Сообщение от steeldetailer Вы Ал-й говорите, что докладчики семинара в МГСУ предлагали свои услуги по усилению и расчётам, так это Вы по себе судите

Не совсем понятно - ведь в ссылке они же предлагают, а не я? Где логика? Что по себе судить? =)

Сообщение от steeldetailer Вам сказать особо нечего, вот Вы и злорадствуете

Я написал что это грустно и некрасиво. Где же радость? Одно разочарование...

Сообщение от steeldetailer могут ли они выполнять полноценные расчёты в нелинейной динамической постановке с применением таких программных комплексов, как Ansys.

Могут, но не в Ansys. Так они еще и свои программы пишут. Или обязательно именно в Ansys? =)

Сообщение от steeldetailer Вообщем предлагаю итоги семинара обсуждать по существу, а не мох с болота собирать!

А что же Вы мох с болота собираете а не обсуждаете по существу?

Короче, сплошной аллогизм. Троллинг. И в таком духе.

[steeldetailer]

Вот статьи из сборника семинара, прошедшего в МГСУ 15 сентября 2011г.

Так ведь гораздо лучше ) Почитаем статьи, плюс авторов норм попросим прокомментировать... Разберемся во всем.

Вторую статью бегло изучил... Формулировать вопросы (а их много)? Кто возьмется отвечать..? Смысл есть в дискуссии или всё, никому не интересно?

[steeldetailer]

Доброй ночи.
Я написал – в таких программах, как Ansys, - а не именно в этом программном комплексе. Многие вещи считаются в написанных программах, данные о которых кстати тоже есть в научных публикациях. Просто в данном случае визуализация лучше в Ansys получилась видимо (это чтобы обывателям было лучше понятно – я так думаю).
И ещё. Не знаю, кто и что предлагает и на какой ссылке, - это всего лишь газетная рубрика, не более и к рассматриваемой проблеме не относится.
И вообще, надо просто политкорректнее выражаться и люди потянутся).

Сообщение от Ал-й Вторую статью бегло изучил... Формулировать вопросы (а их много)? Кто возьмется отвечать..? Смысл есть в дискуссии или всё, никому не интересно?

Формулируйте - раз есть люди на форуме, знакомые с авторами данных статей - они при случае смогут задать эти (или похоже сформулированные) вопросы. А может уже и задавали и сами ответят.

[СергейД]

я присутствовал на семинаре и мне наиболее близкой и убедительной представилась позиция проф. Курбацкого. если и его считать ангажированным, то и я ангажирован...

Расчеты (это LS-DYNA, a не ansys) И ВЫВОДЫ в приницпе мне кажутся вполне логичными и правдоподобными.
Хотя выводы лично я бы сформулировал с меньшими эмоциями и более нейтрально.

Обсуждались (и осуждались) ведь не расчеты, (про них было ни слова...)
а личности рассчитывавших... и причины того лично мне понятны.
а упрек к преподавателям МГСУ, что почти никто не приехал на конференцию, назначенную на первые дни учебного года, (и чего-то оттого не узнал ) довольно забавен.. Так назначили бы в октябре...

но вот почему некоторые тут (вот их ангажированность очевидна как раз) прицепились именно ко мне, понять невозможно... Видимо, я олицетворяю для них МКЭ, заброшенный ЦРУ для развала советской науки-техники (а также видимо и политики с экономикой и экологией заодно). Спасибо, но слишком много для меня чести.

Теперь по существу
Некоторые вещи я бы моделировал по-иному (без Прандтля по более реальной диаграмме) + учет предварительных напряжений (до сейсмики) в LS-DYNA требует аккуратности (надеюсь, профессора все сделали правильно).
попрошу при встрече авторов дать мне эскиз здания (модель необязательно) и акселерограмму.
посчитаю и LS-DYNA, ANSYS, AUTODYN
Составлю свое мнение. Как сделал это для ВТЦ.

