[CEBEP]

Помогите осознать как вообще-то это должно выглядеть
Исходные данные теоретические,для примера:
Каркасная конструктивная система. Вертикальные несущие элементы-Пилоны.
Горизонтальные несущие элементы – безбалочная бескапительная плита 200мм.
Здание размерами18х18м. с одинаковым шагом в обоих направлениях равным 6м.
5 этажей. с подвалом.
всё класса В25.
Фундамент, к примеру, свайно-плитный.
2. Расчетный комплекс- SCAD.

Начнемс планомерно продвигаться по СП52-103-2007:
1) [п_6.2.2] – т.к. у нас есть подземные и надземные и фундамент – будь добр делай в стадии монтажа и эксплуатации. мало того, еще и с трещинами от температуры.
так? а если подвала нет – то и не надо? )
2) [п_6.2.3] – расчет в общем случае в пространственной постановке с учетом совместной работы надземных и подземных, фундамента и основания.
В каких случаях случай не общий ?)
3) [п_5.14] - У нас пространственная рама-этажерка. (я правильно понял?=) )
И значит у нас стыки УСЛОВНО ЖЕСТКИЕ. => «Податливость стыков учитывают введением коэффициентов, понижающих изгибную жесткость элементов»
Коэффициенты те же что и в п.5)-?
и «После образования в стыках колонн наклонных трещин, их податливость еще более возрастает».
как это учитывать?
4) Идем дальше. Дальше говориться что нужно использовать и линейные, и нелинейные жесткости жб элементов.
одни линейные использовать нельзя. так?
5) Дальше. ПЕРВАЯ СТАДИЯ РАСЧЕТА.
собрали мы схемку. зашли в жесткости scad. Выбираем там бетон В25. Скад нам рисует модуль упругости 3.06е+006 т/м2.
но согласно [п.6.2.6], в первом приближении для данной стадии расчета (причем с учетом длительности действия нагрузки) берем:
для плит - E=Eb*0.3=30,0 (МПа∙10-3) *0.3=9,18е+05 т/м2
для вертикала - E=Eb*0.6=30,0 (МПа∙10-3) *0.6=1,84е+06 т/м2
где Eb-начальный модуль упругости БЕТОНА по табл. 5,4 СП52-101-2003.
ИЛИ
надо брать Ebt по формуле (5,3) СП52-101-2003 ? или надо вообще несколько случаев на длительное действие Ebt , на кратковременное – Eb ? и если да, то что за случай такой когда кратковременное?
коэффициент Пуассона допускается принимать равным - 0,2.
(кстати, в каких случаях его нужно понижать до 0,15-0,17 ?)
6) альтернативная версия ПЕРВАЯ СТАДИЯ РАСЧЕТА
согласно п.6.2.7 СП52-103-2007 – есть деление плит на элементы с трещинами и без.
тогда схема иная-линейный расчет с начальным модулем 3.06е+006 т/м2. потом смотрим в скаде где раскрытие трещин (кстати, продолжительных или нет?)-выделяем зоны с трещины и назначаем им жесткость *0,2. конечные элементы без трещин-умножаем модуль на 0,3. вертикал-на 0,6.
Верно ли?
7) Пересчитали схему. получили арматуру.-ИТОГ первой стадии.
8) ВТОРАЯ СТАДИЯ РАСЧЕТА
самое интересное)
армирование уже не изменяется. проверяем только прогибы. так?
для этого надо для каждого полученного типа армирования получить уточненную жесткость и кривизны руками? (о чем как раз я так понимаю говорит Ходыкин)
и потом куда это всё добро в скаде сувать?)
или же, если я правильно понял тов.Кабанцева, хватит на этом?(что кажется странным,возможно я его не правильно понял.т.к. выступлений его не слышал.у него не учился. только читал)

[realdoc]

Сообщение от palexxvlad Ни разу не встречал "сей манускрипт" в описаниях лиры.

что-то типа этого

Сообщение от realdoc что-то типа этого

я понял про какие манускрипты Вы говорите. а почитать про реализацию алгоритма Карпенко в Лире, действительно, было бы полезно многим

[DVKSPB]

Сообщение от palexxvlad Так, для наглядности, посчитал трехпролетную балку (30х60см, пролеты по 6м, нагрузка 3т/м) в Лире с учетом т.н. инженерной нелинейности. Каждый пролет поделил на 10 КЭ.

