Стоит ли приобретать расчетную программу Пруск? Может кто подскажет?

[Дмитрий]

Ради интереса проделал тестовые расчеты на разных программах КЭ-модели простенькой конфигурации: фундаментная плита (толщиной 1.5 м), 20 колонн (50х50), 10 перекрытий, коробчатый ствол жесткости (толщина стен 30 см). Нагрузка на перекрытия, помимо собственного веса, 1 т/м2.
Цель расчета - определение требуемой площади армирования фундаментной плиты, а также осадок.
Расчет проводится на следующих программах:
1. ПК ЛИРА 9.2 - пространственная КЭ-модель + грунтовый массив из упругих объемных КЭ (установленных слоями 1+1+2+2+4+4 м).
2. ПК Stark ES 3.1 - пространственная КЭ-модель + грунтовый массив из упругих объемных КЭ (установленных слоями 1+1+2+2+4+4 м).
3. ПРУСК 2.0 - только фундаментная плита с нагрузками от колонн и стен на упругом основании с переменным КП, вычисляемым итерационно.
Грунт принят однородным, E=20 МПа, mu=0.35. В (1) и (2) модель основания (объемные элементы) аналогична по смыслу линейно-деформируемому слою, толщина которого ориентировочно принята 14 м. В ПРУСКе для учета совместности деформаций плиты и основания используется решение для осадки упругого полупространства.
[ATTACH]1100166413.gif[/ATTACH]

[Дмитрий]

По результатам расчетов по ПРУСК и ЛИРА&Stark можно сделать следующие выводы:
1. Давление в средней части плиты практически совпадает во всех вариантах, однако ПРУСК дает существенную (в 2,5-3 раза) переоценку контактных давлений в краевых частях плиты.
2. Максимальная осадка по ПРУСК в 1,5 раза выше, чем по моделям с объемными элементами. Очевидно, что такое преувеличение осадки свойственно УПП вообще, так, в "Руководстве" по плитным фундаментам при использовании метода послойного суммирования предлагается делить полученную осадку на 1,38...1,5 (коэффициент условий работы основания, загруженного по большой площади) - см. стр. 22.
[ATTACH]1100166569.gif[/ATTACH]

[Дмитрий]

Арматура, вычисленная с учетом обеспечения требуемой трещиностойкости:
1. Верхняя арматура незначительна, потому мною не приводится.
2. Нижняя арматура
ПРУСК: As(X) - 108 см2/м (Mх = 5137 кНм)
As(Y) - 131 см2/м (Mу = 5950 кНм)
*проверка трещиностойкости не производилась, т.к программа не смогла подобрать диаметр/шаг арматуры

ЛИРА: As(X) - 97 см2/м (Mх = 3640 кНм)
As(Y) - 99 см2/м (Mу = 3690 кНм)

STARK: As(X) - 108 см2/м (Mх = 3990 кНм)
As(Y) - 111 см2/м (Mу = 4030 кНм)
[ATTACH]1100166750.gif[/ATTACH]

[Дмитрий]

Результаты в принципе похожи, но надо отметить, что ПРУСК не проверял трещиностойкость (без трещиностойкости арматура, вычисленная ЛИРА и STARK получится порядка 75-85 см2/м), к тому же в нем учитывались размеры площадок приложения нагрузок (что не делалось в полных КЭ-моделях). Так что завышение требуемого армирования при расчете без учета жесткост надфундаментных конструкций, очевидно, имеет место быть. Однако в полной мере оценить этот эффект не удалось, но можно косвенно судить по величине моментов (в 1,5 раза).
[ATTACH]1100166943.gif[/ATTACH]

[Дмитрий]