Ну или можно конечно самому изобразить что-либо похожее.
иЛи присылайте свои модели (только попроще по-геометрии= речь о принципиальном расчете)
ТОлько некоторых все равно ничем не убедишь.
Уже поздно это сделать.

2 Ал-й. Пришлете задачу? и подытожите потом. надеюсь на вашу полную объективность и квалификацию
в сейсмике у меня интересов личных никаких нет. буду просто калькулятор (задали-посчитал)

Итак… Начну со статьи номер 2, про заблуждение в СНиП II-7-81*. Сначала о своем впечатлении. Авторы рассмотрели решения двух простых задач (осциллятора и жестко-защемленного жб стержня) методом прямого интегрирования уравнения движения, но при этом в первом случае каждой задачи свойства материалов были упругими, во втором – упругопластическими. И решив эти задачи, авторы получают снижение усилий примерно в три раза, косвенно делается вывод, что когда-то давно именно на решении таких простых задач и были получены коэффициенты К1 для снижения сейсмических сил (учитывающие возможность повреждения конструкций и нелинейность работы материалов). Далее авторы решают задачу уже существенную – высотное здание, также с двумя типами материалов, но уже не получают снижения усилий в элементах здания, а лишь локальные пластические деформации в отдельных элементах, из чего делается вывод, что (внимание) для РАССМАТРИВАЕМОГО класса зданий снижение сейсмической нагрузки с помощью коэффициента K1 – неправомерно. Для меня, как начинающего инженера – очень интересно, логика не спрятана в сложных формулировках, а вполне доступна.
Теперь вопросы:
1) Во введении сказано, что введение коэффициента К1 ставится под сомнение многими специалистами. Было бы интересно увидеть ссылки на эти работы (не на свои же, а других специалистов). Так в принципе принято в статьях, иначе формулировка звучит голословно. Да и взгляд на проблему под слегка разными углами только поспособствует ее пониманию – странно, что ссылок нет…
2) Не вопрос, а замечание. В главе 2 рассмотрены идеализированные схемы. Тут, пожалуй, остановимся на задаче 2 с железобетонным стержнем. Класс бетона не указан, но принят некий начальный модуль упругости E=3*10 Мпа, а для описания работы материала – двухлинейная диаграмма Прандтля с пределом текучести = 30 Мпа. При этом указана предельно допустимая пластическая деформация при сжатии = 0,002. Так как аналогичная величина на растяжение – не указана, делаем вывод, что деформации растяжения – и не ограничивались. Логика в этом представляется следующая – на растяжение все равно работает арматура, а у нее предельные деформации растяжения – на порядок выше, следовательно, и нечего ее ограничивать – все равно сжатый бетон разрушится в нужный момент. Вот только в железобетонном консольном стержне, скорее всего, будет значительный изгибающий момент (а авторы ограничились лишь значениями напряжений – мне как читателю лень искать какой вклад в нормальные напряжения внесла нормальная сила, какой – момент), но есть вероятность, что значение предельных пластических деформаций сжатия (зависящее от того, все ли сечение сжато, читай от соотношения вклада момента и нормальной силы) определено неверно… При больших моментах оно стремится к 0,0035 (почти в 2 раза выше). Для тестового примера не принципиальная погрешность, однако, появляется опасение, что аналогичные неточности есть и в расчете целого здания.