И что Вы этим расчетом пытались показать? Все три балки с одинаковой жесткостью. Естественно, при любом раскладе как ни считай соотношение жесткостей элементов будет одинаковым. И результат поэтому вполне закономерен.
Просчитайте лучше мой пример. Он наглядно показывает как разность жесткостей (точнее говоря отношение жесткостей) влияет на результат расчета. Возьмите П-образную раму, защемленную в "фундаментах". Длины колонн и ригеля, а также их жесткости "EJ" примите одинаковыми. Приложите распределенную нагрузку по всей длине ригеля. Получите эпюру моментов. А теперь жесткость ригеля "EJ" увеличьте в 2 раза. Эпюра моментов изменится. При этом в некоторых местах значение момента изменятся более чем на 30%. Пример наглядно показывает, что неправильное назначение жесткостей ведет к существенной ошибке при вычислении моментов. А то, что в реальной конструкции соотношение жесткостей может более чем в 2 раза отличаться от соотношения жесткостей "бетонных" элементов прикинуть нетрудно.

Сообщение от DVKSPB Все три балки с одинаковой жесткостью.

Как это с одинаковой, если армирование пролетов по длине разное? Балка одна а не три. 30х60см - сечение балки

Сообщение от DVKSPB Просчитайте лучше мой пример.

А где в Вашем примере арматура?

----- добавлено через ~5 мин. -----

Сообщение от DVKSPB И что Вы этим расчетом пытались показать?

Что распределение внутренних усилий слабо изменяется в статически неопределимой балке с учетом понижения жесткости ЖБ сечений с трещинами по длине пролетов относительно внутренних усилий в "упругой" балке постоянной жесткости

[Boris_1]

palexxvlad, зачем тратите свое время на человека что-то ему доказывая? Он же ясно сказал что ничего не знает и поэтому и не занимается расчетами! Видимо для него опыт последних десятков лет ничего не значит. А Бурд Халифа и Останкинская башня для него не существуют. Человек не верит в Гвоздева, Байкова да и вообще в теорию ЖБ.

[realdoc]

Сообщение от palexxvlad распределение внутренних усилий слабо изменяется в статически неопределимой балке с учетом понижения жесткости ЖБ сечений с трещинами по длине пролетов относительно внутренних усилий в "упругой" балке постоянной жесткости

Не торопитесь с выводами, Александр. В большинстве случае - да. Но в большинстве, не значит во всех.
1. Давайте попробуем даже для Вашего примера убрать нагрузку с двух крайних пролетов и посмотрим - думаю, что разница будет более существенной. Ну и потом нелинейность железобетона проявляется при неупругой работе арматуры, авторы из НИИЖБ это имели ввиду - вот тут погрешность будет значительной. А смысл сравнивать в пределах упругой работы арматуры действительно небольшой.
2. В некоторых случаях, погрешность будет не только количественной, но и качественной. Например устойчивость рамы - от жесткости ригеля может очень многое поменяться. Да даже и в связевом каркасе многое поменяется.
При желании примеров приведу сколько угодно, где неупругий расчет будет весьма существенно отличаться от упругого.

Сообщение от Boris_1 Останкинская башня для него не существуют

Останкинскую башню как раз считали руками, Бурдж Халифа на серьезном программном обеспечении, ставить их в один ряд бессмысленно - первая доказывает одну точку зрения, вторая - противоположную.
Я вообще не пойму о чем Вы спорите - авторы СП52-103-2007 написали про нелинейный расчет с одной простой целью - те кто в теме делать его не будут. А те кто не в теме - пусть либо разбираются и будут в теме, либо не будут иметь законного прикрытия по нормам для своих расчетов. А то многие раньше апеллировали: "в нормах этого не написано, делать не буду". Вот сейчас написано и началось: "разницы практически нет, делать не буду". Можно подумать в самом НИИЖБ кто-то считает здания целиком в нелинейной постановке - нет конечно. Просто они в теме.

Сообщение от Boris_1 Человек не верит в Гвоздева, Байкова да и вообще в теорию ЖБ.

Многие великие умы тоже иногда ошибались.

[Boris_1]

realdoc,
Есть методики, которые подтверждены практикой строительства, эксплуатации. Методики, по которым рассчитана Останкинская башня - одна, Бурд Халифа - другая. Но не смотря на разные точки зрения этих методик, они подтверждены практикой проектирования и строительства.

