[EUDGEN]

Здравствуйте коллеги! Извините, вопрос перенесен из темы "СКАД-ФОРУМ..."
Прошу ответить ассов и профи, использующих в проектной деятельности нелинейные процедуры для ж/б.
Как реально выглядит процесс (последовательность шагов, действий) , например при расчете высотного здания, с учетом сейсмического воздействия? И на каких этапах учитывать нелинейность?
Я понимаю это так (поправьте):
1-й этап: упругий расчет глобальной схемы, определение армирования.
2-й этап: выделение (выбор) конкретных локальных элементов (проармированных), которые обследуются с учетом нелинейности;
3-й этап: установление реального НДС, корректировка, если необходимо армирования и опять проверка…
Возможно вы используете транзитные приемы, без локализации? Тогда у меня много вопросов:
- не имея армирования, применять нелинейность некорректно; (т.е как-то надо назначить);
- если есть сейсмика, то как определить инерционные силы;
- нелинейная задача всегда итерационная, как по шагам нагружения, так и по сходимости на диаграммах физических соотношений. Шаги нагружений должны отражать процессы во времени и в пространстве: т.е. необходимо учитывать процесс возведения сооружения, и вероятность сейсмического воздействия на любом этапе возведения. И еще, на какие шаги дробить сейсмику? По формам колебаний, направлениям воздействия, или по ср.квадратичным, или внутри каждой формы?
- в процессе нагружения, на определенном шаге напряженно-деформированного состояния (НДС) могут образоваться трещины в экстремальных зонах (из надо зафиксировать, перераспределить напряжения между бетоном и арматурой
- при действии знакопеременных нагрузок (да и не только) трещины могут закрыться…
- на финише возможно необходима корректировка заданного (или определенного из упругой схемы) армирования и очередная проверка НДС при новых значениях армирования.

Выскажу свое мнение, если дочитали до сих пор:1. В реальном проектировании должны применяться методы ( методики, приемы, операции, процедуры, способы), позволяющие однозначно оценить прочность конструкций при неблагоприятных комбинациях (сочетаниях) совокупности факторов (объективных и субъективных).
1. Что касается учета нелинейных свойств деформирования материалов, в нашем случае, бетона и ж/б, то они реально могут быть зафиксированы на образце, обклееного датчиками и нагружаемого определенными (контролируемыми) воздействиями. Эти проблемы академического аспекта и их рез-ты нужны для уточнений характеристик, коэффициентов и методик в нормативных документах. Это наука!
2. Соглашусь, что можно провести численный эксперимент, с применением программ (ЛИРА, МИКРОФЕ и др), на отдельно взятом элементе (колонне, балке, плите и т.п.) с выявлением НДС, но, при определенных силовых воздействиях (правда из надо еще выявить). Но для глобальной схемы?
3. Покажите мне, здесь на форуме, или сбросьте на мыло, кто реально запроектировал сооружение, с учетом расчетов по нелинейным процедурам, желательно с сейсмикой. Я хочу в сказку. С 1985 года, со времени как я не занимаюсь наукой, возможно, в параллельном мире, произошли существенные изменения. Извините, за консерватизм…, НО ,на мой взляд, реалистичный.

[Al-dr]

ander

Спасибо за небольшое разъяснение. Будем разбираться

Кстати в 9.4 в 35-м законе не высвечивается +0.0002, -0.002.

Может придется в скором будущем поехать на курсы по нелинейным расчетам. Попытаемся все выяснить

[EUDGEN]

ander

...в конкретной задаче, да и вообще, когда дело идет только о железобетоне, я думаю, что физнелин - это проверочный расчет и не более того, особый случай, где требуется учет геометрической нелинейности, но это уже не тот вопрос. А реально применима физнелинейность в расчетах, где учавствует кладка из блоков ли, кирпичная ли, линейный расчет весьма некорректен, за исключением случаев, когда в кладке не возникают напряжения растяжения. В этом случае без этого расчета обойтись довольно трудно, расчет является формально проверочным, на основании данных состояния материалов делаются выводы о величинах проемов, необходимости повышения марки кладки или армирования кладки, на основании такого расчета можно уточнить усилия в ранд-балках, к примеру, висячих стен, перераспределение напряжений в самой кладке и усилий в несущих ж/б элементах, как правило, весьма ощутимое. (После чего пользователь делает несколько вариаций, при необходимости, улучшения схемы и переходит к оформлению чертежей.) Лично я в таких случаях принимаю работу ж/б как линейного материала, а кладку ввожу нелинейно, постоянно гибриды.

