[EUDGEN]

Здравствуйте!
Аналогичная тема уже поднималась, но у меня частный вопрос. Прав ли я, если в пояснительной записке к расчету пишу следующее:
РАСЧЕТНАЯ СХЕМА
Расчетная схема здания представлена в виде комплекса конструктивных элементов (фундаментной плиты, диафрагм жесткости, колонн и ригелей, плит перекрытий и покрытия), работающих совместно.
ПРИМЕЧАНИЕ:
1. Прочность конструкций надземной части здания проверялась при учете защемления в уровне фундаментной плиты.
2. Прочность конструкций фундаментов здания (плитной части) проверялась при учете работы упругого основания с учетом жесткости вышележащих конструкций.
3. Пункт 1 принят в связи со сложностью учета этапов возведения и нагружения здания, а так же со сложностью учета неупругих деформаций на контакте надземной части и фундаментов, в результате которого по обрезу возникают нереальные усилия в колоннах и д/ж.
Поясняю: выкладываю файл сопоставления эпюр моментов двух вариантов схем. Слева с учетом совместной работы. Справа - защемление по обрезу.
Спасибо заранее за внимание.
[ATTACH]1133446949.dwg[/ATTACH]

[EUDGEN]

Сообщение от Regby Я не понимаю почему нельзя нашим сообществом составить такую методологию (или хотя бы несколько противоположных вариантов)? Ведь это зависит только от нас.

Попытки предпринимались:
http://dwg.ru/f/showthread.php?t=14635 пост 9 и 31.

[Regby]

Но на мои вопросы вы ответить не сочли нужным

[EUDGEN]

Сообщение от Regby Но на мои вопросы вы ответить не сочли нужным

Ну, во-первых: на основные вопросы я ответил.
Во-вторых: если чем-то не удовлетворил, сделайте акцеты на вопросы повторно...приучайтесь, что инженер - личность конкретная, и, язык инженера - схемы и цифры и факты.

[Regby]

Вот этот вопрос собственно

Сообщение от Regby Изучаю расчетную схему от поста 54 как вы объясните такие "местные" напряжения в диафрагмах жесткости? Как такую диафрагму армировать?

Ну и остался без инженерного ответа пост №98, ваш ответ можно назвать философским, но никак не критикой или согласием.

[Курмышанец]

Я насчёт ОФЗ. Не плохо было-бы, чтоб в програмы ввели вариации граничных условий закрепления, чтоб по огибающим от "защемления" и "ОФЗ" армировать, наподобие РСУ

[EUDGEN]

Сообщение от Regby Вот этот вопрос собственно Ну и остался без инженерного ответа пост №98, ваш ответ можно назвать философским, но никак не критикой или согласием.

Начну по порядку:
1. Ответы на свои вопросы я тоже хочу получать... и вопросы, ЯТД, я задаю конкретно...типа: почему от мизерных деформаций получаются огромадные напряжения? (Внимательней читайте посты...).
2. А Ваш вопрос я задал бы с графическим сопровожденнием... показал бы фрагмент, вид загружения и фактор НДС.
PS
Ершистость и неугомонность иногда неплохие качества для инженера, но должно быть больше конкретики и обоснованности.

[Regby]

Начну с другого Вашего вопроса:
Цитата: "Вопрос: не видите ли Вы нелогичность эпюры моментов в нижних участках колонн, если относительные перемещения смежных узлов практически совпадают, т.е. деформаций изгибных нет, а момент громадный и посмотрите на его знак..."

Нет не вижу. На мой сугубо делитантский взгляд огромные моменты в нижних КЭ колонн связанны с неправильным моделированием конструкции. (мне не очень удобно употреблять слово "неправильно" по отношению к вашей работе ) Но посомтрите на поля напряжений для соответствующих участков примыкающей диафрагмы жесткости в этих местах. На картинках приоженных ниже совершенно четко видно что диафрагма жесткости в этих местах совершенно не воспринимает поперечную силу, а в колонне как раз эта сила не весть откуда появляется. Я считаю, что с этим связанно и появление огромного момента в колонне в этом месте.