3) В 3 главе рассмотрен расчет уже целого здания, да еще и высотного, да еще и из железобетона. Сразу вопрос – почему такой быстрый переход к сложной задаче? Не логичнее было бы сравнить с идеализированными схемами стальной каркас? Быть может результаты его расчета куда ближе бы повторяли результаты идеализированных схем..?
4) Пишется, что это высоченное и небольшое в плане здание было рассчитано на 9 баллов по линейно-спектральной теории и его сейсмостойкость обеспечена. Но по нормам здание попадает под п. 2.2. б СНиП II-7-81*, т.е. любой проектировщик ОБЯЗАН считать его точно так-же, как и считали авторы. На такое здание также пишется СТУ, где об этой обязанности еще раз напоминается. Т.е. в данном случае на примере одного типа здания предлагается исправить методику расчета для другого типа зданий. Почему? Почему не было рассчитано на этот случай здание, которое можно рассчитывать по линейно-спектральной теории и на нем не была показана ошибочность введения К1=0,25..?
5) Также пишется, что сейсмостойкость здания обеспечена, но как правило сейсмостойкость таких зданий обеспечивается определенной ценой – например, сейсмоизоляцией… Однако, судя по всему, в расчете обычная монолитка… Уж лучше покажите тот самый расчет по действующим нормам, по которому оно проходит…
6) Собственно по расчету. Во первых, слишком мало исходных данных… Судя по картинке, верхняя часть здания задана неким другим материалом (возможно упругим?). Если это так, то правомерно ли это? Не завышаются ли нагрузки из-за того, что какая-то часть остается жестокй?
7) Далее, уже в этом случае использование некого условного материала, похожего на железобетон с абстрактным пределом текучести (уже без указания предельных деформаций, но возможно с той же ошибкой, что и в тестовом примере в главе 2) – не кажется правомерным. Ладно бы сталь (я и предложил бы сначала на стальных высотках пробовать)… Но в том же железобетоне первые же трещины снижают жесткость (а следовательно и усилия)… Считаю, нужно было использовать как минимум слоистый материал, а лучше попросить помощи у коллег с НОЦ КМ с целью моделирования интересующих частей здания солидами. Так-же, считаю, что и последующие сравнения усилий и перемещений для упругой и упругопластической схемы в этой связи – не верны.
8) Абстрактное обрушение было получено при задании материалу здания предела текучести = 13 Мпа… Кто-нибудь из бетона с таким Rbt рискнет вообще что-то серьезное проектировать? Возвращаюсь к своему вопросу №5 – раз сейсмостойкость такого здания по нормам (т.е. с расчетом как у авторов статьи) обеспечена, то это либо сейсмоизоляция, либо толстенные густоармированные стены с высоким классом бетона… Т.е. тот факт, что было при определенных параметрах материала получено обрушение – ни о чем не говорит (что не мешает авторам в конце статьи сделать выводы о том, что все такие построенные здания рухнут при сейсмике выше 7 баллов).