Буду краток, но суров и справедлив :
1. Из 121 выступления на теме - только несколько (два) честных признаний (Ваше и мое) о том, что еще рано (не созрели) для реалистичной оценки деформирования материалов. И что линейный расчет - панацея от всех невзгод...
2. Частично я высказался о экстремальных ситуациях, где все же необходим (вынужденно необходим) учет пластических деформаций...и я это делаю, но "дедовским методом" - понижением жесткости.
3. Уверен, не все так делают и думают, но где критика и предложения?

Что в нашей задаче? Получили пластический шарнир, далее при повышении нагрузок или при понижении армирования получаем в сечении все тот же предельный момент, при котором образуется пластический шарнир (при уменьшении армирования, он будет меньше), а на другой части элемента, а также в других элементах схемы получаем перераспределение усилий - то, что не взял рассматриваемый узел, берут на себя другие элементы. и если мы не учитываем обрыв арматуры, то в других элементах также начинают образовываться пластические шарниры. Что еще, в нелинейном расчете более прослеживается разница (по сравнению с линейным расчетом) подчиняющаяся известному правилу - элементы с большей жесткостью оттягивают на себя больше усилий - в частности, система диафрагмы-колонны больше на себя тянет, чем отдельно стоящие колонны при сравнении линейного и нелинейного расчетов.

4. Здесь некоторые противоречия: предельный момент никуда не уходит (но в пластическом шарнире он д.б. возле нуля).
5. И второе: все-таки перераспределение происходит? Несомненно...
6. Понимаю, до тонкостей доковыряться - нужно время и осмысление...Я предрекал, что лет через 30 ясность какая-то проявится....Так, что времени для вирдикта еще много . Подождем -с...
Romka
Если честно, то я ожидал от Вас более энергичного участия 8) .
Al-dr
Пообещайте, что после курсов вернетесь на тему .
Lamer Inc..
Вы не все еще сказали - чувствую... :cry:
DTab
Не к лицу молодой поросли писсимизм...Ладно я, по дедовски работаю, но от Вас все ждут шедевров...
Михаил_М
Методологически Вы сильны, но от Вас ждут практической составляющей
p_sh
А Вас, Павел, я прошу остаться... Ждал, ждал - не дождался Вашей действенной реакции на наш "сыр-бор". Или скучна, или бесперспективная тема?
PS
Это не есть мое послание форуму [sm2013] , это скорее - мой отчет и осмысление реализма [sm2001]. Если честно, то я не удовлетворен пока достигнутыми результатами. Но руки не опущу - не дождетесь... [sm2011].

[Al-dr]

Вернусь. Если нач-во все-таки пошлет на курсы :wink:

[Romka]

Коллеги
Скорее не внесу ясность, а, наоборот, добавлю перца, если скажу следующее.
Введением сниповского коэф К1 мы разрешаем остаточные деформации, но при этом уменьшаем расчетную сейсмическую силу и арматуру. И тут вопрос: если при заданной сейсмике (например при К1=0,25) мы подразумеваем, что остаточные деформации уже проявились и перераспределились, то имеем ли мы право второй раз их учитывать нелинейностью?

[ander]

EUDGEN, честно говоря, не могу осмыслить, почему в пластике должно отсутствовать усилие.. деформации растут, но арматура работает, до тех пор, пока она не оборвется, вот тогда получим полный шарнир - балочную схему с перераспределением опорного момента в пролет. Другого пока не вижу.
Признаю, сей интересный инструмент пока нов, и каждый его использует по своему разумению, латая какие-то субъективные дыры своего сознания. Впрочем, мое мнение.
Жаль что пока нет необходимых результатов.

