[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)

[ander]

не увидел понимания, что линейные расчеты с уменьшением начального модуля деформаций делаются только для первого приближения, а об этом и пишется в документе. Посчитали в первом приближении, подобрали арматуру, затем "изменили" расчетную схему (задали подобранное/расставленное армирование, используя нелинейность), рассчитали необходимое количество раз, чтобы оценить работу арматуры, фактические прогибы и раскрытие трещин... Все остальное (температурные расчеты, учет возведения и т.д. и т.п.) также носит проверочный характер, если арматуры и жесткости хватает, то проверка пройдена, если нет, увеличиваете арматуру или принципиально меняете расчетную схему, и по-новой проверяете все интересующие вас пункты.

[CEBEP]

спасибо за ответ. затем и создана тема,что понимания нет.
пара конкретных вопросов вам,как иммено вы делаете?
Первая стадия-вы называете первым приближением-не суть важно:
-какой значение начального модуля упругости вы берете конкретно для В25?
-сразу занижаете или после упругого расчета,поняв места возможного образования трещин?
-какой коэф пуассона? по допускаемому значению СНиП-0,2 или иное?
и-самое главное-как вы оцениваете прогиб плиты? вы пересчитываете руками кривизны?
или умножаете на 3-5?
и если второе-как выбираете какое значение? к примеру по результатам сравнения шарнирно опертой балки с испытанием Крылова-на 4 с копЭйками. но это только для конкретного случая.
и самое главное -какие значения прогибов пишете в ПЗ?
так: расчет в упругой стадии дал 8 мм.умножим на 3=24мм-меньше допустимого?

просто повсюду вижу именно подход простого упругого расчета и значения прогибов взятые из него.без дополнительных манипуляций. получил-8мм после упругого.значит 8!

[ander]

я не проектирую уникальных сооружений, поэтому пока обхожусь расчетами в приближении, только понижение для плит беру 0.2, ну и система О-Ф-З всегда. Поначалу было, каждую плиту считал с учетом нелинейности. С уменьшением сроков и увеличением желания у заказчика сократить стоимость вариантное проектирование и учет всего-всего отошли в сторону, опять же в рядовом проектировании.
А что с В25? Все согласно коэффициентов.
Занижаю все и сразу, тут ведь еще и вертикальные отклонения следует замерять, а по нормам жесткость системы в любом случае придется снизить с коэффициентом 0.7, так что сразу приняв 0.6 для вертикальных и понижение для горизонтальных 0.2 или 0.3 исключаем лишнюю проверку.
Коэффициент Пуассона использую 0.2, в нормах другого не встречал.
В ПЗ выдаю результаты согласно модели в первом приближении, если на другое с заказчиком не договорился в задании.

Понимаете, если каждый раз считаете что-то подобное, то незачем каждый раз проверять одно и то же. Я ведь не про большепролетные сооружения.

[CEBEP]

про В25-можете просто число получившееся написать для плиты перекрытия. то число, что вводите в скаде.
сразу и 0.2 и 0.3 вводите без первой итерации? как же вы определяете где 0.2,где 0.3?
прогиб перекрытия берете из расчета перемещений модели с заниженным на 0,2(0,3) модулем упругости? без дополнительных действий?

[ander]

ну если В25 это Eo=3.0e6т/кв.м, то для перекрытия будет E=0.2Eo=0.6e6т/кв.м, а для стен/колонн - E=0.6Eo=1.8e6т/кв.м.

А где по-вашему первая итерация? Смысл делать упругий расчет без понижения?
Да прогиб смотрю при E=0.2Eo, если ничего подозрительного, так и оставляю для "типовых" решениях.

[CEBEP]

для примера с уважаемого мною сайта(выражаю, кстати, за него авторам благодарность.я там частый гость)
http://your-goal.ru/sco_artcl_3stHouse - допустимы путь? (касательно исключительно прогиба вопрос.линейного расчета и прогиба)

Offtop: ни в коем случае не ставлю расчте под сомнение.просто интересуюсь. и на мой взгляд это труд руки мастера-swell'a=) по внешним признакам. а он морочится с НДМ.

----- добавлено через ~2 мин. -----
ну я лично делал чтоб определить места расположения зон с трещинами. и там где они есть-0,2E
где нет-0,3E. если не париться или преполагать что трещина могет быть где её душе будет удобно- везде 0,2Е

[CEBEP]

Почему не так?

[ander]

если честно, бегло просмотрев указанную страницу, не понял вашего вопроса.
кое-где глаз цеплялся за информацию, но к сути это не относится.
ну и считаю я в лире, если вдруг дальше при обсуждении это окажется принципиальным.

[CEBEP]

а по поводу Ebт?
посчитал в скаде пример №45 пособия к СП с заниженным модулем 0,2Е. с заниженным модулем 0,2Ебт. упругую без занижения.

аналитический-28,7мм.
упругий-что-то около 5мм
0,2Е- 27 с копейками мм
0,2Ебт-119 мм

[ander]

Сообщение от CEBEP Почему не так?

потому что это для нелинейного расчета, конкретно, по 2ПС; для линейного - условные коэффициенты, они и нужны чтобы приблизиться к E с учетом ползучести и трещин.

[CEBEP]

понижение в 0,3 0,2 и 0,6 раз модуля это тоже учет нелинейности

----- добавлено через ~3 мин. -----
в НДМ Ебт. понял

----- добавлено через ~9 мин. -----
хорошо. а на основании чего можно дальше не идти? то есть не считать кривизны и уточненные жесткости. не подключать диаграммы ?

[swell{d}]

Offtop: К сайту ёр-гол.ру не имею никакого отношения. Создатель сайта - один из моих студентов

[CEBEP]

Сообщение от swell{d} Offtop: К сайту ёр-гол.ру не имею никакого отношения. Создатель сайта - один из моих студентов

моя вторая и окончательная мысль была именно такова

----- добавлено через ~29 мин. -----
а по существу? как считать прогибы ,при условии что нормальные сечения по предельным усилиям? и самое главное как обосновывать?

[frostyfrost]

Сообщение от CEBEP а по поводу Ebт? посчитал в скаде пример №45 пособия к СП с заниженным модулем 0,2Е. с заниженным модулем 0,2Ебт. упругую без занижения. аналитический-28,7мм. упругий-что-то около 5мм 0,2Е- 27 с копейками мм 0,2Ебт-119 мм

Посчитайте жесткость сечения плиты с учетом арматуры, наличия трещин и длительного модуля по бетону по СП. Потом сопоставьте ее с жесткостью сечения, когда только бетон с начальным модулем. В зависимости от объема армирования получите коэффициент снижения жесткости. Для рядовых плит у меня колебался в пределах 0.2-0.3.

[swell{d}]

Сообщение от CEBEP а по существу?

да никто ничего толком сказать не может. все делают кто как хочет. всё стоит. отсюда можно сделать вывод, что как не считай, всё равно всё ок.

[Lymus]

Хорошая тема. Тоже хочу поинтересоваться, не совсем понятна природа перехода от деформаций в упругом расчете к реальным, тупо умножая деформации полученные по упругой задаче на 3 или на 5, ведь в упругой задаче это просто КЭ с модулем упругости бетона определенного класса, а в нелинейном совсем другая история, там и бетон и арматура уже разложена.

[Бахил]

Полгода назад было бурное обсуждение нелинейных расчётов ж/б. Даже спецпесочница была выделена. Уверяли, что надо считать в нелине, но толком никто не мог объяснить как. Тема была где-то в расчётных программах, по-моему.
Offtop: Сто раз вам говорить НЕ СЧИТАЙТЕ В НЕЛИНЕЙНОЙ ПОСТАНОВКЕ. А СП-52 повесь на гвоздик

[CEBEP]

Бахил, спасибо за участие. а как тогда считать прогиб? и самое интересное для меня-как обосновывать метод получения прогиба?

А разве может железобетонная конструкция прогнуться сверхнормативно и при этом не растрескаться к чертям? И если не может - можно ли считать, что обеспеченность трещинностойкости является достаточным условием обеспечения прогиба?

[CEBEP]

вообще, конечно, это моя беда=( в универе что-то даже не обмолвились про НДМ, или же про расчеты многоэтажныж зданий,или же про прогрессирующее, про динамические расчеты ни слова... беда.беда(

[frostyfrost]

Сообщение от CEBEP в универе что-то даже не обмолвились про НДМ, или же про расчеты многоэтажныж зданий,или же про прогрессирующее, про динамические расчеты ни слова

Offtop: В университете дают базу, чуть больше базы можно получить на дипломе. Дальше самообразование.

[CEBEP]

Offtop: да черть его знает...оно конечно и в институте самообразование.. ну да это оффтопег

[Lymus]

программному комплексу без разницы насколько прогнется плита, сверх норм или не сверх, будет расчитана арматура по прочности и по трещиностойкости, ну а вот что бы поймать реальное значение прогиба, тут уже нелинейность нужна...

[CEBEP]

ну или условная нелинейность. вот мы её мы и ищем)

[swell{d}]

CEBEP, а ты откуда?

Сообщение от Arikaikai А разве может железобетонная конструкция прогнуться сверхнормативно и при этом не растрескаться к чертям?

Может

Сообщение от Arikaikai И если не может - можно ли считать, что обеспеченность трещинностойкости является достаточным условием обеспечения прогиба?

нельзя

[CEBEP]

swell{d}, отсюда) честно говоря не знаю как ответить?что имеется в виду?

[Омская птица]

Вот немножко потролю вас этой темой)) http://forum.dwg.ru/showthread.php?p...52#post1276252

Суть в том что лира стала считать трещины в нелине. И прогноз печален. Но есть одно НО! Спросил у лировцев как они учитывают вид арматуры(гладкая или нет) так они уже 2ю неделю думают.

Сообщение от ander В ПЗ выдаю результаты согласно модели в первом приближении, если на другое с заказчиком не договорился в задании.

А отвецтвенность за строительство с кого берется?

[CEBEP]

Омская птица, вот именно как-самый интересный вопрос. я пока руками в эксельку не вотру прогу и смысл не догоню-в лире не стану в нелин считать. хотя, честности ради, и не смогу в скором времени))) первое-ее нет) второе-появится-умучаюс обучаца)
жду помощи от эквилибриума на жбк рф и думаю в августе на курсы скада к ходыкину метнусь)

[swell{d}]

CEBEP, город какой

[frostyfrost]

Сообщение от Омская птица Суть в том что лира стала считать трещины в нелине. И прогноз печален. Но есть одно НО! Спросил у лировцев как они учитывают вид арматуры(гладкая или нет) так они уже 2ю неделю думают

Заодно узнайте, каким образом учитывается диаметр арматуры для оболочек, когда от него зависит принимаемое расстояние между трещинами, ну и сами трещины

[ander]

Сообщение от Омская птица А отвецтвенность за строительство с кого берется?