Возникает закономерный вопрос: КАК смоделировать правильно примыкание стержня и 4-х угольного элемента оболочки (или исспользовать другой тип конечного элемента). На этот вопрос я ПОКА не могу ответить ВАМ.

(см. терпеливо отобранные картинки их не мало, но в целом они дадут общее представление о расчете любому желающему без проведения самостоятельного расчета)

И вот возвращаясь к своему вопросу. Армирование (без моего вмешательства в расчет) получчается такого типа. Меня как раз смущают вот эти ПИКИ армирования в оболочке при том что БОЛЬШАЯ ее часть получается "не работает" и в армировании не нуждается. На других картинках видно что в некоторых элементах и правда оболочка ведет себя странно "выключаясь из работы"

С нетерпением жду Ваших мыслей.

[Regby]

Наверное такое мое наблюдение не будет для Вас открытием - в расчее с защемлением колонн в жестком фундаменте Скачков моментов не наблюдается, такой скачок появляется в том случае если ограничив перемещения ниха колонны по X и Y, а также ее поворот вокруг собственной оси, и ограничение по Z плитой опертой на упругое основание. В простенькой задачке, мною составленой, аналогичная ситуация... момент резко скачет (см картинку момент от 0,32 скачет до 6,37 т*м)

[EUDGEN]

Сообщение от Regby Наверное такое мое наблюдение не будет для Вас открытием - в расчее с защемлением колонн в жестком фундаменте Скачков моментов не наблюдается, такой скачок появляется в том случае если ограничив перемещения ниха колонны по X и Y, а также ее поворот вокруг собственной оси, и ограничение по Z плитой опертой на упругое основание. В простенькой задачке, мною составленой, аналогичная ситуация... момент резко скачет (см картинку момент от 0,32 скачет до 6,37 т*м)

Повторю свои мысли и сомнения (на этой теме встречаются многократно):
1. Дискретное представление спошных тел, а сочленение Д/Ж с колонной в нашем случае является непрерывным, всегда связано с потерей логики натурного деформирования. Это - слабое место в МКЭ, апроксимирующего узловые деформации на сплошную среду. Более точно (аналитически) срабатывают стержневые КЭ, без плоскостных контактеров. Во всех случаях композитные дискретные схемы таят "Подводные камни", победить которые можно с той точностью, которая изначально заложена в МКЭ. Т.е. густить сетку, прикладывать только узловые нагрузки, иммитировать континиумы АЖТ, накладывать способствующие связи и т.д. Но, увы - это манипуляции от лукавого, с поиском заведомо ожидаемого результата.
2. А то, что неправильно составлена схема - для большей красноречивости влияния "подводных камней". Такие результаты никогда в материале (рабочке) не реализовываются. Я, к счастью, прошел большую школу расчетчика...На моей памяти было 3 сильных землетрясения (7...7.5 баллов)...ни одно здание, построенное по моим расчетам серьезных повреждений не получило. А все расчеты выполнялись плоскими рамами, защемленными по О-Ф.
Да, сейчас мощные вычислители и решатели, и желание учесть все и вся в расчетной модели иногда натыкается на "бредовости" и "подводные камни". Их источники многим известны, и "искусство моделирования" в аспекте "труднорешаемых задач" имеет решающее значение в получении реалистичных и обоснованных решений. Да...филисофии стало много...связано с желанием формализовать трудноформализуемое.
3. Мой совет: иногда следует абстрогироваться от мощных решателей и истину искать на частном и проверенном аналоге, коим является СТЕРЖЕНЬ. О простого к сложному, от сомнений - к истине...
PS
СкАжите, что на вопросы опять не ответил...по честному - я и сам нуждаюсь в поддержке и понимании, и не на все вопросы имею однозначные ответы, но всегда помню, что:

[Regby]

Сообщение от опус Что, Вы так замарачиваетесь на расчетах, кому они нужны?Заказчику?