9) Сами рассмотренные элементы – не видно, где они на схеме… Но складывается устойчивое впечатление, что где-то на пересечении стен друг с другом и с перекрытиями, что, учитывая «ножевое» сопряжение плоских конструкций в данной КЭ модели – делает эти элементами местами концентрации напряжений (пиков усилий) характерных для таких схем… в то время как этой проблеме уделено масса внимания. В НОЦ КМ сглаживают пики, считая солидами, специалисты Техсофта – используют инструменты для размазывания жесткости стыков, а также свои изогеометрический подход… Даже простые железобетонщики/не сейсмики вроде специалистов из лаборатории Карпенко в НИИСФ решают эти проблемы в той же Лире введением солидов в точках пересечения тех же плит с перекрытиями… Вообщем кто как может, так и борется… Мне возразят – учтена же физнелинейность, пики сами сгладятся… Но такое бывает именно в перекрытиях, где у надколонной арматуры есть возможность растягиваться, а у момента – падать… А для указанного здания разрушение начинается со сжатия (так задумано в модели судя по имеющимся исходным данным), т.е. стоит достигнуть предельной деформации 0,002 (а не 0,025 как у арматуры) – и все, приплыли… Т.е. наличие концентраторов быстро приближает этот момент… Кстати, возвращаясь к вопросу 5, раз здание запроектировано сейсмостойким, но без сейсмоизоляции – то стены настолько мощны и армированы, что разрушение явно не произойдет ни при 20, ни при тем более 13 Мпа напряжений…
10) В заключении делается вывод о том, что РАССМАТРИВАЕМЫЙ класс зданий (т.е. уникальные для сейсмических районов) должны считаться «как у авторов». Что требуется и по нормам.
11) В заключении также отмечено, что в зарубежных аналогах вот так лихо сейсмику не снижают коэффициентами, там все сложнее… Опять вопрос – где ссылки на эти нормы? Увы, нету…
12) Последний абзац заключения не стану комментировать вообще.
По статье про теорию сейсмостойкости. Отмечу интересные предложения вроде учета накапливающихся с годами повреждений зданий, которые к моменту землетрясения сыграют свою роль… Но здесь должны больше специалисты по паспортизации, теории рисков и тп. отписываться… Я же начинающий конструктор, только лишнего скажу… Статья в целом обзорная, с постановкой проблемы…
Отмечу, что авторы опять обращаются к истории введения коэффициента K1=0,25, опять говорят о том, что введен он был на основании исключительно исследований простых идеализированных моделей, какие были рассмотрены в начале предыдущей статьи… Так ли это? Или также был учтен опыт землетрясений и эксперименты? Тут надеюсь на подсказку специалистов по сейсмике…
Лично я, проживая в кирпичной пятиэтажке 50-х годов строительства, переживал землетрясение магнитудой 4 балла (интенсивность – баллов 6-7 – цветок упал с полки и разбил монитор, телевизор качался на подставке на стене так, что оставил вмятины в обоях, в штукатурке появились трещины – в углах пересечения простенков и перемычек…). Однако я здесь, а здание по расчетам без коэффициента К1=0,25 – упало бы. А я был на 3-м этаже, представляю что было на 5-м…
От себя добавлю: согласен, вопросы мои обывательские, опыта не хватает. Но раз сделана заявка на написание новых норм, то должно быть понятно даже мне. Если нормотворец ввел положение, по которому может работать лишь он сам – он занимается не своим делом. Я с удовольствием следил за дебатами между командами Смирнова и Назарова и их проектами СНиПа по сейсмике, однако аналогичных проектов от авторов статей не видал… Если кто укажет ссылки – буду благодарен…
Всем с уважением, Алексей )