[EUDGEN]

Romka
В древнем СНиПе по сейсмике был коэф-т сейсмичности, равный 0.025, 0.05 и 0.1 соответственно для 7, 8 и 9 баллов. В современном СНиПе вместо Кс ввели произведение А * К1. Т.е. при К1=0.25, для А=0.1, 0.2, 0.4 получим величину старого Кс. И я так думаю, что этот к-т связан не столько с допустимыми повреждениями, сколько с величиной результирующих инерционнах сил относительно массы и жесткости сооружения, для определенной интенсивности сейсмики.
ander

... не могу осмыслить, почему в пластике должно отсутствовать усилие.. деформации растут, но арматура работает, до тех пор, пока она не оборвется, вот тогда получим полный шарнир - балочную схему с перераспределением опорного момента в пролет.

1. А давайте порассуждаем... МКЭ реализован по типу метода перемещений. Перемещения зависят от жесткости и от величины нагрузки. В результате деформирования получаются внутренние силовые факторы - усилия (напряжения). Если в этой цепочке что-либо меняется, то ессно поменяется и окончательный результат. Это однозначно! При наличии трещин в растянутом бетоне жесткость этой зоны снижается...соответственно и усилия уменьшатся, как результат логической цепочки (так должно быть).
2. Я предлагал модифицировать наш тест с вводом теоретического шарнира на опоре ригеля. При этом армирующая среда есть и она м.б. снижена. Нужен анализ - что произойдет в близлежащих зонах.
Пока так.

[ander]

EUDGEN, 1. Дело-то уже не в бетоне, если мы говорим о растяжении. К примеру, в расчетной схеме присутствует монолитный пояс, как его учесть.. если мы заведомо знаем, что в нем получим растяжение (или рассчитаем схему и поймем, что он растянут), то в расчетной схеме его следует задавать не размерами по бетону, а размерами по площади арматуры, которую мы в него заложим. Надеюсь, понятно к чему я клоню? Так вот, армирование мы получаем в прямой зависимости от величины растягивающих усилий, а значит говорить о том, что при растяжении влияние образования трещин велико, по-моему, значит, притянуть за уши. Вы так не думаете? Меньшие усилия можно получить при меньшем сечении, все то пресловутое правило "элементы с бОльшими жесткостями оттягивают на себя бОльшие усилия". Поэтому, если говорить о растянутой зоне, то вопрос напрямую зависит от площади арматуры, и если она уменьшается при удлинении, то тогда можно говорить о снижении усилий в ней. Другого варианта, по-моему, нет.
2. Не понял предложения, предлагаете принять классическое решение - шарнирное сопряжение ригеля с диафрагмой жесткости? Я уже говорил, что на практике такой узел не пройдет без коротких консолей.

[EUDGEN]

Повторюсь:

Я предлагал модифицировать наш тест с вводом теоретического шарнира на опоре ригеля. При этом армирующая среда есть и она м.б. снижена. Нужен анализ - что произойдет в близлежащих зонах.

1. Речь идет о теоретическом (расчетном) шарнире...но с армирующей средой. Или ЛИРА отдельно не контролирует работу арматуры? Т.е. при таких граничных условиях в сечении момент как бы ноль, но армирующая среда (пара сил из нижнего и верхнего слоя) все же должна работать. При этом арматуру уменьшить до конструктивного значения, скажем по 2 двадцатки ). Что произойдет? Или...
2. Если мы этот гордиев узел не разпутаем, то прийдется отложить тестирование до лучших времен...
3. Но выводы все ж некоторые надо бы сделать (да, субъективные), в части: что, где и когда физнелин (геонелин) позволяет реально уточнить в практике проектирования ЖБК.
PS
Я немного разгрузился по работе - займусь штудированием ЛИРЫ, выводы сделаю позже.