[realdoc]

Сообщение от Boris_1 Есть методики, которые подтверждены практикой строительства, эксплуатации.

В том-то и дело, что для железобетона есть очень много узких мест, где нет ни методик, ни практики. Есть примеры, когда практика подводит.
Я например, для себя до сих пор не могу точно прояснить расчет на температурные деформации - вроде и в нормах почти все есть для расчета, и даже результаты испытаний (не моих) есть, и практика строительства есть. Однако же практика противоречивая получается и с расчетами не все так хорошо сходится как хотелось бы.

Сообщение от realdoc Не торопитесь с выводами, Александр. В большинстве случае - да. Но в большинстве, не значит во всех.

Евгений, да я, собственно, нигде и не утверждал, что так будет во всех случаях. Как раз про большинство случаев и говорил.

Сообщение от realdoc В некоторых случаях, погрешность будет не только количественной, но и качественной. Например устойчивость рамы - от жесткости ригеля может очень многое поменяться.

Если дело касается задач устойчивости и расчетов по деформированной схеме, то, конечно, может многое меняться как качественно, так и количественно. Но таких задач сравнительно мало, чтобы заявлять, что все всегда неправильно считают железобетон.

Сообщение от realdoc Я вообще не пойму о чем Вы спорите - авторы СП52-103-2007 написали про нелинейный расчет с одной простой целью - те кто в теме делать его не будут.

Слишком общая фраза про нелинейный расчет. Действительно, полноценный физнелинейный расчет всего здания с миллионами степеней свободы делать никто не будет, это слишком затратно со всех точек зрения. Но пересчет жесткостей армированных сечений для более точного определения деформаций, как местных, так и общих, с последующим их введением в расчетную схему никто никогда не отменял, и не определял это, как какое-то излишество. Тем более, что сейчас это можно выполнить программно, не отступая от буквы норм и достаточно быстро.

[realdoc]

Сообщение от palexxvlad Слишком общая фраза про нелинейный расчет.

"Это не баг, это фича" (с).
Это было сделано Залесовым специально. Потому как он разрабатывал норматив для всех на все случаи жизни. Если расписывать более конкретно, то обязательно найдутся люди, которые истолкуют все неправильно, выйдут за рамки принятых предпосылок.
Соответственно если бы я попросил Вас написать формулу определения изгибающих моментов в балке для всех случаев жизни, Вы бы тоже написали что-то вроде: "по общим правилам строительной механики". Так и тут.

Сообщение от palexxvlad и не определял это, как какое-то излишество. Тем более, что сейчас это можно выполнить программно, не отступая от буквы норм и достаточно быстро.

Конечно не излишество. В этом и смысл, что те кто сделал такие расчеты десятками, просветлился и стал в теме, тому можно с учетом полученного опыта считать в квазинелинейной постановке со сниженными жесткостями. "В теме" это значит уметь определять границу между тем где можно воспользоваться ранее полученными результатами, а где надо снова уточнить жесткости.
Нужно понять логику требований норм, и исходить из логики или как говорят юристы из духа документа, а не буквы.
Нормы же тоже люди придумали, значит люди могут и понять и по другому решить.

[Омская птица]

Ну и какая логика вещей, по мнению людей кто в теме? Какие ограничения/допущения?

[realdoc]

Сообщение от Омская птица Ну и какая логика вещей, по мнению людей кто в теме?

конкретизируйте вопрос, я конкретизирую ответ.
Если вопрос в необходимости нелинейного расчета, то мой ответ такой: в расчет должны входить правильные значения жесткостей. Как получены эти жесткости - нелинейным расчетом или на основе ранее выполненных расчетов/опыта это неважно.

Сообщение от Омская птица Какие ограничения/допущения?

В чем? Когда можно не делать нелинейный расчет?

[Омская птица]

1.Учитывать жесткости надо всегда.
2.Армирование центральносжатых элементов можно принимать по линейной постановке(кроме оболочек т.к. они не армируются по устойчивости).
3.Армирование плит перекрытия когда можно получать по линейной постановке а когда при нелинейной? Какой макс пролет плиты, нагрузка на нее, защемление?

[realdoc]

Сообщение от Омская птица 1.Учитывать жесткости надо всегда.