[СергейД]

очень дельно.
могу лишь добавить из доклада (в статье это отсутствовало),
что в еврокоде (и в иных кодах) есть подробная градация величин этих коэфф от условий работы и тп.
думаю, несложно найти еврокод и прикрепить сюда.
по анализу модели= у меня тоже есть вопросы.

думаю, эталоном дб здание, безупречно сосчитанное по упомянутым нормам. без СТУ.
не высотное и без амортизаторов.
а мы попробуем его нагрузить 9ю баллами и на реалистичном грунте.

[ОлегМ]

Уважаемый Алексей!
Я имею отношение к обсуждаемой теме.
Проблема в том, что все сильные землетрясения
в нашей стране приводили к массовым разрушениям
(Спитак, 1988 г., Нефтегорск, 1995 г. и др.). Этого в
других развитых странах не происходит, аналогичные
по интенсивности землетрясения приводят к значительно
меньшим разрушениям и жертвам. Поэтому Г.А. Джинчвелашвили
и говорил на семинаре, что отечественная теория сейсмостойкости
находится в кризисе, т.к. не выполняет своей главной задачи -
не обеспечивает необходимого уровня надежности. Согласитесь,
что это серьезная проблема.
Теперь попытаюсь со своей стороны ответить на некоторые Ваши
вопросы.
Вопрос 1. Работ в которых обосновываются значения коэффициента k1
действительно нет. Есть только воспоминания о том как он принимался. А принимался
он, можно сказать, путем экспертного опроса. При этом, примерно около половины
специалистов были против его введения.
Вопрос 2. Во-первых, речь идет не о нормальных напряжениях,
а об интенсивности напряжений. Во-вторых, предельная пластическая деформация
сжатия бетона - это физико-механическая характеристика материала, которая
не зависит ни от действующих внутренних усилий, ни тем более от их соотношений.
Вопрос 3. Вы абсолютно правы, что для зданий и сооружений со стальным каркасом
эффект снижения усилий при переходе в упругопластическую стадию работы
будет иметь место. Требуются дополнительные исследования по этому поводу.
Это отмечается в материалах конференции и в статье в МК. Поэтому выводы делаются
только для определенного исследованного класса сооружений - многоэтажных
монолитных железобетонных зданий.
Вопрос 4. Пункт 2.2б СНиП II-7-81* предписывает выполнять расчет на
инструментальные или синтезированные акселерограммы. Вот расчет и проводится
линейно-спектральным методом, а учет нелинейной работы осуществляется
путем введения коэффициента k1, что и приводит к сомнительному результату.
На семинаре были представлены результаты расчета методами нелинейной динамики,
основанными на прямом интегрировании уравнений движения. При этом учитавалась
нелинейная работа конструкции. Это новые, передовые методы.
В СНиП и разрабатываемых СТУ нет указаний на выполнение расчетов
в такой постановке, и сейчас при проектировании зданий так не считают.
Вопрос 5. Не понятно, Что имеется в виду.
Вопрос 6. Не надо строить догадок. На семинаре пояснялось, что материал всех
конструкций деформируется нелинейно.
Вопрос 7. Высотных зданий из стали в нашей стране практически нет. Что касается
"условного" материала, то именно такая диаграмма работы бетона
(диаграмма Прандтля) указывается в СП 52-101-2003 "Бетонные и железобетонные
конструкции..."
Вопрос 8. Здесь речь идет только об исследовании реакции здания при учете и
неучете нелинейной работы материала.
Вопрос 9. Очевидно, что в рамках доклада невозможно подробно рассказать обо
всем. Но авторами докладов опубликовано множество статей и выпущены монографии,
где вы найдете ответы на многие ваши вопросы. Скажу только, что предельные
деформации достигаются в данном случае не в месте сопряжения стен с плитами
перекрытий.
Алексей, спасибо Вам, что проявили интерес к проблемам теории сейсмостойкости
сооружений и сформулировали очень содержательные вопросы. Мы сами занимаемся
этими проблемами много лет.

Здравствуйте! Во первых, спасибо за внимание и ответы. Ограничусь пояснениями к ним...

Сообщение от ОлегМ Вопрос 2. Во-первых, речь идет не о нормальных напряжениях, а об интенсивности напряжений. Во-вторых, предельная пластическая деформация сжатия бетона - это физико-механическая характеристика материала, которая не зависит ни от действующих внутренних усилий, ни тем более от их соотношений.

Современные нормативные документы по бетону учитывают тот факт, что при изгибе напряженно-деформированное состояние бетона сжатой зоны отличается от центрального сжатия, для которого величина 0,002 справедлива. При изгибе значение предельных деформаций бетона по СП 52-101-2003 принимается равным 0,0035. А при внецентренном сжатии - все зависит именно от соотношений деформаций крайних волокон, см. п. 6.2.31 СП 52-101-2003. Даже процитирую:

Предельные значения относительных деформаций бетона b,ult (bt,ult) принимают при двузначной эпюре деформаций (сжатие и растяжение) в поперечном сечении бетона элемента (изгиб, внецентренное сжатие или растяжение с большими эксцентриситетами) равными b2 (bt2).
При внецентренном сжатии или растяжении элементов и распределении в поперечном сечении бетона элемента деформаций только одного знака предельные значения относительных деформаций бетона b,ult (bt,ult) определяют в зависимости от соотношения деформаций бетона на противоположных гранях сечения элемента 1 и 2 (|2|  |1|) по формулам:
; (6.63)
; (6.64)
где b0, bt0, b2, bt2 — деформационные параметры расчетных диаграмм состояния бетона (5.1.12, 5.1.18, 5.1.20).