[EUDGEN]

Увы..., разгрузка была кратковременной - ничего нового не скажу .
Ниже, фрагмент из свеженького реального объекта.
Поясню: зная, что двигаюсь по спирали (надеюсь, что не по кругу ) с желанием развязать гордиев узел, возникающий, практически во всех расчетах многоэтажек. Для посетителей темы основы моих волнений (сомнений), НАДЕЮСЬ, ПОНЯТНЫ, а для новичков повторю:
1. От вертикальных нагрузок разные укорочения (деформации) для вертикальных элементов, ввиду существенно разных жесткостей (см.картинку). Как следствие - громадные угловые деформации на контактах ригелей и Д/Ж верхних ярусов. Соответственно и громадное армирование на опорах. Цифры доходят до 35 см2 - это 6d28AIII. В нижних ярусах цифры порядка 15 см2.
2. Очевидны проблемы при конструировании...поэтажно.
3. Зная, что железобетон физически нелинейный материал, и что ЖБК работает, как ее законструируешь, возникает желание как-то учесть специфику деформирования железобетона с трещинами. Попытки были сделаны в предыдущих сообщениях. Эффект, к сожалению, для меня - не получен...
4. Зная, что форум постоянно пополняется новыми силами, надеюсь на конструктивный диалог и реализм действий (манипуляций) и т.п.
PS
Ниже выставлю картинки моментов на опроах ригелей и опорное армирование (расчетное). Какие будут мнения, советы, предложения?
Как поступил я, сообщу позже...
[ATTACH]1183478860.jpg[/ATTACH]

[EUDGEN]

Здесь опорная арматура
[ATTACH]1183479109.jpg[/ATTACH]

[RomanM]

EUDGEN,

вопрос Ваш ИМХО уже решенный и несколько не из той темы.
Описан он и у Городецкого и в Перельмутере-Сливкере;

p_sh, если не ошибаюсь, уже выкладывал тут где-то картинки по расчету каркаса многоэтажки с помощью лировского МОНТАЖа.

я для себя прогнал простенький пример аналогичный Вашему:

слева - каркас рассчитанный целиком без учета поэтапности возведения этажей
справа - тот же каркас, но собранный поэтажно с помощью МОНТАЖа

результат полность совпадает с логикой и книжными данными: в первом случае завышенные моменты в узлах верхних ригелей, во втором- относительно ровная картина моментов по этажам.
[ATTACH]1183492772.jpg[/ATTACH]

[RomanM]

Вот моменты в узле примыкания ригеля к диафрагме
[ATTACH]1183493000.jpg[/ATTACH]

[RomanM]

Файл модели
[ATTACH]1183493083.rar[/ATTACH]

[DTab]

Сообщение от RomanM EUDGEN, вопрос Ваш ИМХО уже решенный и несколько не из той темы. Описан он и у Городецкого и в Перельмутере-Сливкере; p_sh, если не ошибаюсь, уже выкладывал тут где-то картинки по расчету каркаса многоэтажки с помощью лировского МОНТАЖа. я для себя прогнал простенький пример аналогичный Вашему: слева - каркас рассчитанный целиком без учета поэтапности возведения этажей справа - тот же каркас, но собранный поэтажно с помощью МОНТАЖа результат полность совпадает с логикой и книжными данными: в первом случае завышенные моменты в узлах верхних ригелей, во втором- относительно ровная картина моментов по этажам. [ATTACH]1183492772.jpg[/ATTACH]

Интересная картина наблюдается в правой схеме в левом нижнем ригеле, над левой опорой и крайней левой нижней опорой. Мне думается - что-то тут не так (слишком резко отличается от 2-го этажа), если кто-то может объяснить это, будет здорово.

[p_sh]

по крайней мере на 1-м этапе (и монтаже 2-го) в данном месте момент будет нормальный - как в остальных местах...

[DTab]

Сообщение от p_sh по крайней мере на 1-м этапе (и монтаже 2-го) в данном месте момент будет нормальный - как в остальных местах...

вот уж не соглашусь - если схему с права принять за верную, то что это за "киноляп" с первым этажем, ибо если схема верна, то должны быть верны все элементы этой схемы (для статически неопределимой конструкции это очень и очень важно!) , иначе мы ералашь какойто получим.
Кстате - а где на схеме с лева момент на нижней левой колонне? Может что-то с основанием не то. Если основание жесткое - момент вроде-как должен быть :? .