Откуда такое мнение что разговоры в этой ветке направлены на то чтобы "угодить заказчику" или выявить несколкьо процентов экономии металла? Для меня все несколкьо иначе. Моя цель научиться изучать НДС любого объекта и самое главное научиться ПОНИМАТЬ почему происходит то или иное событие... (под событием я понимаю скачки НДС или опасные зоны)

[Regby]

Сообщение от EUDGEN СкАжите, что на вопросы опять не ответил...по честному - я и сам нуждаюсь в поддержке и понимании, и не на все вопросы имею однозначные ответы, но всегда помню, что:

Что вы помните всегда осталось загадкой, ну да ладно вы не обижайтесь главное, я не со зла к вам пристаю а в поисках знаний, богатым чужим опытом нужно пользоваться коли есть такая возможность. И у меня нет ни малейшего желания как то выпендриться или что то кому то доказать. Просто я хочу ПОНЯТЬ.

А вас не волнует другое мое рассуждение? Что если энергия напряжений в целом неизменна, и реально таких моментов не будет в колоннах у среза, то куда эта энергия денеться? Выскочит в другом месте? Значит в целом НДС конструкции определенор неверно, а значит и принимать конструктивные решения не представляется возможным. Что делать в такой ситуации? Не могли бы вы рассказать подробнее о том какими методами вы расчитывали здания раньше (ну те самые которые уверенно выдержали все землятресения)

[EUDGEN]

Сообщение от опус Что, Вы так замарачиваетесь на расчетах, кому они нужны? .... Но у меня конкретный вопрос - Вы не пробовали проектировать, а то что то не понятно по Вашим высказываниям. В сочетании с умением рассчитывать это приносит неплохие деньги, кроме того Ваш внутренний голос конструктора не позволит Вашему внутреннему голосу расчетчика черезмерно увлечься расчетами. Проверено на себе.

1. Если вопрос личностного характера, то да - я еще и гл.конструктор последние 5 лет, как пошел бум жилищного строительства и индивидуальное проектирование. В типовом, как конструктор, я себя не пробовал..., со стороны, ранее, мне казалось скучным занятием рыться в десятках альбомов, подбирать по ключам, заниматься аппликацией, привязкой и т.п.)
2. Вы правильно подметили: владея расчетным инструментарием, я как разработчик РД КЖ и КМ, имею определенные преимущества в выборе (поиске) оптимального варианта конструктивного решения. Сознаюсь, имею опеделенные проблемы (пробелы) в соблюдении конструктивных требований различных "Руководств и Указаний", и в оформительском аспекте..., но с помощью исполнителей (чертежников) и информационных справочников и коллег форума DWG большинство вопросов удается разрешить.
3. Чрезмерно увлекаться расчетами не нужно, да и времени на то нет...Но, не соглашусь с Вами в том, что расчеты - пустая трата времени. Во-первых: - это оправдательные аргументы перед проверяющими, а они тоже стали современными, требуя всякого рода расчетные параметры по резонансной частоте, осадкам - кренам, устойчивости от опрокидывания, смещениям смежных ярусов, расчету по акселерограммам, взаимному влиянию сооружений, трещинообразованию, учету физнелина, деформированной схемы, учету совместной работы О-Ф-З, и т.д. И эти все требования прописаны в СНиПах, т.е. они должны соблюдаться, либо д.б. обоснование, если что-то не соблюдено, а таких ситуаций море...прочтите мою тему "Мнение по учету трещиностойкости", да и в других темах проблемы учета освещены, да, как я понимаю... Во-вторых: соглашусь с Regby, докопаться до истины - хроническая предрасположенность настоящего инженера, и, если в результате численных исследований расчетной модели остались кровоточащие сомнения, то материализовывать сомнительные результаты - двойной вред: собственно - делу и своей психике. Эти сомнения всегда можно развеять на частных и проверенных решениях. Для этого и требуются вариации...
Пока так...