это риторический?

[CEBEP]

swell{d}, Offtop: Московия

[Омская птица]

Сообщение от frostyfrost Заодно узнайте, каким образом учитывается диаметр арматуры для оболочек, когда от него зависит принимаемое расстояние между трещинами, ну и сами трещины

Я им по крупному послал вопрос, т.е. "Как вы учитываете пункт снип (номер не помню)"

Сообщение от ander это риторический?

не я серьезно. Я так понимаю процесс у вас такой: даете расчет в 1-ом приближении, а РД делает заказчик на сторонней фирме по вашему 1-му приближению или проверяется дальше после экспертизы в нелине?

[ander]

ну так причем здесь ответственность за строительство, а по факту - заказчик (в данном случае проектная контора) экономит, вряд ли он сам что-то еще делает, кроме непосредственного проектирования.

[Омская птица]

Наверное неправильно сказал. Не за строительство а за проектирование. Вы же по сути армирование неточное даете+трещины у вас будут большие(это я сужу по нелин. расчетам в лире). Отвечает за это заказчик или конструктор?

[shvechkova]

автор темы, что за курсы скада ходыкина, дайте координаты их, я тоже хочу поучится.

[Омская птица]

А скад считает в нелине?

[Бахил]

Offtop: Да повесьте уже этот СП на гвоздик и пользуйтесь нормальными СНиПами!

[Омская птица]

Сообщение от Бахил Offtop: Да повесьте уже этот СП на гвоздик и пользуйтесь нормальными СНиПами!

и правилами строй механики, учитывающими работу железа с бетоном

[Бахил]

Где ты в ж/б нашёл правила строительной механики? Чистая статика из теормеха.

[Омская птица]

Сообщение от Бахил Чистая статика из теормеха.

Какая статика в статически неопределимых элементах?
В свое оправдание могу сказать что у меня был предмет - метод конечных элементов, где показали как работают элементы когда они статически неопределимы.

[Бахил]

Сообщение от Омская птица у меня был предмет - метод конечных элементов

Это что за зверь? Именно в контексте

Сообщение от Омская птица где показали как работают элементы когда они статически неопределимы.

?

[Омская птица]

Наш преподаваталь по строймеху Кирьязев П.Н. лет 40 сотрудничает с Городецким. Вот и продвигает свет в темные головы. И финансирование выбил с универа, а студентам больше учить))

А судя по форуму тут мало кто в зуб ногой

[Бахил]

Так всё-таки. Что такое МКЭ?
А насчёт того, что

Сообщение от Омская птица тут мало кто в зуб ногой

это ты точно подметил - интеллигентные люди всё-таки. Offtop: Хотя изредка и случается.

[Омская птица]

метод конечных элементов это как тут принято говорить движок который считает усилия.
Так вот в универе нас учили считать простые рамы методом конечных элементов. То есть делать матрицы жесткости, матрицы нагрузок, перемножать их и получать усилия. А потом делать сравнения с расчетом статики.

[Бахил]

Сообщение от Омская птица То есть делать матрицы жесткости, матрицы нагрузок, перемножать их и получать усилия.

Это хорошо, что учили, но причём тут МКЭ?

[Омская птица]

Предмет так назывался! Приходишь писать пары а там написано ТСП, Физра МКЭ

[Бахил]

Сообщение от Омская птица Предмет так назывался!

А-а! Теперь понятно. Так вот МКЭ - один из численных методов решения дифференциальных уравнений (ничем не лучше метода центральных разностей или Бубнова-Галёркина).
И где ты в ж/б видел дифуры?

[Омская птица]

Когда начинаю учитывать жесткость железобетона с арматурой, да еще и учитывать на какой стадии монтажа бетон начинает трещать и жесткость элемента меняется и усилия перераспределяются по соседним элементам. А дифуры описывают процесс развития глубины трещин.

[Бахил]

Сообщение от Омская птица А дифуры описывают процесс развития глубины трещин.

Не подскажешь где посмотреть? Я серьёзно. Вполне может быть.

[Омская птица]

http://www.liraland.ru/forum/forum9/topic189/messages/
погугли " КЭ444 в лире" или физ. нелинейность. И еще инженерная нелинейность

[Бахил]

Спасибо, конечно, но интересует теория, а не её интерпретация.
Что касается различных нелинейностей, то все они известны и существует несколько теорий.
К сожалению ни одна из них неприменима к ж/б. И абсолютно все противоречат СП.

[Омская птица]

Тогда я не знаю. Я юзер.

[Бахил]

На мой взгляд в СП63 всё гораздо логичнее.

----- добавлено через ~2 ч. -----
Я смотрю, Север Легионыч, в ЖБК тебе ответили и даже пример(!) выложили..
Как теперь жить с этим будешь?

[CEBEP]

плохо засыпая ночами.сегодня в трамвае буду читать

[DVKSPB]

Сообщение от CEBEP Расчет железобетонного здания по СП 52-103-2007 Помогите осознать как вообще-то это должно выглядеть

Все, что должно учитываться в расчете, подробнейшим образом расписано в СП 52-103-2007. Только как конкретно реализовать заявленные требования уважаемые авторы СП так и не указали. Видимо поэтому в известных мне программах (я не большой знаток расчетных программ) требования, изложенные в СП, так и остались нереализованными.

Сообщение от swell{d} Сообщение от CEBEP а по существу? да никто ничего толком сказать не может. все делают кто как хочет. всё стоит. отсюда можно сделать вывод, что как не считай, всё равно всё ок.

Ключевое сообщение для понимания сущности расчета многократно статическинеопределимых железобетонных конструкций в КЭ-программах. Все эти расчеты полная лажа, ересь и лысенковщина.

Сообщение от Lymus Хорошая тема. Тоже хочу поинтересоваться, не совсем понятна природа перехода от деформаций в упругом расчете к реальным, тупо умножая деформации полученные по упругой задаче на 3 или на 5, ведь в упругой задаче это просто КЭ с модулем упругости бетона определенного класса

Тема, действительно, хорошая. Природа пересчета от деформаций в упругом расчете к реальным та же, что и природа всего расчета - туфта, не имеющяя под собой никакого научного обоснования.

Сообщение от Бахил Да повесьте уже этот СП на гвоздик и пользуйтесь нормальными СНиПами!

Offtop: Номер нормального ДЕЙСТВУЮЩЕГО СНиПа не подскажете? Если брать нормальный еще советский СНиП "Бетонные и железобетонные конструкции", то расчет в КЭ-программах не выдерживает никакой критики. Например, требования по трещинностойкости не соблюдаются, расчет допускает появление в арматуре напряжений, превышающих допускаемые.

Сообщение от Омская птица А судя по форуму тут мало кто в зуб ногой

Не могу не согласиться.

[Stanum]

DVKSPB, Вы обоснование своих утверждений, на всякий случай, привести не хотите?
А то как-то не конструктивно ваши замечания звучат.

[Омская птица]

Я не понимаю как можно задавая плиту с жесткостью бетона(без арматуры) верить в ту мазню что дает программа! Но все верят! Они ж на курсах для новичков видели. Более того в поддержке лиры меня тоже отговаривали считать в нелине, но правдо это было временным явлением(видать они уточнили что да как считать).

Еще видел одного уникала который делал так: считает многократно статически неопределимую металлическую раму, получает моменты и задает в свою программу в которой он исходя из усилий подбирает сечение гофрированной балки. И что дальше? И все выпускаем КМ!!! Мало того он же еще пришел на семинар лиры и хотел чтоб лировцы сделали подшивку! А в зале сидела толпень конструкторов и слова ему не сказали!!! Главные вопросы этих седоволосых конструкторов были о плохих КЭ(треугольники с углом меньше 15 градусов)!!! Один я переспросил этого "КТНа с сартификатом на свою программу" не думает ли он что моменты от жесткости зависят? И он глядя на меня как на дурака начал по новой свою песню про моменты)))
Offtop: понабирают по объявлению...

Кстати мой напарник знаком с конструтором башни федерации и о боги там посчитано в 1-ом приближении!!! пролеты огроменские, армировали диаметром 40 в 3х направлениях!!! Турки плакали.

Offtop: такая лайф

[CEBEP]

Offtop: согласен.опять в болтовню всё переходит. такое я в экспертизу не понесу:"знаете,все ваши эти СП-туфта на постненьком..."
DVKSPB, как вы поступаете?

[DVKSPB]

Сообщение от Stanum DVKSPB, Вы обоснование своих утверждений, на всякий случай, привести не хотите?

С удовольствием приведу.

Сообщение от Stanum А то как-то не конструктивно ваши замечания звучат.

Полностью согласен. Не конструктивно. Но с этим ничего поделать не могу - нет у меня конструктивных предложений по расчету ж.б. конструкций в КЭ-программах.

Для начала давайте посмотрим, насколько компьютерная модель соответствует работе реальной конструкции. Для простоты будем рассматривать линейный расчет и пока оставим за рамками наших рассуждений корректность моделирования железобетона как подчиняющегося линейному закону Гука материала, не будем говорить и о том, что в реальной конструкции нагружение элементов происходит в процессе строительства, а не после возведения всей конструкции (что нашло отражение в режиме "Монтаж" в СКАДе). Как известно, эпюры моментов в статически неопределимых системах зависят от соотношения изгибных жесткостей элементов. Можете в Арбате, например, методом тыка проанализировать влияние армирования балок на их изгибную жесткость. В КЭ-программах, например, в СКАДе изгибные жесткости назначаются без учета армирования. Таким образом, соотношение жесткостей элементов в модели не соответствует соотношению жесткостей конструкции, а следовательно и эпюры моментов, по которым производится армирование, тоже не соответствуют тем, которые будут в конструкции. Это сторонников машинного расчета нисколько не смущает. У них уже готовы легенды о перераспределении напряжений в ж.б. конструкциях. Действительно, в местах, где было заложено недостаточно арматуры, происходит образование пластических шарниров. Но какова физика образования пластического шарнира? Что происходит с конструкцией? А происходит следующее - арматура начинает работать в пластике за пределами допускаемых по нормам напряжениям, а бетон начинает растрескиваться. При этом ширину раскрытия трещин на стадии расчета оценить невозможно. Ну а коли ширина раскрытия трещин превышает допустимую, то в зоне трещин начинается корродирование арматуры, что когда-нибудь приведет к аварии.

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от CEBEP DVKSPB, как вы поступаете?

Я не берусь проектировать и/или рассчитывать конструкции, которые не могу посчитать.

Сообщение от DVKSPB Это сторонников машинного расчета нисколько не смущает.

Смущает, конечно же. А Вы, я так понимаю, сторонник не машинного счета многократно статически неопределимых конструкций?

----- добавлено через 50 сек. -----

Сообщение от DVKSPB Я не берусь проектировать и/или рассчитывать конструкции, которые не могу посчитать.

зато буков много...

