского сечения.

см схему в архиве.
то что на сжеме имеются места возмущения момента можно отнести к известному факту о несовсем корректном назначении плоского сечения при помощи объединения перемещений.

вывод: а может всё так и есть и на счет бреда тоже заблуждение??
[ATTACH]1165466315.rar[/ATTACH]

[DTab]

Сообщение от EUDGEN [ATTACH]1165412450.jpg[/ATTACH]

На мой взгляд здесь все логично.
1. Моенты в колоннах высотных зданий в верху обычно больше (продольная сила меньше).
2. Жесткость колнны всегда меньше чем у стены, а следовательно больше деформативность (материала колонны). От этажа к этажу деформации в колонне накапливаются - это видно по эп. М ригеля (если внизу приопорный момент отрицательный как слева, так и справа, то в верху с лева он уже положительный, в пролете он почти не поменялся, следовательно логично что в ригеле у стены он вырос).

Так что это вполне распространенное явление.

Все выше перечисленное можно учесть и руками, только надо перемещение задать. (Статику в МКЭ проверять бесполезно - все равно правильно в МКЭ окажится, тут главное понять как чего происходит.)

[EUDGEN]

Dtab
1. Вы правы в том, что в упруго-линейной постановке арифметика тип-топ
2. Но Вы не поняли моей тревоги... Кроме арифметики, в реальном строительстве нужно учитывать историю и физику. Первая нивилирует в какой-то степени набегание момента по высоте (нагрузки-то прикладываются по мере возведения сооружения). Вторая составляющая, применительно к пластике бетона, перераспределит усилия с особонапряженных зон в менее напряженные. Это бесспорно! Другое дело - как учесть эти нюансы в расчетной модели? Способы есть, но некоторые весьма сложны (учет нелинейности, МОНТАЖ и т.п.), но есть другие способы, прямо скажем - суррогатные (увеличение продольной жесткости колонн, устраняя эффект набегания деформаций в теле колонн, и понижение модуля упругости бетона в приопорных сечениях ригелей).
3. Что при этом произойдет и есть ли здесь крамола? Мое видение таково:
а). Высотные здания строятся годами...каждый последующий этаж возводится на предыдущем, где прочность бетона уже установилась. При монтаже последующего этажа ук.свойства + нивилировка частично устраняет набегание продольных деформаций в колоннах и соответственно моментов в ригелях от этого фактора. Т.е. увеличив EF (не габариты а только продольную) мы иск.приемом моделируем монтаж и историю нагружения.
б). На опорах ригелей напряжение в растянутом бетоне превышает его потенциальную способность и естественно жесткость уменьшается. Эти явления известны и приемы перераспределения не новы. Что произойдет со всей моделью, если жесткость (модуль упругости) бетона уменьшить на 25 %? А ничего страшного... Усилия (моменты) перебегут на перекрытия (если они монолитные), частично в пролеты самих ригелей - там с прочностью получше...и частично в колонны.
PS
Я понимаю, что прием несколько корявый, но других способов (реалистичных) никто не предлагает. К сожалению: ни увеличение размеров сечений, ни повышение класса бетона ригелей не дает желаемой динамики. А уложить на опоре ригеля (400х500) 32 см2 (это 5D28АШ), не могу, зная, что такого быть не должно.
При всем обилии различных методик (и программ) учета реальных свойств деформирования железобетона, применение их в реальной практике проектирования (для пространственных моделей) весьма проблемотично. А в моем случае, с учетом сейсмики...молчу...
Поспорьте...убедите...научите...,но не настаиваю, зная, что:

[DTab]

Сообщение от EUDGEN 1. Вы правы в том, что в упруго-линейной постановке арифметика тип-топ 2. Но Вы не поняли моей тревоги... и так далее....

В вашем случае , что касается пластики, я думаю может помочь п. 5.1.13 СП52-101-2003 (тогда модуль снижается в разы). Что касается истории возведения , то думаю на этом можно не заморачиватся (для свайного основания) т.к. накрузка далеко не полная (если монолит - то наверно гдето меньше половины).