[EUDGEN]

RomanM

Вот моменты в узле примыкания ригеля к диафрагме

Это уже шаг вперед...но:
1. Кто прокомментирует, за счет каких факторов моменты на опорах с Д/Ж так красиво сгладились поэтажно?
2. Как известно (на левой схеме) опорные моменты к верхним ярусам набегают из-за разности в укорочении вертикальных элементов. И как было выяснено на теме " Особенности ...МКЭ", МОНТАЖ, влияние сего фактора не устраняет (ЯТД). Если я ошибаюсь, то п.1. требует разъяснения с картиной по вертикальным (и угловым) деформациям.
3. Соглашусь, если п.1 будет обоснован, то нет надобности прибегать к учету физнелина.
4. Вопрос более сложный далее: МОНТАЖ для вертикальных нагрузок применить можно, но как учесть сейсмику? На каком шаге загружения ее прикладывать, и как сформировать РСУ и получить армирование?
PS
Жаль, пока МОНТАЖ лично не освоил и не осязаю механизм функционирования сей процедуры, но надеюсь на разъяснения более опытных коллег.

[EUDGEN]

RomanM
Почему-то ЛИРА 9.4 ругается:
[ATTACH]1183548080.jpg[/ATTACH]

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN 4. Вопрос более сложный далее: МОНТАЖ для вертикальных нагрузок применить можно, но как учесть сейсмику? На каком шаге загружения ее прикладывать, и как сформировать РСУ и получить армирование?

к полностью построенному (с уже приложенными эксплуатационными нагрузками) зданию. Считтать придется 2 схемы - одну с сейсмикой, вторую на полные эксплуатационные.

Сообщение от EUDGEN Жаль, пока МОНТАЖ лично не освоил и не осязаю механизм функционирования сей процедуры, но надеюсь на разъяснения более опытных коллег.

физический смысл раскрыт в той теме
http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=...r=asc&start=45
пост 47

[RomanM]

Сообщение от EUDGEN RomanM Вот моменты в узле примыкания ригеля к диафрагме Это уже шаг вперед...но: 1. Кто прокомментирует, за счет каких факторов моменты на опорах с Д/Ж так красиво сгладились поэтажно? 2. Как известно (на левой схеме) опорные моменты к верхним ярусам набегают из-за разности в укорочении вертикальных элементов. И как было выяснено на теме " Особенности ...МКЭ", МОНТАЖ, влияние сего фактора не устраняет (ЯТД). Если я ошибаюсь, то п.1. требует разъяснения с картиной по вертикальным (и угловым) деформациям. 3. Соглашусь, если п.1 будет обоснован, то нет надобности прибегать к учету физнелина. 4. Вопрос более сложный далее: МОНТАЖ для вертикальных нагрузок применить можно, но как учесть сейсмику? На каком шаге загружения ее прикладывать, и как сформировать РСУ и получить армирование? PS Жаль, пока МОНТАЖ лично не освоил и не осязаю механизм функционирования сей процедуры, но надеюсь на разъяснения более опытных коллег.

Смысл МОНТАЖА достаточно прост:

основная часть нагрузок на каркас здания - нагрузки от веса самого каркаса, но прикладываются эти нагрузки не в момент существования всего каркаса целиком, как обычно считают, а поэтапно: по мере возведения здания.

Деформации укорочения, возникающие в относительно податливых элементах каркаса-колоннах в реальности компенсируются некоторым увеличением высот вышевозводимых над ними участков колонн.
Ну например: ригель самого верхнего этажа в реальности выполняется в одном уровне с верхом диафрагмы, а не на несколько мм ниже, как получается при расчете всей схемы целиком.

Монтаж позволяет собирать расчетную схему поэтап и поэтапно же прикладывать нагрузки:
Например:

1. возвели 1 эаж - загрузили его нагрузкой - колонны деформировались

2. возвели 2 этаж (уже с учетом деформаций после предыдущего загружения)- загрузили нагрузкой - колонны деформировались

и т.д.

Почему у Вас лира не считает - затрудняюсь сказать.
Может быть версия старовата. У меня - 9.4 r4.