[DVKSPB]

Сообщение от palexxvlad Сообщение от DVKSPB Это сторонников машинного расчета нисколько не смущает. Смущает, конечно же.

+100

Сообщение от palexxvlad А Вы, я так понимаю, сторонник не машинного счета многократно статически неопределимых конструкций?

Я не сторонник шаманства при расчетах многократно статически неопределимых конструкций.

Сообщение от DVKSPB Я не сторонник шаманства при расчетах многократно статически неопределимых конструкций.

О каком "шамастве" говорите? О том, что усилия для подбора арматуры берутся из упругого расчета, или о чем-то ином? Все что Вы написали - голословность. Ни одного подтвержденного расчетами аргумента, что так делать нельзя.

[DVKSPB]

Сообщение от palexxvlad О каком "шамастве" говорите? О том, что усилия для подбора арматуры берутся из упругого расчета, или о чем-то ином?

Я говорю о том, что усилия для подбора арматуры изначально определяются неправильно, это приводит расчетчиков в смущение, но не более того. Под заклинания о перераспределении усилий по таким расчетам делаются проекты.

----- добавлено через ~5 мин. -----

Сообщение от palexxvlad Все что Вы написали - голословность. Ни одного подтвержденного расчетами аргумента, что так делать нельзя.

Можно, конечно, закрывать глаза на приведенные мной аргументы, но это сути не меняет.

Сообщение от DVKSPB Я говорю о том, что усилия для подбора арматуры изначально определяются неправильно, это приводит расчетчиков в смущение, но не более того.

Так численные методы решения диффуров изначально "неправильные", потому как численные по своей природе. Хорошо, спрошу по-другому. Насколько "неправильно" определяются эти усилия, по-Вашему? 100 -200% или сколько, количественно?

Сообщение от DVKSPB Под заклинания о перераспределении усилий по таким расчетам делаются проекты.

СНиП предписывает определять усилия в первом приближении по "упругим" постоянным жесткостям. Какие заклинания? Очем Вы? Как иначе можно определить усилия не зная армирования элементов?

[Stanum]

DVKSPB, Вы знаете другие способы определения усилий?
Вот вы говорите, что влияние армирования на жесткость значительно. Я с вами согласен. Еще нельзя забыть что трещины влияют не меньше. А теперь рассмотрит нашу конструкцию, у нас нет неармированных элементов, также у нет и элементов без трещин (не будем рассматривать сферическую центральносжатую колонну в вакууме). В итоге эти элементы будут иметь жесткость зависящую от действующей нагрузки, армирования и сечения элемента. Но разница между этими жестокостями будет достаточной для влияния на распределение усилий в системе только для элементов испытывающих различные НДС, к примеру колонны и балки. И в первом приближения это достигается применением различных понижающих коэффициентов к жесткости для данных групп конструкции.

Сообщение от Stanum Вот вы говорите, что влияние армирования на жесткость значительно. Я с вами согласен. Еще нельзя забыть что трещины влияют не меньше.

Трещины, а не армирование, само по себе, влияют на жесткость. Если армировать(в пределах ограничений по проценту армирования) гипотетический нетрескающийся бетон, никакого ощутимого изменения жесткости сечения не будет.

[DVKSPB]

Сообщение от palexxvlad Так численные методы решения диффуров изначально "неправильные", потому как численные по своей природе.

Бред. При решении численными методами можно добиться приемлемой для инженерных расчетов точности.

Сообщение от palexxvlad Хорошо, спрошу по-другому. Насколько "неправильно" определяются эти усилия, по-Вашему? 100 -200% или сколько, количественно?

Не знаю. Не могу для общего случая дать оценку. На этот вопрос должен быть аргументированный ответ у того, кто выполняет такие расчеты. Надеюсь, Вы такую оценку дадите.

Сообщение от palexxvlad СНиП предписывает определять усилия в первом приближении по "упругим" постоянным жесткостям. Какие заклинания? Очем Вы?

Насколько я помню, не СНиП, а СП, не "предписывает", а "рекомендует". Ключевым здесь являются слова "в первом приближении", которые предполагают некий итеррационный процесс, при котором жесткость элементов последовательно изменяется в зависимости от их армирования и до тех пор, пока эпюры моментов не будут соответствовать заложенному в элементах армированию. Об этом и в СП говорится.

Сообщение от palexxvlad Как иначе можно определить усилия не зная армирования элементов?

Ну и я о том же. Невозможно правильно построить эпюры моментов не зная армирования.

Сообщение от Stanum DVKSPB, Вы знаете другие способы определения усилий?

Не знаю. Что это меняет?

Сообщение от Stanum Вот вы говорите, что влияние армирования на жесткость значительно. Я с вами согласен. Еще нельзя забыть что трещины влияют не меньше. А теперь рассмотрит нашу конструкцию, у нас нет неармированных элементов, также у нет и элементов без трещин (не будем рассматривать сферическую центральносжатую колонну в вакууме). В итоге эти элементы будут иметь жесткость зависящую от действующей нагрузки, армирования и сечения элемента. Но разница между этими жестокостями будет достаточной для влияния на распределение усилий в системе только для элементов испытывающих различные НДС, к примеру колонны и балки. И в первом приближения это достигается применением различных понижающих коэффициентов к жесткости для данных групп конструкции.

В ПЕРВОМ ПРИБЛИЖЕНИИ!!! В ПЕРВОМ ПРИБЛИЖЕНИИ я могу и без СКАДа на глазок нарисовать эпюры моментов с точностью 20-30%. Для этого достаточно знать основы строительной механики и понимать работу конструкции.

Сообщение от DVKSPB Бред. При решении численными методами можно добиться приемлемой для инженерных расчетов точности.

конечно можно. вопрос только в приемлемости точности. ну бред, так бред.

Сообщение от DVKSPB Не знаю. Не могу для общего случая дать оценку.

Не знаете, а глаголите, как прекрасно осведомленный в этом вопросе и кричите "неправильно!". Типа я знаю, что неправильно, но доказывать это должен кто-то другой. Браво! Это новый инженерный подход такой?

Сообщение от DVKSPB Насколько я помню, не СНиП, а СП, не "предписывает", а "рекомендует". Ключевым здесь являются слова "в первом приближении", которые предполагают некий итеррационный процесс, при котором жесткость элементов последовательно изменяется в зависимости от их армирования и до тех пор, пока эпюры моментов не будут соответствовать заложенному в элементах армированию. Об этом и в СП говорится.

Ну так и в чем проблема? Посчитали упруго - подобрали арматуру. Посчитали с арматурой нелинейно( по тому же СНиП/СП или по программе) - проверили деформации и раскрытие трещин. Если все в пределах нормы (а в 95% случаев все в пределах нормы после первой итерации) - конец. Что за заклинания о перераспределении?

Сообщение от DVKSPB Не знаю. Что это меняет?

Это ничего не меняет, это говорит о пустопорожнем разглагольствовании.

Сообщение от DVKSPB Ну и я о том же. Невозможно правильно построить эпюры моментов не зная армирования.

Остается повесится от неправильной безысходности

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от DVKSPB я могу и без СКАДа на глазок нарисовать эпюры моментов с точностью 20-30%. Для этого достаточно знать основы строительной механики и понимать работу конструкции.

Ну нарисуйте, к примеру, хотя бы изополе крутящих моментов в безбалочной плите с нерегулягным-круговым шагом колонн

[DVKSPB]

Сообщение от palexxvlad Цитата: Сообщение от DVKSPB Не знаю. Не могу для общего случая дать оценку. Не знаете, а глаголите, как прекрасно осведомленный в этом вопросе и кричите "неправильно!". Типа я знаю, что неправильно, но доказывать это должен кто-то другой. Браво! Это новый инженерный подход такой?

Если Вы применяете какой-либо расчетный метод, то Вы и должны привести его обоснование. У меня нет такого обоснования. Я такие конструкции не считаю.

Сообщение от palexxvlad Ну так и в чем проблема? Посчитали упруго - подобрали арматуру. Посчитали с арматурой нелинейно( по тому же СНиП/СП или по программе) - проверили деформации и раскрытие трещин.

Проблем здесь достаточно. Первая проблема в том, что с учетом армирования никто перерасчет не делает. И уж тем более, за редчайшим исключением для уникальных объектов, нелинейно никто не считает. Ну и как учесть армирование элементов при определении их жесткостей в том же СКАДе мне не понятно.

Сообщение от palexxvlad Если все в пределах нормы (а в 95% случаев все в пределах нормы после первой итерации) - конец.

Откуда информация о 95% после первой итерации? Учитывая, что вторую итерацию практически никто не делает, Вы сами же подтверждаете, что расчеты по крайней мере в 5% случаев делаются неправильно.

----- добавлено через ~9 мин. -----

Сообщение от palexxvlad Если армировать(в пределах ограничений по проценту армирования) гипотетический нетрескающийся бетон, никакого ощутимого изменения жесткости сечения не будет.

В Арбате проверяли?

Сообщение от DVKSPB У меня нет такого обоснования. Я такие конструкции не считаю.

Да. И точно знаете, что такие конструкции все считают неправильно.

Сообщение от DVKSPB Первая проблема в том, что с учетом армирования никто перерасчет не делает.

Я делаю. Да, не всегда. И знаю множество инженеров, которые также это делают. Причем каждый по своему. Проблема может быть только во времени, отведенном на проект.

Сообщение от DVKSPB И уж тем более, за редчайшим исключением для уникальных объектов, нелинейно никто не считает.

это не "тем более". учет в расчете совместной работы бетона и арматуры и есть "нелинейно считать" железобетон. И это не проблема, по крайней мере при наличии хотя бы НДМ.

Сообщение от DVKSPB Ну и как учесть армирование элементов при определении их жесткостей в том же СКАДе мне не понятно.

а что на СКАДе свет клином сошелся? акромя скада ничего нет в природе?

Сообщение от DVKSPB Откуда информация о 95% после первой итерации?

из опыта нелинейных пересчетов «линейно» подобранной арматуры

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от DVKSPB В Арбате проверяли?

со скадом и его производными давным давно не работаю. и Вам не советую.

[Бахил]

Offtop: Сколько уже копий сломано по нелину ж/б...
Обычно расчёт на первой стадии и заканчивается. Однако существует большой соблазн посчитать по нелину. А нужно ли?
Например, расчёт в нелине для металла - плёвое дело. Главное знать какую теорию пластичности применить, теорию упрочнения, гипотезу разрушения и т.д. Различные сочетания всех компонент дадут различные результаты. Но в металле хоть можно применить какие-никакие теориии. В ж/б нет даже приближённой единой теории. Есть отдельные методики определения несущей способности нормальных и наклонных сечений, раскрытия трещин и т.д. Объединить все эти методики в теорию с тем, чтобы адекватно определить жёсткости пока не удаётся. Да и в "упругой" стадии не всё гладко. Применить к бетону теорию упругости, в отличии от металла, невозможно.
Резюме. Все расчёты ж/б весьма условны. Поэтому нет смысла считать в нелине, т.к. не ясно будет ли это уточнением расчёта или наоборот.