Поперечное армирование.
Вопрос в принципе неоднозначный, т.к существуют теоретические проблемы реализации в МКЭ проверки прочности по наклонным сечениям. В первую очередь, это связано с тем фактом, что расчетные усилия и поперечная арматура "привязана" к наклонному сечению, которое может проходить сразу через несколько КЭ (чего отдельный элемент "знать" не может). В общем однозначных методик, по-видимому, нет и полагаюсь в этом вопросе исключительно на изобретательность разработчиков, хотя, конечно, накипело (балконные плиты с Аsw = 150 см2/м и т.п. бред)
В общем, хотя в ПРУСКе и учитываются реальные размеры площадок опирания, поперечной арматуры выдал "на гора" немало...
STARK - увы, "полночный бред" - 56 см2/м на КРАЯХ плиты (в принципе, там должно быть Q=0). Короче - в сад...
ЛИРА - всего 13 см2/м - уже можно законструировать каркасы
При всем этом внутренний голос подсказывает мне, что очень может быть, что в плите толщиной 1,5 м поперечная арматура по расчету ваще не требуется (понимаю, что тезис неочевидный - но что ж возьмешь с внутреннего голоса? )
В общем, в съедобном виде поперечную арматуру в пластинах считает в данном случае только ЛИРА.
[ATTACH]1100167213.gif[/ATTACH]

Замечание 1. В программе из пакета ПРУСК принято, что ниже заданных слоев грунта находится несжимаемая порода. В рассматриваемом случае осадка определяется для сжимаемого слоя толщиной 14м.

Замечание 2. При использовании МКЭ требуется сравнить результаты, полученные на сетках разной густоты. В рассматриваемом случае надо провести расчет для более густой сетки в сжимаемом слое (размер КЭ требуется уменьшить как в вертикальном направлении, так и в горизонтальных направлениях).

Замечание 3. Говорить о том, что некоторый расчет дал "преувеличенный" результат, можно только тогда, когда известно точное решение задачи. В рассматриваемом случае точное решение неизвестно.

[Николай Баглаев]

Дмитрий

По определению продольной арматуры - действительно для ПРУСК арматура будет больше из-за того, что не учитывается надфундаментная конструкция.

По поперечной арматуре - сильное завышение в ПРУСК и STARK ES идев во входящих узлах. Это плохое место для любой конечноэлементной программы (в ПРУСК вычисление усилий для плит тоже производится методом конечных элементов). При этом при сгущении сетки в Лире Вы, скорее всего, получите примерно такую же картину.
Что касается большей арматуры в местах опирания колонн - то здесь могу предположить следующее: Лира берет усилия в центре тяжести элемента, соответственно на расстоянии от места опирания. STARK ES берет усилия в месте опирания, поэтому поперечная сила больше -- больше и поперечная арматура.
Что касается ПРУСКа - сам сказать не берусь, поговорю с разработчиками.

[Дмитрий]

Гость

Замечание 1. В программе из пакета ПРУСК принято, что ниже заданных слоев грунта находится несжимаемая порода. В рассматриваемом случае осадка определяется для сжимаемого слоя толщиной 14м

Для меня существует некоторая неясность того, как задается сжимаемая толща в ПРУСК-фундаментная плита. К примеру, если основанием является некий однородный грунт, то как правильно задать его? Я рассудил так: задать достаточно большую толщу (по-моему, задал метров 30), а уж прога пусть сама определит границу сжимаемого слоя в соотвествии с условием СНиПа (0,1 или 0,2 'СИГМА'Zg)...
В моделях с объемными КЭ (аналогичными по смыслу расчетной схеме ЛДС) толщина "пакета" основания может определятся согласно указаниям СНиП, касающимися расчетной схемы ЛДС. Это где-то не более 14 м...