Ну и как самое последнее средство (если выше сказанное не убидительно) - сделать расчет с физ. нелинейностью.

А еще можно проем расширить для уменьшения жесткости стены либо увеличить сечение колонны. (колонна я так понимаю 400х400, если так то не плохо бы ее сделать 600х400, или 500х500, тогда и ригель 500х500) и т.д.

[EUDGEN]

DTab

Ну и как самое последнее средство (если выше сказанное не убидительно) - сделать расчет с физ. нелинейностью.

Если вы это умеете делать, то милости просим на тему:
http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=6090 - там костер почти угас

[DTab]

Сообщение от EUDGEN DTab Ну и как самое последнее средство (если выше сказанное не убидительно) - сделать расчет с физ. нелинейностью. Если вы это умеете делать, то милости просим на тему: http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=6090 - там костер почти угас

Лично я предпочитаю считать в упругой стадии, а пользоваться пластикой только когда очень сильно прижгет (как самое последнее средство)

[EUDGEN]

DTab

Лично я предпочитаю считать в упругой стадии, а пользоваться пластикой только когда очень сильно прижгет (как самое последнее средство)

1. Как я Вас понимаю... Но совет-то дан был.
2. Допустим, появился тот самый жгучий случай. Как Вы поступаете? Понятно, что всю схему в пластике осилить невозможно - много всяких нюансов, типа: шаги итераций, знакопеременные загружения и т.п. Если действительно сталкивались - все это знаете. и все-таки, как? Например, учет пластики в ригелях, перемычках, как наиболее уязвимых конструкциях.
3. Почему спрашиваю? Да потому, что мой суррогатный способ (иммитация пластики в упругой постановке) определенно настораживает. То, что из личного опыта я знаю и ожидаю (прогнозирую) приемлемые результаты от своих манипуляций не всех убеждает - отсутствует нормативная мотивация, а рекомендации Мурашева и Улицкого, да и многих других корефеев по ЖБ не являются узаконенными. Да, СНиП про ЖБ дает соответствующие указания, но по моему глубокому убеждению, они носят декларативный характер (об этом я кричал на теме о физнелине).
Знаю, многие программы, например ЛИРА математикой в этом плане оснащена, но применительно к отдельному образцу на определенное воздействие, позволяющее шаговые действия. Учет и детальный анализ конкретного сооружения, состоящего из ряда стержневых и плоскостных КЭ, при многообразии факторов (узлов сопряжений, учета арматурных стержней, расчетных сочетаний усилий и т.п.) затруднителен по реализации всего реализма работы натурной конструкции.
Пока все...

[DTab]

Сообщение от EUDGEN 1. Как я Вас понимаю... Но совет-то дан был.

Значит так. Принимая нелинейность в большой схеме локально, нельзя забывать закон сохранения. Т.к. пойдед перераспределение на более жесткие участки. Поэтому можно попробовать локально , но в разумных пределах:

Как говорит метод предельного равновесия - главное не допустить образования трех шарниров на одной прямой . Отсюда можно убирать верхнюю арматуру с опор, но при этом добавлять нижнюю в пролете, допуская пластические шарниры в опорах, и не допуская в пролете. (можно к примеру убирать только у одной опоры, добавляя в пролет и другую опору и т.д.). Это все можно сделать и руками, а моменты брать с полученной эпюры и перераспределять их по балке. Только при этом не забывать про N и Q. И еще - допуская пластич. шарнир естественно будут трещины. А шарнир в свою очередь как -то повлияет на соседние конструкции здания (может в лучшую , а может и в худшую сторону, в зависимости от особенностей схемы здания).

Кстати - в ЛИРЕ есть элементы для балок с физ. нелин. - наверно можно и там задать, только соседние элементы проверить (если они заданы упругими).