[CEBEP]

Сообщение от DVKSPB Первая проблема в том, что с учетом армирования никто перерасчет не делает.

от чего ж.. делают еще как.

Сообщение от DVKSPB Ну и как учесть армирование элементов при определении их жесткостей в том же СКАДе мне не понятно.

мне уже в принципе понятно. есть дядя,который считаете что ему это понятно. я сегодня получил похожие результаты вроде.ну и общее представление.

а скад-потому что в шапке мною упоминался именно скад.

----- добавлено через ~1 мин. -----

Сообщение от palexxvlad Я делаю. Да, не всегда.

palexxvlad, поделитесь,как? и в чем вы считаете?

Сообщение от CEBEP palexxvlad, поделитесь,как? и в чем вы считаете?

по разному. смотря что и для чего. В основном считаю с помощью сниповской НДМ и Лиры/Робота. В Лире есть возможность нелинейно считать железобетон, задавая диаграммы деформирования арматуры и бетона, а также используя т.н. инженерную нелинейность, суть которой - автоматический итерационный пересчет жесткостей элементов (со всеми вытекающими) в зависимости от подобранной арматуры на каждой итерации. В Роботе тоже есть что-то наподобие "инженерной" нелинейности.

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от Бахил Резюме. Все расчёты ж/б весьма условны. Поэтому нет смысла считать в нелине, т.к. не ясно будет ли это уточнением расчёта или наоборот.

Плохое резюме. Смысл считать нелинейно есть всегда, это всегда уточнение. И все расчеты условны.

[Бахил]

Сообщение от palexxvlad Смысл считать нелинейно есть всегда, это всегда уточнение

Да ради бога, считай. Offtop: Блажен кто верует.

[SergeyKonstr]

Чё спорим-то, мужичьё...

Сообщение от palexxvlad Смысл считать нелинейно есть всегда, это всегда уточнение.

Уточнение чего...нагрузок...при многоэтажном строительстве...той фазы когда чего будет нагружено в тот или иной период времени..конструктор будет решать и контролировать ...бред...а потом жильцы будут всё сносить и по своему устраивать свой быт?

Какая нилинейность...запаха её нет.

Сообщение от Бахил Блажен кто верует.

Offtop: Я стобой во многом не согласен...но в этом вопросе...согласен...

[DVKSPB]

Сообщение от Бахил Цитата: Сообщение от palexxvlad Смысл считать нелинейно есть всегда, это всегда уточнение Да ради бога, считай. Offtop: Блажен кто верует.

+100

----- добавлено через 37 сек. -----

Сообщение от SergeyKonstr Цитата: Сообщение от palexxvlad Смысл считать нелинейно есть всегда, это всегда уточнение. Уточнение чего...нагрузок...при многоэтажном строительстве...той фазы когда чего будет нагружено в тот или иной период времени..конструктор будет решать и контролировать ...бред...а потом жильцы будут всё сносить и по своему устраивать свой быт? Какая нилинейность...запаха её нет. Цитата: Сообщение от Бахил Блажен кто верует. Offtop: Я стобой во многом не согласен...но в этом вопросе...согласен...

+100

----- добавлено через ~5 мин. -----

Сообщение от CEBEP Цитата: Сообщение от DVKSPB Ну и как учесть армирование элементов при определении их жесткостей в том же СКАДе мне не понятно. мне уже в принципе понятно. есть дядя,который считаете что ему это понятно. я сегодня получил похожие результаты вроде.ну и общее представление.

Так расскажите нам! Давайте обсудим, насколько предлагаемое "дядей" обосновано и разумно!

[CEBEP]

DVKSPB, http://scadsoft.com/download/2012Hodykin.ppt
я пытался без НДМ определить коэфф снижения модуля упр. бетона в скад через жесткости сечения с подобранным армированием. у меня получился 0,44-0,55 в зависимости от толщины,класса бетона и пр.
пока до конца не домыслил.

Сообщение от SergeyKonstr Уточнение чего...нагрузок...при многоэтажном строительстве...той фазы когда чего будет нагружено в тот или иной период времени..конструктор будет решать и контролировать ...бред...а потом жильцы будут всё сносить и по своему устраивать свой быт?

Уточнение распределения внутренних усилий и деформаций в железобетонных конструкциях в статически неопределимых системах при нормированных нагрузках.

Сообщение от SergeyKonstr Какая нилинейность...запаха её нет.

Offtop: Странно. Вроде бы у Вас не слабое обоняние... Или Вы тоже СНиПы на гвоздик вешаете?

Сообщение от CEBEP я пытался без НДМ определить коэфф снижения модуля упр. бетона в скад через жесткости сечения с подобранным армированием.

Очень интересно. Каким образом Вы это делаете средствами СКАДа без НДМ?

[CEBEP]

средствами экселя))
и не надо думать,что я думаю,будто бы что-то получил. пытаюсь что-то понять только,не более

[Бахил]

Offtop: palexxvlad, не СНиПЫ, а недоделанные СП и прочую беллетристику...

Offtop: Бахил, ну так сделай сам что-то доделанное, раз такой грамотный

[Бахил]

Кстати. Попробовал построить диаграмму для сжатого бетона по приложению Г. Восходящая ветвь нормально, а нисходящая не похожа. Кто-нибудь пытался строить? Может быть в СП63 опечатка?

[DVKSPB]

Сообщение от CEBEP и не надо думать,что я думаю,будто бы что-то получил. пытаюсь что-то понять только,не более

Раз Вы пытаетесь что-то понять, то наверняка в чем-то разобрались и получили какой-то результат. Теперь этот результат нужно осмыслить и понять, что же с ним делать. Допустим, по какой-то методике Вы научились определять коэффициент снижения модуля упругости бетона с учетом трещинообразования и армирования. Как это можно использовать на практике? Для каждого ж.б. элемента конструкции в экселе будете его высчитывать и вручную для каждого элемента менять Е в СКАДе? И так несколько итераций?

[CEBEP]

Бахил, swell пробовал. смотри на wiki/
DVKSPB, фактичечки так. или экстраполировать по эпюре. додумаю если ,то расскажу.а нет-нет)))

[Scoody]

Сообщение от Бахил Кстати. Попробовал построить диаграмму для сжатого бетона по приложению Г. Восходящая ветвь нормально, а нисходящая не похожа. Кто-нибудь пытался строить? Может быть в СП63 опечатка?

[DVKSPB]

Сообщение от CEBEP DVKSPB, фактичечки так.

Offtop: Ну и наупражняетесь же Вы с моделью, состоящей из нескольких тысяч элементов. Особенно весело будет вручную задавать жесткости пластин.

[VVN59]

Да.
Нам рекомендуют применять некие понижающие коэф. (0,3 и 0,6) при расчёту конструкций в SCADах и пр.
Но Я просто не понимаю - зачем это нужно (?).
Экспериментировал. Разница между значениями усилий в элементах при применении этих коэф. и без них - около 5% .

При расчёте армирования придерживаюсь своим правилам:
- определяю усилия/напряжения в элементах без учёта 0,3 и 0,6 на Е
- по этим усилиям задаю условия расчёта по трещинообразованию (max), потом - по прочности
- получаю результаты
- армирую конструкцию в соответствии с результатами расчета по данному алгоритму


- сплю спокойно
В чём Я не прав?

[Бахил]

Scoody, спасибо, разобрался. Осталось посчитать касательную жёсткость.

Сообщение от VVN59 В чём Я не прав?

Да все нормальные проектировщики, не отягощённые разного рода фобиями, так и делают.
Если учесть, что нормативная методика конструктивного расчёта основана на упругих деформациях.

[DVKSPB]

Сообщение от VVN59 Нам рекомендуют применять некие понижающие коэф. (0,3 и 0,6) при расчёту конструкций в SCADах и пр. Но Я просто не понимаю - зачем это нужно (?).

Это рекомендации для расчета в первом приближении. Затем согласно СП необходимо пересчитывать с учетом новых жесткостей элементов, учитывающих их армирование.

Сообщение от VVN59 В чём Я не прав?

В том, что при определении жесткостей элементов игнорируете их армирование.

Сообщение от VVN59 - сплю спокойно

Без комментариев.

[CEBEP]

VVN59, а прогиб плит вы получаете в пределах 1-3мм на фкладке деформации? и спите спокойно?

[VVN59]

Да.
Производя расчёт с учётом 0,3 - 0,6 Я получаю от SCADа
1. Максимально возможные усилия в элементах схемы (из предположения отсутствия ар-ры)
2. Заведомо уменьшенные (примерно в 3-5 раза) данные о прогибах плит и смещений интересующих Меня узлов. (от этих данных можно абстрагироваться).

Далее
- по этим усилиям (максимальным) - произвожу расчёт отдельных эл-тов конструкций (колонн, балок, плит) по первому и второму предсосту и получаю требуемое армирование.
- после анализа полученных результатов (на основе личного опыта) - или отдаю в работу (чертить), или вношу некие изменения (и отдаю в работу).

Если Мы не занимаемся "защитой диссертаций", если Мы не крохоборы и у Нас просто нет времени, чтобы выдать правильные чертежи (и в срок) - это правильный путь.

В чём Я не прав?

[CEBEP]

VVN59, ну чуть раньше вы писали что не используете понижение. потому и вопрос был

[VVN59]

Я просто описал последовательность действий с учётом общепринятых алгоритмов.
Да.
0,3-0,6 - никогда не использовал - всегда понижал полученные результаты на 10%.
Потом - по схеме.

[DVKSPB]

Сообщение от VVN59 Производя расчёт с учётом 0,3 - 0,6 Я получаю от SCADа 1. Максимально возможные усилия в элементах схемы (из предположения отсутствия ар-ры) 2. Заведомо уменьшенные (примерно в 3-5 раза) данные о прогибах плит и смещений интересующих Меня узлов. (от этих данных можно абстрагироваться).

Производя расчёт с учётом 0,3 - 0,6 Вы получаете от SCADа
1. Заведомо неправильные усилия в элементах схемы (по причине заведомо не соответствующему реальной конструкции соотношению жесткостей элементов). В каких-то местах усилия будут выше, в каких-то ниже. Где-то Вы по этим усилиям недоармиуете, а где-то, наоборот, поставите лишнюю арматуру.
2. Заведомо неправильные данные о прогибах плит и других деформациях конструкции.

Сообщение от VVN59 если Мы не крохоборы и у Нас просто нет времени, чтобы выдать правильные чертежи (и в срок) - это правильный путь. В чём Я не прав?