Замечание 3. Говорить о том, что некоторый расчет дал "преувеличенный" результат, можно только тогда, когда известно точное решение задачи. В рассматриваемом случае точное решение неизвестно

Вне всякого сумления
Но, с некоторой долей правоты, можно утверждать, что расчетная схема одного только фундамента с основанием является упрощением модели всего здания + основание. Отсюда и танцуем

Замечание 2. При использовании МКЭ требуется сравнить результаты, полученные на сетках разной густоты. В рассматриваемом случае надо провести расчет для более густой сетки в сжимаемом слое (размер КЭ требуется уменьшить как в вертикальном направлении, так и в горизонтальных направлениях)

Строго говоря, да...
Но, расчет на достаточно густых сетках объемных КЭ в реальных задачах выполнить крайне проблематично. Например, в СТАРКе при превышении ~10 000 объемных КЭ начинаются проблемы с работой графического ядра программы. А что такое 10 000? - очень скромно для достаточно густых сеток. Для всех программ в этом случае также становится актуальна проблема ресурсов компьютера...
Впрочем, в данном случае выбранное мною разбиение близко к оптимальному, т.к. "размельчение" сетки не дает существенного изменения вычисленных параметров НДС системы. Проиллюстрирую это утверждение приложенной картинкой (деформации по Z и напряжения Sz)
[ATTACH]1100725024.gif[/ATTACH]

[Дмитрий]

Николай Баглаев

По поперечной арматуре - сильное завышение в ПРУСК и STARK ES идев во входящих узлах. Это плохое место для любой конечноэлементной программы (в ПРУСК вычисление усилий для плит тоже производится методом конечных элементов). При этом при сгущении сетки в Лире Вы, скорее всего, получите примерно такую же картину

Усилия в плите по обеим программам хорошо согласуются друг с другом и "нехорошие" точки прочитываются в обоих случаях, так что сгушать ничего и не надо
Просто ЛИРА их как-то "переваривает", а СТАРК - нет.
На картинке - изополя Qx в плите по СТАРК и ЛИРЕ
[ATTACH]1100725548.gif[/ATTACH]

[Дмитрий]

Николай Баглаев
В продолжение:
в целом, создается ощущение примитивности модуля расчета армирования в плитах/оболочках. Все сводится к банальному As=f(F, R, h), определяющему площадь армирования в узле по силовому фактору, вычисленному в этом узле...
ИМХО это полуфабрикат, сыроватый для потребления его конструктором. Ощущение убогости "армирования" в СТАРКе усиливает то, что оно засунуто в "Результаты", хотя ИМХО должно стоять на центральном месте.
При таком подходе (анализа усилий в узлах, что , в принципе, правильно) должны быть функции сглаживания/осреднения теоретической площади арматуры, скажем, на пятне шириной 2t (где t - толщина плиты) - уверен, что есть какие-то обоснования на эту тему...
Как в СТАРКЕ вычисляется поперечная арматура в УЗЛАХ - я вообще не догоняю, но явно что не по СНиПу - т.к. непонятно как точки (узлы) с интенсивностью хомутов коррелируются с наклонными сечениями...

Полученные выше значения поперечной арматуры (под стеной в центральной части плиты) я попытался проверить вручную, по усилиям из расчета.
Т.к. ЛИРА использует методику вычисления поперечного армирования из давно отмененного СНиПа, а СТАРК - непонятно что, я воспользовался методикой, предлагаемой в новых нормах по железобетону.
Проверил две характерные проекции наклонного сечения С=h0, C=2h0, поперечная сила принята осредненной в пределах рассматриваемого наклонного сечения -Qc.
В результате - вывод установки хомутов по расчету не требуется, т. к. Qc<Qb (внутренний голос, похоже, был прав).
ЛИРА в этом месте выдавала что-то типа 12 см2/м, СТАРК - почти 40.
ИМХО вывод - принципиальные несовершенства (или ошибки) в расчете поперечного армирования в СТАРК. Если я ошибаюсь - значит, ошибки в ЛИРЕ (чу, слышу как уже падают здания, запроектированные с этой прогой ) Разница в 4 раза - слишком круто для такого дела.
[ATTACH]1100727269.gif[/ATTACH]

[Николай Баглаев]

Дмитрий

Не совсем понятно, что значит "Лира переваривает эти точки, а STARK нет ". То есть, Вы хотите сказать, что Лира сама выбирает какие значения учитывать в расчете арматуры, а какие нет? Очень сомневаюсь.