На значки не обращайте внимание, думаю и без формул понятна суть...

Сообщение от ОлегМ Пункт 2.2б СНиП II-7-81* предписывает выполнять расчет на инструментальные или синтезированные акселерограммы. Вот расчет и проводится линейно-спектральным методом, а учет нелинейной работы осуществляется путем введения коэффициента k1, что и приводит к сомнительному результату. На семинаре были представлены результаты расчета методами нелинейной динамики, основанными на прямом интегрировании уравнений движения. При этом учитавалась нелинейная работа конструкции. Это новые, передовые методы. В СНиП и разрабатываемых СТУ нет указаний на выполнение расчетов в такой постановке, и сейчас при проектировании зданий так не считают.

Но именно о расчетах в такой постановке часто пишут те же сотрудники Еврософта (за авторством Назарова, Симбиркина), и не только... Можно собрать подборку статей, где говорится о необходимости расчетов именно на динамическое воздействие во времени, недаром не только в тяжелых КЭ пакетах, но и в прикладном программном обеспечении (Лира, Старк, Микрофе) есть подобный инструментарий. Единственное, что учет нелинейной работы материала выполняется несколько приближенно (различными коэффициентами)...

Сообщение от ОлегМ Вопрос 5. Не понятно, Что имеется в виду.

Имеется сомнение в сейсмостойкости указанного здания при расчете традиционными методами. Если же оно обеспечено, то скорее всего завышенными характеристиками материалов, что, визуально складывается впечатление, не отображено в нелинейном расчете (слишком малы даже начальные значения предела текучести...)

Сообщение от ОлегМ Вопрос 7. Высотных зданий из стали в нашей стране практически нет. Что касается "условного" материала, то именно такая диаграмма работы бетона (диаграмма Прандтля) указывается в СП 52-101-2003 "Бетонные и железобетонные конструкции..."

В том то и дело, что в СП - это материал бетона, а в сечении есть еще и арматура со своими деформационно-прочностными характеристиками, а также есть процесс образования трещин, при котором меняется жесткость сечения (по одну сторону оси - сжатая зона бетона, по другую - растянутая арматура и момент инерции такого сечения ниже, чем у сплошного с постоянным модулем упругости, а ниже жесткости - ниже усилия...). Конечно это я не Вам поясняю, а в целом, читателям темы... Думаю моя мысль понятна, что только слоистый материал с учетом образования трещин, либо солиды в состоянии достоверно передать жесткость (и ее изменение под нагрузкой) жб элементов.

В любом случае очень приятно, что смогли ответить и снять часть вопросов... Но думаю поэксперементировать с более типовыми зданиями не помешает, я по прежнему думаю над исходными данными и постановкой задачи (что предлагал СергейД)... В рамках конечно своих сил и времени...

[T-Yoke]

Посмотрел фотки строящегося Сочинского Аэропорта, который сделан в
ФГУП ГПИ и НИИ ГА "АЭРОПРОЕКТ" (ФЕДЕРАЛЬНОЕ АГЕНТСТВО ВОЗДУШНОГО ТРАНСПОРТА РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ (РОСАВИАЦИЯ) )

[ОлегМ]