Если Вы не ставите перед собой цель "выдать правильные чертежи", то Ваш подход к проектированию вполне оправдан. Лично я и, надеюсь, автор темы, никогда преднамеренно не делаю заведомо-неправильные проекты, поэтому предлагаемый Вами подход для меня неприемлем.

[Stanum]

DVKSPB, а на чем основана ваша уверенность что результаты армирования неправильны?
Если неправильны то на сколько. Вам же сказали, что проверяли и с понижением и без него результаты не разняться сильно.
Перераспределении по жестокостям начинает влиять при весомой разницы между жестокостями элементов. А я уже писал что это возможно только для элементов с абсолютно разным НДС. Поэтому и делят на НДС сжатых и изгибаемых. Приведите реальное численное доказательство разницы результатов (усилий в элементах), с полноценным учетом существующего армирования, а то какие-то споры на уровне кажется, видится, чудится, а всем почему-то неверится.

[DVKSPB]

Stanum, моя уверенность, как я уже писал выше, основана на здравом смысле и требовании СП52-103-2007.

Сообщение от Stanum Вам же сказали, что проверяли и с понижением и без него результаты не разняться сильно.

Во-первых, я не верю никому на слово. "Вам сказали" для меня не аргумент.
Во-вторых, насколько я понял, суть приведенного примера фактически заключается в том, что жесткость балок была занижена в два раза. Результат для одного примера - разница в 5%. Где гарантия, что для какой-то другой конструкции разница результатов не будет существенно больше? Согласно СНиП 52-101-2003 для армированных элементов с трещинами моменты инерции пропорциональны моментам инерции арматуры относительно центральной оси элемента. Вполне логично предположить, что для общего случая изменения соотношения жесткостей, вычисленных с учетом армирования и вычисленных для чисто бетонных элементов будет существенно выше. Таким образом, приведенный моим оппонентом аргумент не может служить основанием для того, чтобы гарантировать незначительное отличие результатов расчета для чисто бетонных сечений элементов и армированных элементов.
В-третьих, применяющие какую-либо методику расчета должны уметь ее обосновывать. И меня очень сильно смущает, что несмотря на то, что расчеты ж.б. конструкций методами СКАДа с применением жесткостей как для бетонных сечений, нашло широкое распространение, такое обоснование я найти не могу. Нигде. Даже в скадовской документации. Более того, скадовское лицензионное соглашение снимает с разработчиков всякую ответственность за примененные методики расчета.

[Бахил]

Одно словоблудие.
Кто-нибудь может представить простенький расчёт по пунктам СП (хоть 52, хоть 63) с учётом армирования и со всеми извращёнными диаграммами.
Тогда и можно рассуждать - надо корячиться с нелинейностью или не надо.
То что где-то "недоармированно" - блеф. Пока что ни одно здание, запроетированное по усилиям упругого расчёта, не развалилось. Рушатся как раз те в которых пытались учесть нелинейность.

[Омская птица]

я уже кидал ссылку в посте 35.
Вот еще раз http://forum.dwg.ru/showthread.php?p...52#post1276252
Посмотрите всю тему.

Итог этой темы в том что величина трещин большая т.к. не учитывается вид арматуры, шаг стержней. Но вряд ли скад учитывает это.
Можно сказать что прогресс МКЭ программ стал на этом пункте.
Мое мнение что нелин более точен чем расчет по 1-ому приближению.

[DVKSPB]

Сообщение от Бахил То что где-то "недоармированно" - блеф. Пока что ни одно здание, запроетированное по усилиям упругого расчёта, не развалилось.

Разве я призывал к нелинейному расчету? Я везде говорил и повторю в очередной раз здесь, что в нелинейность с ее "чудесами" лезть без крайней на то необходимости да еще не имея соответствующей математической подготовки не следует. Моя позиция заключается в том, что расчет должен вестись только в линейной постановке, но жесткости элементов должны быть установлены не произвольно, а так, чтобы они более-менее соответствовали жесткостям реальной конструкции т.е. с учетом армирования элементов. Это, собственно, и прописано в СП52-101-2003. СКАД такой возможности не предоставляет.
Теперь давайте разберемся, почему "ни одно здание, запроетированное по усилиям упругого расчёта, не развалилось"? Начнем с того, что нагрузки всегда задаются с запасом. Тех нагрузок, которые закладываются в расчет, в жизни реально не бывает. В местах, где допущено недоармирование, арматура течет, происходит неучитываемое раскрытие трещин, образуется пластический шарнир и изгибающий момент уменьшается по сравнению с расчетным. Согласно нормам расчетное сопротивление арматуры составляет примерно 2/3 от ее реальной несущей способности т.к. нормы не допускают пластическую работу арматуры. В итоге здание, расчитанное по СКАД, не рушится, но по факту оказывается запроектированным с рядом нарушений норм. Особенно меня беспокоит раскрытие трещин, поскольку в этих местах арматура будет корродировать. Не получим ли мы по этой причине через 20...30...50 лет череду аварий?

[Val-Nik]

Ответ для Arikaikai на логическое заключение:" А разве может железобетонная конструкция прогнуться сверхнормативно и при этом не растрескаться к чертям? И если не может - можно ли считать, что обеспеченность трещинностойкости является достаточным условием обеспечения прогиба?"
Да можно, проверено и подтверждено расчетами на практике проектирования гаражей с эксплуатированной кровлей, перекрытий монолитных ж/б домов.
При этом в СП требуется расчет на трещиностойкость , а о прогибе говорится только косвенно.

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.
Результат:
- "упругий" расчет с начальным модулем упругости: макс. прогиб 1,63мм, момент на опоре 10,8тм, момент в пролете 8,64тм, арматура опорная 5,94см2, пролетная 4,68см2
- "нелинейный" расчет с автоматическим пересчетом жесткостей: макс. прогиб 3,69мм, момент на опоре 10,568тм, момент в пролете 8,73тм, арматура опорная 5,76см2, пролетная 4,68см2

14:08 Контроль исходных данных основной схемы
Количество узлов = 31 (из них количество неудаленных = 31)
Количество элементов = 33 (из них количество неудаленных = 30)
ОСНОВНАЯ СХЕМА
14:08 Оптимизация порядка неизвестных
Количество неизвестных = 173
ПЕРЕСЧЕТ ЖЕСТКОСТНЫХ ХАРАКТЕРИСТИК ЭЛЕМЕНТОВ С УЧЕТОМ УСИЛИЙ В ОПРЕДЕЛЯЮЩЕЙ КОМБИНАЦИИ ЗАГРУЖЕНИЙ
14:08 ИТЕРАЦИЯ №1
14:08 Формирование матрицы жесткости
14:08 Формирование векторов нагрузок
14:08 Разложение матрицы жесткости
14:08 Вычисление неизвестных
14:08 Контроль решения
14:08 Подбор арматуры и пересчет жесткостей
14:08 ИТЕРАЦИЯ №2
14:08 Формирование матрицы жесткости
14:08 Формирование векторов нагрузок
14:08 Разложение матрицы жесткости
14:08 Вычисление неизвестных
14:08 Контроль решения
14:08 Подбор арматуры и пересчет жесткостей
14:08 ИТЕРАЦИЯ №3
14:08 Формирование матрицы жесткости
14:08 Формирование векторов нагрузок
14:08 Разложение матрицы жесткости
14:08 Вычисление неизвестных
14:08 Контроль решения
14:08 Подбор арматуры и пересчет жесткостей
РАСЧЕТ НА СТАТИЧЕСКИЕ ЗАГРУЖЕНИЯ
14:08 Формирование матрицы жесткости
14:08 Формирование векторов нагрузок
14:08 Разложение матрицы жесткости
14:08 Вычисление неизвестных
14:08 Контроль решения
Формирование результатов
14:08 Формирование топологии
14:08 Формирование перемещений
14:08 Вычисление и формирование усилий в элементах
14:08 Вычисление и формирование реакций в элементах
14:08 Вычисление и формирование эпюр усилий в стержнях
14:08 Вычисление и формирование эпюр прогибов в стержнях
Суммарные узловые нагрузки на основную схему:
Загружение 1 PX=0 PY=0 PZ=54 PUX=0 PUY=-4.16334e-016 PUZ=0
Расчет успешно завершен
Затраченное время = 0 мин

[Омская птица]

Ну а теперь нелинейный расчет доделай! Увидишь шарниры, а в лире 2014 еще и "занормативные" трещины.

Сообщение от Омская птица Ну а теперь нелинейный расчет доделай!

Если тебе нужно, бери и доделывай да смотри на шарниры.

[лис]

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. Результат: - "упругий" расчет с начальным модулем упругости: макс. прогиб 1,63мм, момент на опоре 10,8тм, момент в пролете 8,64тм, арматура опорная 5,94см2, пролетная 4,68см2 - "нелинейный" расчет с автоматическим пересчетом жесткостей: макс. прогиб 3,69мм, момент на опоре 10,568тм, момент в пролете 8,73тм, арматура опорная 5,76см2, пролетная 4,68см2 14:08 Контроль исходных данных основной схемы Количество узлов = 31 (из них количество неудаленных = 31) Количество элементов = 33 (из них количество неудаленных = 30) ОСНОВНАЯ СХЕМА 14:08 Оптимизация порядка неизвестных Количество неизвестных = 173 ПЕРЕСЧЕТ ЖЕСТКОСТНЫХ ХАРАКТЕРИСТИК ЭЛЕМЕНТОВ С УЧЕТОМ УСИЛИЙ В ОПРЕДЕЛЯЮЩЕЙ КОМБИНАЦИИ ЗАГРУЖЕНИЙ 14:08 ИТЕРАЦИЯ №1 14:08 Формирование матрицы жесткости 14:08 Формирование векторов нагрузок 14:08 Разложение матрицы жесткости 14:08 Вычисление неизвестных 14:08 Контроль решения 14:08 Подбор арматуры и пересчет жесткостей 14:08 ИТЕРАЦИЯ №2 14:08 Формирование матрицы жесткости 14:08 Формирование векторов нагрузок 14:08 Разложение матрицы жесткости 14:08 Вычисление неизвестных 14:08 Контроль решения 14:08 Подбор арматуры и пересчет жесткостей 14:08 ИТЕРАЦИЯ №3 14:08 Формирование матрицы жесткости 14:08 Формирование векторов нагрузок 14:08 Разложение матрицы жесткости 14:08 Вычисление неизвестных 14:08 Контроль решения 14:08 Подбор арматуры и пересчет жесткостей РАСЧЕТ НА СТАТИЧЕСКИЕ ЗАГРУЖЕНИЯ 14:08 Формирование матрицы жесткости 14:08 Формирование векторов нагрузок 14:08 Разложение матрицы жесткости 14:08 Вычисление неизвестных 14:08 Контроль решения Формирование результатов 14:08 Формирование топологии 14:08 Формирование перемещений 14:08 Вычисление и формирование усилий в элементах 14:08 Вычисление и формирование реакций в элементах 14:08 Вычисление и формирование эпюр усилий в стержнях 14:08 Вычисление и формирование эпюр прогибов в стержнях Суммарные узловые нагрузки на основную схему: Загружение 1 PX=0 PY=0 PZ=54 PUX=0 PUY=-4.16334e-016 PUZ=0 Расчет успешно завершен Затраченное время = 0 мин

Странно, что разница совсем не большая. Ожидал большего.