Поперечная арматура в STARK ES действительно подбирается без вычисления наклонной трещины. И достаточно часто завышена. Но не совсем понятно утверждение:
"ЛИРА в этом месте выдавала что-то типа 12 см2/м, СТАРК - почти 40.
ИМХО вывод - принципиальные несовершенства (или ошибки) в расчете поперечного армирования в СТАРК."

Примерно смысл таков: арматура не требуется, но 12 лучше 40. А почему лучше?
А почему не посмотреть на расстоянии 0.5 метра (в той же точке, что и для Лиры)?

И вывод о несовершенстве блока армирования STARK ES, которым для расчетов пользуются авторы СНиП (Лаборатория 1 НИИЖБ), ИМХО не совсем верен.У Вас получилось утверждение: Но Лира старше, значит и результат у нее правильный...

А сравнивать поперечную арматуру по новому и старому СНиП некорректно - разный результат гарантирован.
О сгущении сетки: Особенно хорошее соответствие у Вас получилось для напряжений

[Дмитрий]

Николай Баглаев

О сгущении сетки: Особенно хорошее соответствие у Вас получилось для напряжений

Хорошее (если Вы об этом) - в верхней половине сжимаемой толщи изополя напряжений практически идентичны (при этом количество элементов в 1-м случае в 2,5 раза меньше), а расхождения у нижней кромки толщи, на мой взгляд, для расчета фундамента и вышележащих конструкций непринципиальны.

Не совсем понятно, что значит "Лира переваривает эти точки, а STARK нет "

При одинаковых усилиях ЛИРА не выдает в этих местах столь подозрительно больших значений интенсивности поперечной арматуры, как STARK... Интересно, как Вы представляете себе поперечную арматуру в плите с интенсивностью 40-50 см2/м2 (хотя и это не предел )? Конструирование, анкеровка/сварка да и просто целесообразность...

Примерно смысл таков: арматура не требуется, но 12 лучше 40. А почему лучше?

Конструкция все-таки изящнее
Дело в том, что поперечная арматура в фундаментной плите все равно устанавливается конструктивно (как поддерживающие каркасы), но она не учитывается в расчете, т.к. не имеет анкеровки или надежного соединения с продольной арматурой. В нескольких критичных местах легко превратить монтажные каркасы в рабочие путем приварки к поперечным стержням усиливающей скобы.
А вообще фундаментные плиты рекомендуется проектировать такой толщины, чтобы поперечной арматуры по расчету не ставить. Если верить STARK'у, в данном случае это вообще едва ли возможно

А почему не посмотреть на расстоянии 0.5 метра (в той же точке, что и для Лиры)?

И что Вы предлагаете там смотреть?
Если поперечную арматуру - то это бессмысленно, т.к. разрушение железобетонного элемента по наклонной трещине возможно лишь в случаях, когда 2ho<=C<=ho (см. СНиПы и буквари по ЖБК). Напоминаю, что в моем примере h=1.5 м (соответственно ho=1.4 м).

Поперечная арматура в STARK ES действительно подбирается без вычисления наклонной трещины