[Regby]

Уважаемый EUDGEN почему вы в своих работах моделируете плиты перекрытия и дифарагмы жесткости универсльным пластинчатым элементом - оболочкой? Дело в том что в простой конструкции(3 пролета в среднем диафрагма жесткости) (даже если ее по подобию составлять оболочками) в диафрагмах не возикает тех ПЛИТНЫХ усилий , а именно Мх, Мy, Mxy, Qx, Qy (т.е. они присутствуют, но они так малы что омпьютер не может нарисовать по ним поле напряжений) зато имеются усилия характерные для балки-стенки Nx, Ny, Txy. Но как только я усложняю расчетную схему - ввожу 2 параллельный диафрагмы в 2-х разных пролетах, то плитные усилия оформляются в реальные цифры. О чем это говорит? Судя по всему в результате многочисленных деформаций и перераспределений напряжения диафрагма начинает работать в том числе и как плита... те.е за счет сложности конструкции диафрагма начинает воспринимать усилия для которых она не предназначена.

И последнее. (я в шоке)
Увеличил толщину фундаментной плиты с 0.9 м до 2 м, пересчитал, дикие моменты в колоннах у основания уровнялись.... Скачков нет... вот картинка

[EUDGEN]

Сообщение от Regby Просто я хочу ПОНЯТЬ. .... А вас не волнует другое мое рассуждение? Что если энергия напряжений в целом неизменна, и реально таких моментов не будет в колоннах у среза, то куда эта энергия денеться? Выскочит в другом месте? Значит в целом НДС конструкции определенор неверно, а значит и принимать конструктивные решения не представляется возможным. Что делать в такой ситуации? Не могли бы вы рассказать подробнее о том какими методами вы расчитывали здания раньше (ну те самые которые уверенно выдержали все землятресения)

1. Слово энергия в статике как-то режет слух...Проще это сказать так: к сооружению приложены определенные силовые воздействия (нагрузки), от этих воздействий в сечениях конструкций сооружения (в сопряжениях, по полю, узлах и т.п.) генерируются внутренние силовые факторы - своего рода реакция на внешнее воздействие, видимо, как Вы трактуете - накапливается энергия (не спорю, но это не аргумент для рассуждения по пободу НДС). Заметим, что внутренние, генерируемые факторы, зависят от жесткости испытуемого и от граничных условий - весьма влиятельный фактор. Меняя последние компоненты (механизмы опускаем), мы получим другую картину соотношений компонентов НДС по всему полю расчетной модели, и это не значит, что решение не верное - оно соответствует текущему состоянию. Другое дело: то ли состояние нами смоделировано? И как смоделировать наиболее реалистичное? Честно скажу - однозначно не знаю, но механизм для достижения понимаю и применяю. Он основан на профессионализме (опыте), логике и интуиции. Опять философия? Возможно, но расчет - способ рассуждения
инженера (по Городецкому), а рассуждение - категория близкая к философскому анализу.
2. Как ни странно, но я как инженер и ученый (да я - к.т.н.) все расчеты могу свести к формуле ql2/2 ....ql2/24, в зависимости от схемы. При этом получить рез-ты с погрешностью не более 15% - для инженерных расчетов - это вполне приемлемо. Для чего это нужно при наличие современных вычислительных средств? А чтобы спокойно спать... А раньше расчеты выполнялись по классическим и понятным методам, при которых подводных камней не замечалось по определению - все, что ниже зеркала воды - монолит - защемление. Кстати, метод предельного равновесия - залог обеспечения прочности и несущей способности. Да, всякого рода перераспределения, связи конечной жесткости, учет трещинообразования, физ и гео нелина безусловно могут приблизить решение к точному, НО, при условии учета полной гаммы факторов: силовых, временных, геометрических, физических и топологических. Это - все будет в ближайшем будущем, но видимо, не с помощью МКЭ, а более ювелирного метода. Надеюсь, при нашей жизни, когда на МАРС человек ступит ногой - это мой прогноз. Хотя, может быть, я ошибаюсь, и уже нечто подобное в мире существует.