[Stanum]

Омская птица, а не расскажите, как при неизменных усилиях, могут появиться занормативные трещины?
Или если вам программа что-то напишет, Вы не анализируете результат, а просто его принижаете за истину в первой инстанции?

[Омская птица]

Сообщение от Stanum неизменных усилиях

В линейных задачах прочности элемента нет предела, а в нелинейных есть. Вот и думайте если готовый расчет вам не показатель

[Stanum]

Омская птица, Вы издеваетесь?
Вы заармировали конструкцию на усилия из линейного расчета, при этом ваше армирование удовлетворяет требованиям по трещиностойкости.
Вы проводите нелинейный расчет на меньшие нагрузки (нормативные), конструкция не достигает пс. Перераспределения усилий не происходит, так как пластических шарнир не может возникнуть. Если же он возникает, то что-то посчитано не верно. И да готовый расчет не показатель, если он противоречит положениям заложенным в основу этого расчета.

[Омская птица]

http://forum.dwg.ru/showthread.php?p...52#post1276252 вот идите читайте эту тему.
Если попрактиковаться хотите то заармируйте, по усилиям полученных из линейного расчета, шарнирно опертую плиту 200 мм пролетом 6 метров и нагруженной нагрузкой 10 т/м2

Железобетон по закону гука не считают!

[frostyfrost]

Сообщение от Омская птица http://forum.dwg.ru/showthread.php?p...52#post1276252 вот идите читайте эту тему. Если попрактиковаться хотите то заармируйте, по усилиям полученных из линейного расчета, шарнирно опертую плиту 200 мм пролетом 6 метров и нагруженной нагрузкой 10 т/м2 Железобетон по закону гука не считают!

Давайте отделять мух от котлет. Сейчас в Лире не учитывается ни диаметр, ни шаг армирования, а от этих параметров зависит расчетный шаг между трещинами и соответственно сами трещины. Нормативные документы и многие параметры для них основаны на опытных данных. Опытные данные теперь имеют меньше значения нежели закрытые от пользователя алгоритмы программы? Для начала нужно иметь алгоритм расчета перед глазами, причем верифицированный, прежде чем доверять результатам расчета.

[Омская птица]

А где они открыты?
Лира не верифицированна?

[frostyfrost]

А где она верифицирована? Может сейчас на выездном заседании РААСН в Иркутске что-то представили, но когда я видел последнее выступление лировцев в РААСН в Москве, то там финализацией этого не пахло, было много вопросов. Плюс верификация достаточно поверхностная тогда была. При правильном подходе все алгоритмы должны быть описаны в хэлпе или верификационном отчете, чтобы при желании их можно было проверить.

Сообщение от Омская птица А где они открыты?

Ну например здесь

Сообщение от frostyfrost А где она верифицирована?

Правильнее спросить "как она верифицирована?"

[realdoc]

Сообщение от frostyfrost Сейчас в Лире не учитывается ни диаметр, ни шаг армирования, а от этих параметров зависит расчетный шаг между трещинами и соответственно сами трещины

Дело даже не в этом - эти параметры нужны и для расчета трещин в линейной постановке.
Мне непонятен сам подход определения ширины раскрытия трещин в нелинейной постановке - так как формул расчета ширины раскрытия трещин при текучести арматуры, я по крайней мере не знаю. Конечно можно весьма самонадеянно предполагать, что если в формулу для трещин вместо (сигма/Е) подставлять удлинение, то можно что-то получить, только думаю не все так просто - для себя я мог бы так делать, но в масштабах программы общего пользования... Хм..
Если же речь идет о том, что ширина раскрытия определяется только на участках где арматуры работает упруго, то ценность такого нелинейного расчета на трещины невелика.

Сообщение от realdoc Конечно можно весьма самонадеянно предполагать, что если в формулу для трещин вместо (сигма/Е) подставлять удлинение, то можно что-то получить, только думаю не все так просто - для себя я мог бы так делать, но в масштабах программы общего пользования... Хм

К сожалению именно так и преподносится результат в масштабах программы общего пользования. Там еще выбор диаграммы(в Лире есть диаграммы с учетом сцепления арматуры с бетоном и без учета) сильно влияет на расчет трещин.

----- добавлено через ~7 мин. -----
Естественно, никто расчет по раскытию трещин по этим диаграммам не верифицировал.

[realdoc]

Сообщение от palexxvlad Там еще выбор диаграммы(в Лире есть диаграммы с учетом сцепления арматуры с бетоном и без учета) сильно влияет на расчет трещин.

тоже весьма сомнительно - коэффициенты в СП определены именно опытным путем понимая что сцепление теряется, но чтобы эту потерю сцепления отбрасывать. Т.е. это учитывается коэффициентами фи1, фи2, фи3, псиS, в основном фи2 и частично псиS. Если вместо этих коэффициентов предлагается какой-то иной способ определения ширины раскрытия трещин, то это мягко говоря сомнительно. Если же дополнительно к этим коэффициентам, то это неправильно - подставлять коэффициенты из одной методики в другую - получается двойной учет одних и тех же эффектов.
В общем лира в своем репертуаре - главное побольше возможностей, желательно с громкими словами которые мало кто поймет, как работают эти возможности уже неважно. Ничего не изменилось видимо - теже шары что 10 лет назад, только в профиль.

Сообщение от palexxvlad Правильнее спросить "как она верифицирована?"

надо на жб балках испытанных верифицировать, все остальное от лукавого.

Сообщение от palexxvlad Ну например здесь

У лиры тоже что-то подобное в описании есть - основано на монографии Н.И. Карпенко "Теория деформирования железобетона с трещинами".
По крайней мере 10 лет назад один адепт лиры мне показывал сей манускрипт.

Сообщение от realdoc У лиры тоже что-то подобное в описании есть - основано на монографии Н.И. Карпенко "Теория деформирования железобетона с трещинами".

Ни разу не встречал "сей манускрипт" в описаниях лиры.

Сообщение от realdoc тоже весьма сомнительно...

конечно сомнительно, потому и не верифицировано

Сообщение от realdoc надо на жб балках испытанных верифицировать, все остальное от лукавого.

ну это Вы вообще небылицы говорите. хотя бы сделали верификацию всех нелинейные возможности лиры относительно нормативных методик , и то дело было бы.

[Бахил]

Сообщение от palexxvlad Ну например здесь

Offtop: Жаль на гвоздик не вешается...

[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.

[Омская птица]

в МКЭ программах жесткость и нагрузка влияют на перемещение а перемещение влияет на момент.

Offtop: Наверное нужно сравнить момент в плите от ручного.

[Бахил]

Сообщение от Омская птица Моменты в МКЭ программах считаются из перемещений!!!

Блеск! (А в других программах по другому?)Offtop: Не могу удержаться
Rx = P - линейная задача
R(x)x = Р - нелинейная задача
Вот и вся разница. Весь вопрос в том как формируется матрица R и как решается (каким методом) второе уравнение.
Формирование R(x) для бетона - шаманство чистейшей воды.

[Омская птица]

Сообщение от Бахил Блеск! (А в других программах по другому?)

Да принципа МКЭ некоторые люди не понимают.
Сравнивали микрофе с его мудреными умными КЭ. Так вот линейные задачи отличались(в микрофе больше было армирование. В лире 14 диам, шаг 200 в плите в микрофе 16 200) а нелинейная задача совпала при одинаковых исходных данных.

Так что либо все программы в нелиинейке тупят либо вы правы

[realdoc]

Сообщение от 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.

Вовсе нет:
1. МКЭ существует и в виде метода сил и в виде метода перемещений.
2. Смысл МКЭ это найти решение связывающее перемещения, усилия и жесткости и удовлетворяющее граничным условиям. С какой стороны вы подойдете - от усилий к перемещениям или от перемещений к усилиям неважно.

Сообщение от Омская птица о вашей теории купол трансвааль парка должен стоять

С чего вдруг? Именно нелинейный расчет (один из которых, кстати выполненный лировцами) показал, что итерации расходятся примерно на 70% от нормативной нагрузки.

[Бахил]

Омская птица, МКЭ используется только для формирования R. Для стержней МКЭ = методу деформаций. Для плит результат зависит от того какое напряжённое состояние учитывается и какая функция формы принимается.

[realdoc]

Сообщение от Омская птица Сравнивали микрофе с его мудреными умными КЭ. Так вот линейные задачи отличались(в микрофе больше было армирование. В лире 14 диам, шаг 200 в плите в микрофе 16 200)

ерунда какая-то. МКЭ это получение усилий, подбор армирования ведется по нормам, причем тут МКЭ

Сообщение от Омская птица Да принципа МКЭ некоторые люди не понимают.

Это точно. Offtop: У кого что болит, тот о том и говорит

Сообщение от Бахил Формирование R(x) для бетона - шаманство чистейшей воды.

Почему это шаманство? Стало быть для стали не шаманство.

Сообщение от realdoc ерунда какая-то.

Offtop: человек пытается разобраться, естественно, при этом "лепит горбатого"

[swell{d}]

Сообщение от Омская птица в МКЭ программах жесткость и нагрузка влияют на перемещение а перемещение влияет на момент.

посчитайте классическую простую балку, у которой одна опора - неподвижный шарнир, а вторая - катковая опора. приложите такую нагрузку, чтобы прогиб был существенным, и посмотрите на горизонтальное смещение катковой опоры при таком прогибе.

[Бахил]

Сообщение от palexxvlad Стало быть для стали не шаманство.

Да, для стали всё чётко (ну с некоторыми приближениями). К сожалению СП не позволяет стали работать за пределом упругости.
Что касается устойчивости, то это отдельная песня.
К сожалению не существует единой теории бетона, описывающей единообразно его поведение от начала нагружения до разрушения.

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от swell{d} посчитайте классическую простую балку, у которой одна опора - неподвижный шарнир, а вторая - катковая опора. приложите такую нагрузку, чтобы прогиб был существенным, и посмотрите на горизонтальное смещение катковой опоры при таком прогибе.

Если получилось смещение, то программа считает нелинейно. А какая программа?

Сообщение от Бахил Да, для стали всё чётко (ну с некоторыми приближениями).

Так и для ЖБ с некоторыми приближениями и все четко.

Сообщение от Бахил К сожалению СП не позволяет стали работать за пределом упругости.

Вранье. Еще как позволяет.

Сообщение от Бахил К сожалению не существует единой теории бетона, описывающей единообразно его поведение от начала нагружения до разрушения.