А як же?
Рискну предположить: тупо берем Qb,min, вычитаем это из Q1=КОРЕНЬ(Qx^2+Qy^2) в узле КЭ, остаток - на Asw*Rsw - не так ли? Отсюда, надо полагать, происходят все известные казусы с поперечным армированием?
Не знаю как другим юзверям, но мне как-то стремно отдавать на экспертизу расчеты, некоторые результаты которых попросту игнорируются в "рабочке" - ну не могу я давать поперечные каркасы, сваренные из 36-й арматуры там, где ее вообще не требуется...
При этом к реализации МКЭ, усилиям/перемещениям претензий в принципе нет, но конструктивный расчет...
Уж если сами разработчики не могут сделать это нормально (по СНиПу, по ЛИРЕ, по здравому смыслу в конце концов) - так давайте сделаем пользовательское программирование, модули сторонних разработчиков, интеграцию с программками типа ОМ СНиП-Железобетон (детище, надо полагать, небезызвестного Вам г. Краковского )...
В общем, для критики простор немеряный
Хотя понятно, что Добро все-таки победит Зло в перспективе, в отдаленном светлом будущем

Вернемся к ЛИРЕ:

Подбор поперечной арматуры выполняется из условий прочности по перерезывающей силе как для одноосного напряженного состояния при учете каждого из направлений усилий (Qx, Qy) раздельно в соответствии с нормами [Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 2.03.01-84)]. Поперечная арматура для балок-стенок не вычисляется.
Принцип работы алгоритма следующий.
Первоначально определяется поперечное армирование для направлений X1 и Y1 независимо. Для стандартизации перехода к произвольному шагу поперечной арматуры, реализован алгоритм побора поперечной арматуры при шаге 100 см.
Побор поперечной арматуры для пластин выполняется в соответствии с п.п. 3.31-3.33 [СНиП II-21-75. Бетонные и железобетонные конструкции]. При вычислении усилия в хомутах на единицу длины (qsw) определяются qswi для c0i (длина проекции наклонной трещины на продольную ось элемента). C0max=2*h0; c0min=h0 (h0= H (толщина пластины) – a (защитный слой) ). qsw0 определено для с0max. Уменьшая c0 на 10% до c0min, находим qswi . Из всех полученных qswi выбиараем max = qsw. Зная qsw находим Asw. Ширина зоны армирования лежит в пределах с0max=2*h0; c0min=h0.

qsw = Asw*Rsw / S, где

qsw – усилие в хомутах на единицу длины элемента в пределах наклонного сечения.
Rsw - расчетное сопротивление поперечной арматуры растяжению.
Asw - площадь сечения хомутов, расположенных в одной нормальной к продольной оси элемента плоскости, пересекающей наклонное сечение.
S – шаг поперечной арматуры (100 см).

То есть, Вы хотите сказать, что Лира сама выбирает какие значения учитывать в расчете арматуры, а какие нет? Очень сомневаюсь

Разумеется, значения Лира никак не "сортирует"...
(вспомнил к месту: "форматирование диска - СОРТИРовка данных" )
Единственная прога (про которую я знаю), которая как-то отбирает усилия - это Robot Millenium: там пользователь при расчете армирования может выделять узлы, принадлежащие опорам, и определять их (опор) фактическую ширину - в пределах оной пики усилий игнорируются...
Очевидно, что некоторое сглаживание происходит за счет осреднения усилий в центре КЭ... Но размер КЭ далеко не всегда может коррелироваться с проекцией наклонного сечения. Впрочем, если принимать размер КЭ не более 2ho и не менее ho - то можно получить поперечную арматуру "почти по СНиП". Одно только может огорчить апологетов ЛИРЫ - этот СНиП II-21-75 давно отменен... Так что идеал недостижим и в этом случаЕ.

А сравнивать поперечную арматуру по новому и старому СНиП некорректно - разный результат гарантирован

Почему?
В СП 52-101-2003 принята методика, используемая в прежнем СНиПе, с некоторыми коррективами: "унификация" ряда понятий (например Со и С), изменение значений коэффициентов условий работы FIb (в запас - видимо из соображений унификации с более "осторожными" еврокодами)...
Сравнить формулу (76) СНиП 2.03.01-84 Qb=(2*Rbt*b*ho^2)/С
и Qb=(1.5*Rbt*b*ho^2)/C ну таки просто совсем некорректно

[mikt]