Здравствуйте, Алексей!
1. Могу только повторить, что предельная пластическая деформация
сжатия бетона - это физико-механическая характеристика, которая
не зависит от действующих внутренних усилий, как не зависит от внутренних
усилий, например, коэффициент Пуассона. Что касается различных значений
предельных деформаций принятых в СП для разных видов сопротивления сечения,
то это искусственный прием, связаный с принятой моделью деформирования,
когда сечение рассматривается в целом (интегрально). В современных
расчетных комплексах в сечении может быть назначено определенное количество
так называемых точек интегрировани, в каждой из которых контролируется зависимость
напряжение-деформация, т.о. рассматривается дифференциальная модель сечения.
В этом случае отпадает необходимость вводить различные значения для предельных
деформаций.
2. Вы правильно замечаете, что О необходимости выполнения расчетов не только
в частотной, но и во временной области говорят многие специалисты.
И такие задачи решаются методами непосредственного интегрирования уравнений
движения, но только в линейной постановке. При этом нелинейная работа как и в
линейно-спектральном методе учитывается тем самым коэффиципентом k1.
Непосредственный учет нелинейности с помощью методов нелинейной динамики
приводит к существенному увеличению потребного машинного времени. Это связано
с тем, что в отличие от линейной постановки, когда требуется только один раз
обратить матрицу жесткости, в нелинейной динамической задаче обращение матрицы
жесткости (решение системы алгебраических уравнений) производится на каждом
шаге интегрирования по времени. Ни один из перечисленных вами расчетных
комплексов не может справиться с решением большеразмерной задачи в такой
постановке без сильного упрощения расчетной схемы (уменьшения динамических
степеней свободы системы). А, например, STARK не умеет решать нелинейные
динамические задачи в принципе. На семинаре были представлены результаты
расчетов именно в нелинейной динамической постановке (см. книгу: О.В.Мкртычев.
Безопасность зданий и сооружений при сейсмических и аварийных воздействиях, 2010).
3. Фразы "имеется сомнение в сейсмостойкости...", "...визуально
складывается впечатление..." применительно к результатам расчетов не достаточно
аргументированы.
4. Согласен с Вами, что процесс деформирования ЖБ элемента очень сложное явление.
Но при решении большеразмерных задач не обойтись без определенных допущений и
упрощений. А представленная на семинаре постановка задачи на сегодняшний день
является самой полной. Если Вы сможете решить задачу в более сложной постановке и
представите результаты, то мы с удовольствием их обсудим.
5. Теперь о главном. Речь на семинаре шла о малообоснованном значении
коэффициента k1=0,22 (для монолитных ЖБ зданий). Т.е. при расчете мы сразу
снижаем сейсмическую нагрузку в 4,5 раза, объясняя это внутренними запасами
конструкции. Почему мы не поступаем так, например, со снеговой нагрузкой.
Давайте также изначально уменьшим ее в 4,5 раза, а потом скажем, что при ее
полном значении в конструкции возникнут пластические деформации, она
приспособится и не обрушится. Я конечно, утрирую, но все-таки странная логика,
не находите? Многочисленные эксперименты в отношении ЖБ конструкций с доведением
их до разрушения показывают, что в запроектированных по нормам конструктивных
системах есть запасы, но не 4,5 кратные.
6. Алексей, если хотите продолжить дискуссию, то подходите на кафедру "Сопротивление
материалов" МГСУ, заодно подарю Вам указанную выше книгу.