А нам полное разрушение не актуально. Придерживаться нужно СНиПовских/СПшных моделей ЖБ. Это по крайней мере "законно".

[Бахил]

Сообщение от palexxvlad Придерживаться нужно СНиПовских/СПшных моделей ЖБ.

Да кто ж спорит? Только все эти "модели" созданы исходя из предпосылки о получении усилий из упругого расчёта.

[realdoc]

Сообщение от Бахил К сожалению СП не позволяет стали работать за пределом упругости.

Неужели убрали коэффициенты учитывающие пластические деформации, которые были в СНиП?

Сообщение от Бахил Что касается устойчивости, то это отдельная песня.

обычный геометрически нелинейный расчет.

Сообщение от Бахил К сожалению не существует единой теории бетона, описывающей единообразно его поведение от начала нагружения до разрушения.

Н.И. Карпенко "Общие модели механики железобетона" чем конкретно не угодили?

Сообщение от Бахил Да кто ж спорит? Только все эти "модели" созданы исходя из предпосылки о получении усилий из упругого расчёта.

Можешь ссылку дать на предписание СП/СНиП считать сечения только на усилия, полученные из первой итерации приближенного "упругого" расчета?

[Бахил]

Сообщение от palexxvlad Можешь ссылку дать на предписание СП/СНиП считать сечения только на усилия, полученные из первой итерации приближенного "упругого" расчета?

Не могу - они у меня на гвоздике, сам знаешь где. И страницы со ссылками я уже "прочитал"

[realdoc]

Сообщение от palexxvlad Можешь ссылку дать на предписание СП/СНиП считать сечения только на усилия, полученные из первой итерации приближенного "упругого" расчета?

Я всегда этим пунктом пользовался, когда выступаю "адвокатом дьявола":

1.15. Усилия в статически неопределимых железобетонных конструкциях от нагрузок и вынужденных перемещений (вследствие изменения температуры, влажности бетона, смещения опор и т. п.), а также усилия в статически определимых конструкциях при расчете их по деформированной схеме следует, как правило, определять с учетом неупругих деформаций бетона и арматуры и наличия трещин. Для конструкций, методика расчета которых с учетом неупругих свойств железобетона не разработана, а также для промежуточных стадий расчета с учетом неупругих свойств железобетона усилия в статически неопределимых конструкциях допускается определять в предположении их линейной упругости.

Ну а уж подвести свою конструкцию под "методика расчета не разработана" это плевое дело :-).

Сообщение от Бахил Не могу - они у меня на гвоздике, сам знаешь где.

Offtop: Тогда ты просто болтун, который находка для шпиона

----- добавлено через ~4 мин. -----

Сообщение от realdoc Я всегда этим пунктом пользовался, когда выступаю "адвокатом дьявола":

Этот пункт никоим образом не запрещает использовать уточненные пересчетом жесткостей усилия. Это совсем другие вещи, нежели те, о которых пытается сказать Бахилушка.

[Омская птица]

Сообщение от swell{d} посчитайте классическую простую балку, у которой одна опора - неподвижный шарнир, а вторая - катковая опора. приложите такую нагрузку, чтобы прогиб был существенным, и посмотрите на горизонтальное смещение катковой опоры при таком прогибе.

А посчитав ее в нелинейке я получил горизонтальные перемещения.

[swell{d}]

какой нелинейке? тут вроде речь только про физ.нелин.

[Омская птица]

геометрической и физической

[realdoc]

Сообщение от swell{d} какой нелинейке? тут вроде речь только про физ.нелин.

В физнелине перемещения будут от распора. Т.е. удлинение арматуры больше чем укорочение бетона, т.е. срединная линия удлиняется.

[DVKSPB]

Сообщение от palexxvlad А где в Вашем примере арматура?

В моем примере нет арматуры. Армирование может быть любым. И соотношение жесткостей колонн и балки, соответственно, тоже. Собственно я этим примером хотел показать лишь что в ряде случаев определение жесткости как функции от бетонного сечения даст непомерно большие погрешности при определении усилий в элементах. Впрочем, Вы это признаете:

Сообщение от palexxvlad Цитата: 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 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!

Как Вы все передернули! А примеры то какие привели:

Сообщение от Boris_1 А Бурд Халифа и Останкинская башня для него не существуют.

Вы видимо не совсем понимаете проблемы расчета статически неопределимых систем. Для Вас чем больше, тем сложнее. Да и вообще, какое отношение консольно защемленная балка, пусть даже гигантских размеров, имеет к статически неопределимым системам?

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

В шаманство и заклинания даже с именами Гвоздева и Байкова не верю! И особенно не верю тем, кто не зная основ сопромата и строймеха пытается напустить ученого тумана рассуждая о высоких материях и не к месту упоминает всякие сомнительные теории.

Сообщение от Boris_1 Видимо для него опыт последних десятков лет ничего не значит.

Как раз наоборот. Чем дольше живу, тем чаще встречаются "клоуны" умеющие "ездить по ушам" и не способные понять работу конструкции.

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

В последнее время как-то слишком часто мне стали попадаться "специалисты", для которых самым весомым аргументом является "А мы всегда так делали".

Сообщение от realdoc 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.

Нодар Канчели в Вашей классификации относится к "просветленным"? Он, по его заявлениям, сферических оболочек пересчитал немеряно.
.....

Сообщение от realdoc в расчет должны входить правильные значения жесткостей

Сообщение от Омская птица 1.Учитывать жесткости надо всегда.

Сообщение от realdoc Это вопрос? Если вопрос, то ответ - да.

Эту мысль я и пытаюсь донести. Почему-то многие считают, что жесткости элементов в ж.б. статически неопределенной конструкции можно назначать произвольно, назначая их по сечению элемента без учета армирования.

----- добавлено через ~5 мин. -----

Сообщение от realdoc МКЭ существует и в виде метода сил и в виде метода перемещений.

Во всех программах МКЭ реализован только в виде метода перемещений. Метод сил реализовать сложно.

[Бахил]

Offtop: Ваш спор напоминает дебаты средневековых схоластов о количестве диаволов на острие иглы. Дьяволов - не существует и спорить не о чем.

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от realdoc В физнелине перемещения будут от распора. Т.е. удлинение арматуры больше чем укорочение бетона, т.е. срединная линия удлиняется.

[realdoc]

Сообщение от DVKSPB Нодар Канчели в Вашей классификации относится к "просветленным"? Он, по его заявлениям, сферических оболочек пересчитал немеряно.

Я не знаю ситуации которая там была. Подозреваю что дело не в технической сути, а в организации работ.

Майк был несчастлив. Он нанял громадную компанию консультантов по ИТ для того, чтобы построить Систему. Консультанты по ИТ, которых он нанял, были некомпетентны, все время талдычили о какой-то "Методике", потратили миллионы долларов и не смогли произвести ничего.
К счастью, Майк нашел молодого программиста, который был по-настоящему умен и талантлив. Молодой программист построил всю систему в один день за $20 и пиццу. Майк был в восторге. Он рекомендовал юного программиста всем своим друзьям.
Юный Программист начал делать деньги. Скоро у него было больше работы, чем он мог справиться, и он нанял группу людей для помощи. Хорошие "специалисты" хотели слишком много оплаты акциями, так что он решил нанять еще более молодых программистов прямо из колледжа и "обучить их" в течение шестинедельного курса.
Неприятность была в том, что "обучение" не давало устойчивых результатов, так что Юный Программист начал создавать правила и процедуры для того, чтобы достичь устойчивых результатов. С годами книга правил становилась все толще и толще. Скоро она превратилась в руководство в шести томах под названием Методика.
Через несколько десятков лет Юный Программист превращается в Громадную Некомпетентную Компанию Консультантов по ИТ с Методикой с большой буквы и многими людьми, которые слепо следуют этой Методике, даже когда она не работает, потому что у них нет абсолютно никакой идеи о том, что еще делать, и они вовсе не талантливые программисты -- они просто средние выпускники различных университетов, которые прослушали шестинедельный курс.
И Новейшая Некомпетентная Компания Консультантов начинает все портить. Заказчики недовольны. И другой начинающий талантливый программист приходит и перехватывает весь их бизнес, и весь цикл начинается сначала.

Иными словами я думаю, что Н.Канчелли выпустил проектирование из своих рук, возможно доверился каким-то студентам "для экономии" и получилось то что получилось.
Отвечая непосредственно на Ваш вопрос - если он неправильно определил "границу", то значит был "не в теме". Но я не люблю обсуждать такие вещи в суе - все мы люди и все ошибаемся.

Сообщение от Бахил ???

Бетон сжат, арматура растянута. Сжатого бетона по площади гораздо больше чем растянутой арматуры, поэтому даже с учетом более высокого модуля упругости относительное удлинение арматуры больше чем относительное укорочение бетона в общем случае. Т.е. срединная линия удлиняется - ну или по другому - нейтральная ось сдвигается по высоте сечения ближе к сжатой зоне.

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от DVKSPB Во всех программах МКЭ реализован только в виде метода перемещений. Метод сил реализовать сложно.

В микрофе есть гибридные элементы.

Сообщение от DVKSPB Почему-то многие считают, что жесткости элементов в ж.б. статически неопределенной конструкции можно назначать произвольно, назначая их по сечению элемента без учета армирования.

По крайней мере в первом приближении это приходится сделать. О чем и написано в СП52-103-2007.

[Boris_1]

Сообщение от DVKSPB Как раз наоборот. Чем дольше живу, тем чаще встречаются "клоуны" умеющие "ездить по ушам" и не способные понять работу конструкции.

Закипел котел!

[Бахил]

СЕВЕР, на тебя одна надежда, что ты пример ЖБК посчитаешь и нам раскажешь...

[Омская птица]

Ответила мне тех поддержка лиры по поводу "откуда такие трещины?" в их программе

Ответ: "По формулам (из книг), но не СНиповским. Т.к. в СНиПе к-т который зависит от длительности действия нагрузки

В частности Сахновский Железобетонные кон-ции издание 1959 года"

Кто курил эту книгу?
Бахил глянь у себя на гвоздике. Не висит?

[Бахил]

Сообщение от Омская птица Бахил глянь у себя на гвоздике. Не висит?

У меня в основном современные висят. Или ты думаешь, я и с Лениным встречался?
59 - это ещё до Гвоздева. Тогда считали по допускаемым напряжениям. Какие трещины?
Offtop: Или тебе не то впарили, или ты не в то место...

[vanAvera]

Сахновский: http://dwg.ru/dnl/11369
Видимо, стр. 355.

[Бахил]

Щас посмотрим.
Есть ещё Бондаренко (2) и Гениев с компанией. По Бондеренко можно вполне считать жёсткости в нелине для балок.
К сожалению всё это не вписывается в методику СП.

[Омская птица]

Сообщение от vanAvera Сахновский: http://dwg.ru/dnl/11369 Видимо, стр. 355.