Скажите в советские времена кто нибудь ставил поперечеую арматуру в панелях перекрытия опертых по контуру. Нет. Так зачем вы пытаетесь поставить арматуру в фундаментной плите под стеной, ведь это из той же оперы. Имеет смысл только продавливание, а продавить фундамент стеной сложно, колонной легко. Лучше искать в этом направлении. Вернее все уже давно известно. Только продавливание с учетом моментов дает поперечное армирование. В ec2 и aci318 несущая способность не зависит от всяких наклонных сечений , а формулируется что-то вроде BxHxRbt, то есть под стеной 6м длиной при фундаментной плите 1.5м толщиной при B25 может быть Q в 907т или 151 т/м.

[Дмитрий]

mikt
"Рекомендации..." по фундаментным плитам говорят так (стр. 37): прочность плиты проверяется:
1. под колоннами - на продавливание;
2. под стенами - на прочность наклонных сечений на действие поперечной силы.

Возвращаясь к ПРУСК-ФУНДАМЕНТНАЯ ПЛИТА: программа проверяет плиту на продавливание в местах приложения соср. нагрузок (у меня все прошло без поп. армирования), а затем еще раз - по наклонным сечениям (и уже дает Asw>0 под колоннами)...
Получается, что одно противоречит другому.

ЗЫ. Вообще, применение "балочной" методики расчета (излагаемой в СНиП) на действие Q к плоскостным конструкциям (плитам) мне представляется довольно туманным вопросом...
Надо ли рассматривать "только на продавливание" или нет - определенного мнения у меня нет

Надо ли рассматривать "только на продавливание" или нет - определенного мнения у меня нет

Определенное мнение есть в Белорусских нормах, полученных путем объединения ЕС2 и нашего "старого" СНиПа. Там в расчете на продавливание есть т.н. расчетный контур. Он зависит от h0, и прописано где продавливание, а где наклонные сечения, см картинку.
[ATTACH]1100877906.jpg[/ATTACH]

По поводу расчета на продавливание и расчета на действие поперечной силы.
Расчет на продавливание проводится для зоны плиты шириной h0, непосредственно примыкающей к колонне. В качестве параметра, характеризующего размер области передачи нагрузки на плиту, применяется периметр контура сечения колонны. Если периметр не мал, то расчет на продавливание не требуется. Согласно Еврокоду 2, например, расчет на продавливание не проводится в случае прямоугольного сечения колоны с периметром более 11h0 (при a/b<=2). В случае удлиненного сечения учитывается концентрация поперечных напряжений вблизи углов сечения колонны (см. рисунок в предыдущем сообщении). Модель разрушения при продавливании основана на решении соответствующей задачи теории упругости. Арматура по расчету на продавливание размещается, как правило, в зоне шириной 1.5h0.
Расчет на действие поперечной силы представляет собой проверку прочности по главному растягивающему напряжению, возникающему при изгибе элемента. Модель разрушения основана как на теоретических представлениях, так и на результатах экспериментов. Расчет проводится в зоне быстрой изменяемости изгибающего момента, где его поизводная Q = dM/dx велика. Как правило, арматура по этому расчету требуется вблизи опоры на некотором удалении от нее. Обыкновенно арматура устанавливается на всем приопорном участке.
Таким образом, расчет на продавливание и расчет на действие поперечной силы являются по сути разными расчетами. Если по расчету на продавливание требуется поперечная арматура, то именно эта арматура размещается в зоне продавливания. Вне зоны продавливания устанавливается арматура по расчету на действие поперечной силы. Если же по расчету на продавливание арматура не требуется, вблизи колонны должна устанавливаться арматура по расчету на действие поперечной силы.
Для практических расчетов можно воспользоваться программами из пакета Статика2004.