[EUDGEN]

Сообщение от Regby Уважаемый EUDGEN почему вы в своих работах моделируете плиты перекрытия и дифарагмы жесткости универсальным пластинчатым элементом - оболочкой? ...И последнее. (я в шоке) Увеличил толщину фундаментной плиты с 0.9 м до 2 м, пересчитал, дикие моменты в колоннах у основания уровнялись.... Скачков нет... вот картинка

1. Иаче, не будут дружить угловые деформации приты и Д/Ж.
2. Все объсняется просто - исчезают(значительно снижаются) угловые деформации на контакте с фунд.плитой - это приближение к защемлению. Потому-то и рекомендуется фундамент и ноль выполнять жестким - стены по периметру, внутренние стены, где возможно, выполнять монолитными.
3. Еще важный нюанс, и это надо понимать: фундамент - это основание (постамент), на который воздействует назмная конструкция, но никак не наоборот - фундамент не должен и не может увлекать за собой наземную часть. А все наши веревочные и невесомые конструкции, построенной модели вцелом, так и работают. На самом деле - сооружение возводится и загружается во времени и большая часть деформаций укорочения от сжатия во время строительства нивилируется (выбирается) на монтаже.

[Regby]

2 опус У вас есть замечательная возможность прочитать эту тему от начала до конца. Пожалуйста выскажите свое мнение по поводу:
1 Причин скачков моментов в защемлении колонн в фундаментов (что это: ошибка моделирования, ошибки програмного комплекса, ошибки теории или быть может что то другое?)
2 Как по вашему РЕАЛЬНЫ ли такие скачки (т.е. существуют ли они на самом деле)? (так по памяти было сравнение армирования у среза 25d32, в центральной части колонны 4d32)
3 Пути решения проблемы
4 Отдельной темой можно высказать мнение по поводу моделироания основания коэффициентами пастели.
5 Что вы думаете о СИСТЕМЕ высказанной EUDGEN-ом по поводу 3-х расчетных схем и соответственно 3-х расчетов модели, и армирования разных частей здания по разным результатам.


2 EUDGEN Простите, но из ваших рассуждений (не очень надо сказать конкретных) я так и не понял основного: считаете ли вы увеличение жесткости плиты фундаментной путем решения так волнующих нас скачков моментов? И неужели вас совершенно не смущают кусочные поля напряжений для оболочек-диафрагм жесткости, а так же кусочное армирование?
вопрос: здане представленное в расчете построено? Как армировались диафрагмы жесткости? (приятно было бы увидеть какой-нибудь чертежик из рабочки)

ps. Как просьба... не можем ли мы все быть более конкретными в высказывании своих мыслей... а то что то мы все расчувствовались после Нового Года... и по сути один флуд в форуме, давайте настраиваться на серьезную работу. Спасибо.

[Regby]

#109

Сообщение от EUDGEN 2. А то, что неправильно составлена схема - для большей красноречивости влияния "подводных камней". Такие результаты никогда в материале (рабочке) не реализовываются.

Очень конкретно пожалуйста:
- что конкретно понимается под неправильным состалением расчетной схемы?
- Как расчетчик с опытом превышающим мой в десятки раз скажите по вашему достаточно для такого здания толщины фундаментной плиты 900 мм ?

[EUDGEN]

Сообщение от Regby #109 .... - что конкретно понимается под неправильным состалением расчетной схемы? - Как расчетчик с опытом превышающим мой в десятки раз скажите по вашему достаточно для такого здания толщины фундаментной плиты 900 мм ?

1. Во-первых: - это Ваши слова...

На мой сугубо делитантский взгляд огромные моменты в нижних КЭ колонн связанны с неправильным моделированием конструкции. (мне не очень удобно употреблять слово "неправильно" по отношению к вашей работе ) Но посомтрите на поля напряжений для соответствующих участков примыкающей диафрагмы жесткости в этих местах. На картинках приоженных ниже совершенно четко видно что диафрагма жесткости в этих местах совершенно не воспринимает поперечную силу, а в колонне как раз эта сила не весть откуда появляется. Я считаю, что с этим связанно и появление огромного момента в колонне в этом месте.