ОлегМ, здравствуйте! Спасибо за приглашение, с удовольствием получил бы у Вас Вашу книгу, вот только дискуссия для Вас вряд-ли представляла бы ценность (это я извлекаю из нее много полезного..). То же и касается расчета в более сложной постановке - думаю для этого правильнее Вам обратиться к Сергею Ивановичу Дубинскому, чьи расчеты железобетонных конструкций мне (инженеру-расчетчику КЖ) кажутся наиболее полными и сложными в стране... Я лишь со своей стороны был готов поспособствовать в расчетах более традиционными способами, конструировании здания, подготовки исходных данных... Хотя тенденция усложнения расчетов лично мною приветствуются, ведь уроки истории расчетов видны и сейчас - то, что когда-то считалось невозможным, сейчас считают студенты в строительных вузах... Учитывая мой возраст, я планирую застать в своей профессиональной деятельности времена, когда все задачи будут решаться ОКЭ с учетом всех видов нелинейностей, теории вероятности, времени...
Так-же дискуссия не полна без участия авторов нынешних норм (того же Семенова В.А.) - что сказали бы они?
Что касается вопросов, то остановлюсь лишь на первом... Дело в том, что в своих практических расчетах я использую именно деформационную модель, в которой сечение разбивается на n-e количество слоев (около 60-ти как правило), плюс слои арматуры, композитного усиления и т.п. В общем случае, при косом сжатии, то-же сечение разбивается уже на n-е количество прямоугольников (в двух направлениях). И в обоих случаях каждому участку соответствует своя деформация и свое напряжение. Естественно в указанной модели учитывается и образование трещины и смещение оси изгиба... и именно для этого случая, где рассматриваются отдельные точки сечения - предельная деформация сжатия для бетона по нормам принимается 0,0035... Планирую подробнее изучить этот вопрос, подниму кое какие диссертации, где он исследовался... Хотя считаю, что для проверки необходимости введения в принципе (и определения его значения) коэффициента К1, необходима подробнейшая модель с объемными элементами (и трехосным НДС бетона), а также учетом возможности закрытия трещин при "знакопеременном" (не придумал как лучше сформулировать) движении отдельных частей здания... т.е. если при перемещении конструкций здания в одну сторону, в вертикальных стенах образуются косые трещины (а усилия воспримет арматура), это не значит, что при обратном движении здания бетон с образовавшейся трещиной уже не воспримет усилия... Просто трещина закроется...
А вообще надеюсь, что будет время задать вопросы и лично, к сожалению (или к счастью) нынешняя научно-конструкторская работа затратна по времени, и почти все время я не покидаю работу... достаточно сказать что и вчера и сегодня я общался на форуме с работы, в перерывах...

[ОлегМ]

Уважаемый Алексей!
Мне было приятно пообщаться с грамотным
молодым специалистом. Вы высказываете
интересные идеи. Думаю, что еще будет
возможность встретиться лично.
С.И.Дубинского я знаю, он действительно
очень хороший расчетчик. Если Вы с ним
контактируете, то могу передать книгу через
него. Или скажите через кого в МГСУ это
можно сделать.

Сообщение от ОлегМ Если Вы с ним контактируете, то могу передать книгу через него.

Был бы искренне благодарен, т.к. сам не могу обещать в ближайшее время окна для вылазки с работы... спасибо еще раз за внимание к вопросам, не каждый известный специалист готов вот так делиться своим мнением на форуме...

Сообщение от ОлегМ Речь на семинаре шла о малообоснованном значении коэффициента k1=0,22 (для монолитных ЖБ зданий). Т.е. при расчете мы сразу снижаем сейсмическую нагрузку в 4,5 раза, объясняя это внутренними запасами конструкции. Почему мы не поступаем так, например, со снеговой нагрузкой.

Советую почитать монографии Ньюмарка, Клафа, Корчинского и т.д. Надеюсь тогда Вы поймете почему "То что позволено Юпитеру, не позволено Быку".
И почитайте периодику, хотя бы за последние 10 лет.

[alexfr]

уважаемый Jndtnxbr!
а можно поподробнее:

например с переписанной вместе с ошибкой формулой из ДНБ

[Jndtnxbr]

а можно поподробнее:

формула 2.7 в ДБН 2006-го года неправильная, а правильная, например, в Казахских нормах.

[shifr]

Сообщение от ОлегМ Проблема в том, что все сильные землетрясения в нашей стране приводили к массовым разрушениям (Спитак, 1988 г., Нефтегорск, 1995 г. и др.). Этого в других развитых странах не происходит, аналогичные по интенсивности землетрясения приводят к значительно меньшим разрушениям и жертвам.

А может "в других развитых странах" воруют меньше?

[layer]

А знают ли господа форумчане, что красного цвета электричка (с нарисованными самолетиками на бортах) по новенькой дороге из аэропорта Сочи (Адлер) до ж/д станции и обратно пошла на постоянной основе. Похоже автомобильные пробки больше не станут причиной опозданий на самолет.