[mikt]

to Гость Вспоминается выступление Петросяна, про мужика на Поле Чудес, который рекламировал шпингалеты какого-то там завода. Так и вы на все вопросы: а вот в Статике 2004... Хороший продукт ,наверное, но нельзя же так нескромно
Shear and punching shear - расчет по поперечной силе и на продавливание, как видно по английски это звучит похоже
Формулы из aci 318 (упрощенно)
по поперечной силе несущая способность (1/3)xSqrt(Rb)xh0xb,
на продавливание (1/3)xSqrt(Rb)xhoxbo, где b ширина плиты, b0 - длина критического периметра, расположенного вокруг колонны на расстоянии h0/2. Для перекрытия с h0=0.16 м шириной 2 м и длиной 6м опертого всего на две колонны 0.4x0.4м худший результат даст 1ая формула , для перекрятия с ячейками 6мx6м действует 2ая фомула с b0=2.24м, так как первая формула даст заведомо больший результат приняв b=6м.
to Гость ответте лучше на вопрос как Stark считает поперечную арматуру в оболочках и стоит ли ее определять вообще (с учетом ее сходимости со здравым смыслом под стенами, например) , ведь ваш девиз если мы не знаем как , мы не предлагаем пользователям половинчатых решений, например как с трещинами в 3d балках.

Для mikt

В моем сообщении оказалась понятной для Вас, видимо, только последняя фраза. Ваши рассуждения с формулами настораживают. Вы давно открывали наш СНиП? В нем формула для несущей способности при расчете на действие поперечной силы имеет вид a1/c+a2*c, где c - длина проекции наклонной трещины. Эта формула существенно отличается от приведенной Вами. Может быть, на английском языке названия рассматриваемых расчетов выглядят "похоже", а вот на немецком языке эти расчеты называются "непохоже": Nachweis der Querkrafttragfaehigkeit и Durchstanznachweis.

По поводу слов "ответьте лучше на вопрос": Лучше Вам обратиться с этими вопросами к разработчикам Stark, а не ко мне.

[Дмитрий]

quote]как Stark считает поперечную арматуру в оболочках и стоит ли ее определять вообще[/quote]
В качестве теста предлагаю такую задачку: определить арматуру в неразрезной двухпролетной железобетонной балке/плите с двумя консолями; сечение балки 200х1000 (hxb) мм. Балка загружена равномерно-распределенной нагрузкой 3 т/м.
Балка рассчитывается как:
а) простая балка с линейной нагрузкой q=30 кН/м;
б) аналогичная балочная плита, смоделированная плоскостными (оболочечными) КЭ с плоскостной нагрузкой q = 30 кН/м2.

По усилиям, определенным из расчета балки, строго по нормативным документам (СНиПу и Пособию) можно совершенно четко определить армирование (на средней опоре):
продольное: As = 21.6 см2 (при заданной Asc = 6.2 см2)
поперечное - не требуется, Q воспринимается бетоном.

По STARK (стержневые КЭ):
As = 21.6 см2; Asc = 6.1 см2
Asw = 0 (не требуется)

По ЛИРЕ (стержни)
As около 25 см2
Asw около 2,5 см2
(точно не помню, результат не фиксировал).
[ATTACH]1101063051.gif[/ATTACH]

[Дмитрий]

Теперь вариант с пластинами (значения на средней опоре) в СТАРКе:

Mx = 95 кНм (108 кНм - максимум в узле) (на рис. первая сверху)
Qx = 71.4 кН (116 кН - максимум в узле) (на рис. 2-я сверху)

Арматура в пластинах (на средней опоре)
As = 23 - 18 см2/м (на рис. 2-я снизу)
Asw = 19.8 см2/м (на рис. нижняя)

Надо отметить, что при схожих значениях усилий (и продольного армирования) для обоих вариантов, поперечное армирование в оболочках вычислено совсем неверно даже для схемы такой простой конфигурации...
Что уж говорить про адекватность расчета поперечной арматуры в более сложных случаях
[ATTACH]1101063430.gif[/ATTACH]