И все же: не имея достоверной (гарантировано реалистичной) расчетной модели, учитывающей историю возведения, учитывающей нелинейную одностороннюю работу основания (грунтов), учитывающей изменение модуля грунта по толще слоя, учитывающей точную топологию контактирующих (сопрягаемых) конструкций, учитывающую изменение жесткости от уровня НДС (учет перераспределения), призрачно вести речь о "точной модели". Что делать? Надо понимать, что всевозможные и известные на сегодняшний день модели, с какой-то точностью (разной) в инженерном аспекте удовлетворяют основным требованиям проектирования. Вопрос лишь в том, чтобы отбраковать нелогизмы. Буквально, параллельно написанию моего сообщения, я выполняю проверочный расчет серьезного 15-ти этажного здания, со сложной (неортогональной) схемой со всякими "кучерявостями". Проверочный, т.к. основной расчет выполнен другим спецом. Так вот, местами, результаты отличаются в разы...и найти истину, зумутившему эту проверку, будет непросто...Скажу, лишь, что я вынужден был выполнить 5 вариантов расчетов:1- на деформируемом основании (основное сочетание);2- на упруго-демпфирующем основании (основное и особое сочетание);3- при защемлении по О-Ф; 4- при повернутых главных осях на 45 градусов; 5-при учете преобразованных масс из статики и при ручном сосредоточении масс. Кухню всю не буду перечислять, но выбрать приемлемые результаты, да еще с учетом предварительного расчета, весьма непросто, а сказать, что какой-то из вариантов можно принять за основу - будет рискованно...
2. Толщина плиты назначается по критерию продавливаемости, и при сетке 6 х 6 м, здание в 10 этажей, при наличии Д/Ж, толщина 900 - 1000 мм может быть достаточной. Индикатором служит поперечное армирование в плите - его вообще не должно быть, или какой-то мизер 1-2 см2/п.м. Скачки в створе Д/Ж (по площади контакта с плитой) и под пятами колонн можно проигнорировать ввиду условного точечного (веревочного) представления контакта сочленений.
3. Что касается всплесков напряжений (армирования) в отдельных, незначительных по размерам, зонам, то здесь требуется более тщательная триангуляция и более достоверное моделирование контактеров у этой зоны. А иногда (касательно перемычек) просто - заменой полосы на стержневой аналог.
Оговорюсь: единого рецепта никто не даст - только вариации, основанные на понимании реалистичной работы.
А конкретика? Именно этого я и добиваюсь...но в отсутствии аргументированных тестов приходится философствовать, точнее - рассуждать и расставлять акценты: на достигнутом, сомнительном и желаемом.
PS
В Вас я вижу устремленного вперед, ввысь, к истине и всегда! А кому скучно и неинтересно, то - дело, ведь, добровольное...

[AMS]

По п.1 - от Regbi + - за анализ и заинтересованность в решении проблемы!
EUDGEN:
" И все же: не имея достоверной (гарантировано реалистичной) расчетной модели, учитывающей историю возведения, учитывающей нелинейную одностороннюю работу основания (грунтов), учитывающей изменение модуля грунта по толще слоя, учитывающей точную топологию контактирующих (сопрягаемых) конструкций, учитывающую изменение жесткости от уровня НДС (учет перераспределения), призрачно вести речь о "точной модели". Что делать?"
- в этом суть проблемы !!.

[Neo_]

Сообщение от Regby Уважаемый EUDGEN почему вы в своих И последнее. (я в шоке) Увеличил толщину фундаментной плиты с 0.9 м до 2 м, пересчитал, дикие моменты в колоннах у основания уровнялись.... Скачков нет... вот картинка

Че тут такого непонятно, приблизили к штампу... в идеале лучше не толщиной играть а вводить вместо крайних колонн стены (только в подвале) тогда и будет штамп жесткий или регулировать консольками плиты момент в крайних колоннах. А если есть возможность ввести внутри ж/б стены, получим коробчатую плиту в виде подвала.
Кстати интересно, а моменты в плите у вас выросли?