Это вопрос? Если вопрос, то ответ - да. Допускается решать задачу без рассмотрения жесткостей для статически определимых конструкций и систем деформации которых не представляют интереса.
Я бы так написал.

Сообщение от Омская птица 2.Армирование центральносжатых элементов можно принимать по линейной постановке(кроме оболочек т.к. они не армируются по устойчивости).

Не понял какие элементы имеются ввиду. В общем случае нет. Потому что от соотношения жесткостей разных вертикальных элементов значительно изменяются распределения усилий между ними (за счет перекрытий).

Сообщение от Омская птица 3.Армирование плит перекрытия когда можно получать по линейной постановке а когда при нелинейной?

Получить армирование можно только из линейного расчета с определенными жесткостями. Нелинейный расчет не подразумевает получение армирования, а только проверку.

Сообщение от Омская птица Какой макс пролет плиты, нагрузка на нее, защемление?

Есть стандартные соотношения (1/30 пролета для толщины плиты) и т.п. По большей части можно пользоваться ими в некотором приближении. При защемлении можете относить это правило к зоне в пределах которой момент не меняет знака.
При этом в пределах данной зоны арматуры должна работать упруго.
В случае данной стандартной толщины можно принимать стандартным снижение с коэффициентом 0,2-0,3.
Конкретно мой опыт мне так подсказывает. Но это не есть общее решение на все случаи жизни. Т.е. если мне попадется при такой толщине элемент с весьма малой нагрузкой, то коэффициент будет другой и я буду считать по НДМ.

[Омская птица]

Сообщение от realdoc Получить армирование можно только из линейного расчета с определенными жесткостями. Нелинейный расчет не подразумевает получение армирования, а только проверку.

Если армирование не проходит?

Сообщение от realdoc При этом в пределах данной зоны арматуры должна работать упруго.

Как узнать упруго она работает или нет?

Сообщение от realdoc Допускается решать задачу без рассмотрения жесткостей для статически определимых конструкций и систем деформации которых не представляют интереса.

Вот у меня была статически определимая плита(шарнирное опирание). Пролет 6 метров нагрузка 2 т/м2. Толщина 240. Армирование в пролете 40 диаметр(по расчету из линейного). В нелинейном были допустимые прогибы но только показывала лира трещина сквозные в центре. Это норма?

[realdoc]

Сообщение от Омская птица Если армирование не проходит?

Значит нелинейный расчет не выполнится:
1. Прогибы будут очень большие.
2. Итерации вообще не сойдутся.
Ответ понятен - менять армирование, для этого расчет и делается. Если проблема в сходимости, то надо смотреть критерии невязки.

Сообщение от Омская птица Как узнать упруго она работает или нет?

По напряжениям или относительному удлинению, что суть одно и тоже в пределах упругой работы - другого не дано. Определить напряжения по известному моменту и известной арматуре дело несложное.

Сообщение от Омская птица от у меня была статически определимая плита(шарнирное опирание). Пролет 6 метров нагрузка 2 т/м2. Толщина 240. Армирование в пролете 40 диаметр(по расчету из линейного). В нелинейном были допустимые прогибы но только показывала лира трещина сквозные в центре. Это норма?

Если растягивающих нагрузок нет - это не норма, это бред. Если конечно трещины разного направления на нижней и верхней поверхности (т.е. изгиб седлом, но опять же в шарнирно опертой плите так не может быть), то это не сквозные трещины. А если так как я понял, то бред. Думаю что-то не так задали. Причем дело не в опорах даже.

[Омская птица]

В общем такие рассуждения

Сообщение от realdoc это бред

Я.т.д.

[realdoc]

Сообщение от Омская птица В общем такие рассуждения ... это бред Я.т.д.

Т.е. если Ваш калькулятор выдает, что 2+2=5, то математика это бред? Бывает, что программы врут - я в таких случаях говорю так: уверен, что ввел все правильно - пиши в техподдержку, не уверен - разбирайся и будь уверен.

[Омская птица]

Моменты в МКЭ программах считаются из перемещений!!! Вот в чем ваша теория не сходиться.
Не перемещение получается из момента а перемещение получается из нагрузки и жесткости а потом переходит в момент.
Моменты и напряжения это все человеческие упрощения для понимания "мира".

По вашей теории купол трансвааль парка должен стоять

[Stanum]

Омская птица, для шарнирно опертой балки жесткость не влияет на значение момента.