355 стр. это для преднапряженных

[Бахил]

Интересная книга. Что-то мне казалось, что расчёт по предельным состояниям ввели в конце 60-х. Оказывается гораздо раньше.
Порядок расчёта по СП таков:
1. Определяются наихудшие сочетания усилий из РСУ упругого расчёта.
2. Определяется армирование по 1 п.с. на эти сочетания.
3. Создаются несколько РСН нормативных.
4. Для каждого РСН проводится расчёт по 2(3) пс. Хоть по программе, хоть вручную.

[Омская птица]

Сообщение от Бахил Порядок расчёта по СП

где такое написано?

[Бахил]

Offtop: Контора пишет! Ося Бендер.

[Омская птица]

В СП2012 ЖБ на 105 стр. нет ни слова про арматуру. Ни шаг ни диаметр.

[frostyfrost]

А посмотреть на формулу 8.128, на которую идет ссылка?)

[DVKSPB]

Сообщение от realdoc Иными словами я думаю, что Н.Канчелли выпустил проектирование из своих рук, возможно доверился каким-то студентам "для экономии" и получилось то что получилось.

Нодар Канчели не признал, что в расчете аквапарка были допущены ошибки, и всю вину за обрушение возложил на террористов, которые по его мнению взорвали колонну.

Сообщение от realdoc Почему-то многие считают, что жесткости элементов в ж.б. статически неопределенной конструкции можно назначать произвольно, назначая их по сечению элемента без учета армирования. По крайней мере в первом приближении это приходится сделать. О чем и написано в СП52-103-2007.

Еще раз обращу внимание - только В ПЕРВОМ ПРИБЛИЖЕНИИ, то есть весьма приблизительно для предварительной оценки работы конструкции, а не для подбора арматуры.

[Омская птица]

но суд признал что купол был посчитан неверно

[DVKSPB]

Омская птица, наш суд всякие "чудеса" признает и устанавливает. В таких вопросах мнение суда очень часто оказывается далеко от истины. Для меня гораздо важнее, что те специалисты, кто занимается компьютерными расчетами и с которыми мне приходилось общаться, в один голос говорят о допущенных в расчете ошибках.

[frostyfrost]

Сообщение от DVKSPB Для меня гораздо важнее, что те специалисты, кто занимается компьютерными расчетами и с которыми мне приходилось общаться, в один голос говорят о допущенных в расчете ошибках.

Это объект, в котором сошлось все сразу: и критический объем ошибок при проектировании, и излишние упрощения расчетных схем.

[DVKSPB]

Возвращаясь к теме обсуждения, переформулирую свою мысль - определение жесткостей ж.б. элементов как функции только их сечений без учета арматуры есть

Сообщение от frostyfrost излишние упрощения расчетных схем

[Stanum]

DVKSPB, вы преувеличиваете роль жесткости арматуры в сравнении с трещинами возникающими в сечении.

[DVKSPB]

Stanum, В первую очередь я подчеркиваю, что в элементах, в которых возникают трещины, для определения жесткости необходимо учитывать арматуру, а не геометрию бетонного сечения. Поэтому все расчеты, в которых при назначении жесткости исключительно исходя из геометрии ж.б. элементов являются неправильными. И, дабы не утонуть в деталях и частностях, эти детали и частности из своих рассуждений упускаю.

[Бахил]

Offtop: Занялись бы лучше делом, чем воду в ступе толочь.

[frostyfrost]

Сообщение от Бахил Занялись бы лучше делом, чем воду в ступе толочь.

Offtop: Я бы уже ставки начал принимать, сколько страниц воды будет без какой-либо конкретики

[DVKSPB]

Сообщение от Бахил Занялись бы лучше делом, чем воду в ступе толочь.

Offtop: Дел и без нас наделают! Таких дел, что Нодар Канчели от зависти помрет.

----- добавлено через ~4 мин. -----

Сообщение от frostyfrost Я бы уже ставки начал принимать, сколько страниц воды будет без какой-либо конкретики

Какая может быть конкретика, если все чего-то считают, но никто не может обосновать методику расчета.

[Бахил]

Вот вам пара ссылок как считать. Может что полезное узнаете
http://жбк.рф/bitrix/components/bitr...ction=download
http://жбк.рф/bitrix/components/bitr...ction=download

[DVKSPB]

Бахил, Замечательно! А теперь объясните мне, как реализовать приведенный Вами алгоритм при расчетах в СКАДе многоэтажного здания? Вручную будете пересчитывать приведенные жесткости для каждого элемента? Вручную будете их для каждого элемента назначать? А ведь в СКАДе считается добрая половина монолитных домов.

[miko2009]

Сообщение от DVKSPB акая может быть конкретика, если все чего-то считают, но никто не может обосновать методику расчета.

1. 2+2 не равно 5
2. 4 не равно 5
3. (Переносим все влево) 4-5 не равно 0
4. -1 не равно 0
5. -0.5-0.5 не равно 0
6. (переносим обратно одно из слагаемых) -0.5 не равно 0.5
7. (возводим все в квадрат) 0.25 равно 0.25

из неравенства получили равенство.

Любую задачу можно свести к нужному результату "законными способами". Например расчетом признать не аварийное здание "аварийным" , всех выселить, снести и построить 40 + этажей. Или расчетом доказать что трещины в старом 9-ти этажном доме вызваны не строящейся двухуровневой парковкой в 10 метрах а ползучестью бетона фундамента. И СП и СНиП тут сОтОна во плоти.
Шухову принесли яблоки в корзинке, высыпал яблоки на стол , сел на корзинку , через некоторое время начал строить свою башню , ошибся , пришлось выбирать либо расстрел либо в 2 раза меньше, теперь его башни по всему Миру.....
В Истре строили купол самый большой в мире , ошиблись , произошло частичное обрушение, достроили , из за этого инцидента в Москве сменили главного строителя , и занял его пост Борька Ельцин и чем дело закончилось всем известно .....
Невозможно что либо посчитать без оглядки на приобретенный опыт и нету панацеи от всех бед (четкого алгоритма расчета).

[CEBEP]

DVKSPB, угу. инженерным калькулятором Эксель=) ну и не для всех точек плиты,а только самых интересных.
плюс опять, таки можно экстраполировать по эпюре М.
пока не вкурил все-равно весь алгоритм. вылеживается на чердаке

[vanAvera]

[offtop]

Сообщение от miko2009 7. (возводим все в квадрат) 0.25 равно 0.25

Offtop: В квадрат низзя, домножать на одно число можно.

из неравенства получили равенство.

Offtop: Сжульничав!

[shifr]

Сообщение от miko2009 достроили

Так достроили или нет?

[miko2009]

offtop: можно , просто это частный случай , в высшей математике так избавляются от корня ( и не только в высшей) просто есть негласное правило обе части уравнения должны быть > 0 , тут понятно что таким образом можно доказать что любую разность, произведение , вычитание , сумму можно приравнять например к 2009, тоже и с расчетами по сложнее, можно манипулировать в "нужном" направлении.

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от shifr Так достроили или нет?

наберите в гугле "купол в Истре" там и фото есть

----- добавлено через ~5 мин. -----
и если мне не изменяет память он есть в учебнике Мельникова Н.П.

[shifr]

Сообщение от miko2009 наберите в гугле "купол в Истре" там и фото есть

Только не надо "ля-ля" что достроили и что достроил непременно Ельцин

[miko2009]

Кто его достраивал ? какой Ельцин ? где я такое написал ? я написал про первое частичное обрушение в августе 82. Он занял место градоначальника кто его строил, максимум что он сделал то убрал обломки после окончательного обрушения в 85.

[Boris_1]

Сообщение от DVKSPB И, дабы не утонуть в деталях и частностях, эти детали и частности из своих рассуждений упускаю.

В своих собственных деталях и рассуждениях утонуть боитесь

[CEBEP]

эко тему повернуло...
http://жбк.рф/forum/?PAGE_NAME=read&FID=5&TID=52 - для оживления нужного русла.
кстати,может каждый участник в трех словах описать используемый им алгоритм? будет куда полезней для всех
лично я всё бросал на 0,2-0,3-0,6Е

[Бахил]

СЕВЕР, как надо считать показано в № 171.
По пункту 1 считается без всяких снижений жёсткостей. То что "рекомендует" СП - 0,3 и 0,6 - глупость редкостная. Эти коэф. обеспечивают 100% обрушение.
Самое сложное в п.4. Во-первых, надо угадать с РСН. Во-вторых, мне неизвестна программа, которая может корректно провести такой расчёт по СП. Обычно используются шаговые методы и начальные жёсткости задаются как для упругого тела. Задавать секущие модули с учётом нелинейностей и считать в упругой стадии - БСК.

----- добавлено через ~2 мин. -----
Единственный выход: считать каждый элемент отдельно по 2 пс на усилия из упругого расчёта на нормативную нагрузку с учётом 0,3 и 0,6.

[DVKSPB]

Сообщение от Бахил По пункту 1 считается без всяких снижений жёсткостей.

Если жесткость берется исходя только из ж.б. сечения, то это

Сообщение от Бахил глупость редкостная.

Сообщение от Бахил То что "рекомендует" СП - 0,3 и 0,6 - глупость редкостная.

Согласился бы с Вами, если бы в СП не было оговорки, что данные рекомендации даются для расчета В ПЕРВОМ ПРИБЛИЖЕНИИ, то есть для некоего промежуточного предварительного расчета.

Сообщение от Бахил Эти коэф. обеспечивают 100% обрушение.

Я бы не был столь категоричен. Многие "специалисты" с этими коэффициентами проводят окончательный расчет. И ничего. Точнее сказать, ПОКА ничего страшного не происходит. Весь фокус в том, что железобетон обладает свойством перераспределять напряжения и, кроме того, в ж.б. конструкциях много неучтенных запасов прочности. Но это все до поры до времени.

Сообщение от Бахил мне неизвестна программа, которая может корректно провести такой расчёт по СП.

+100

[Бахил]

Сообщение от DVKSPB ПОКА ничего страшного не происходит.

Как раз таки происходит. Смотри ссылку СЕВЕРА из № 196. Яркий пример проекта по СП52.

[frostyfrost]

Сообщение от Бахил Как раз таки происходит. Смотри ссылку СЕВЕРА из № 196. Яркий пример проекта по СП52.

Сэр таки знает толк в извращениях))) Личные исследования на эту тему?

[DVKSPB]

Сообщение от Бахил Как раз таки происходит. Смотри ссылку СЕВЕРА из № 196. Яркий пример проекта по СП52.

Ну не знаю. Может у Бога терпение кончилось, а может другие "косяки" были. Мы с Вами ни расчет, ни чертежи не видели. Даже не знаем, что это за объект. Но, тем не менее, в главном мы сходимся - принимать жесткости ж.б. элементов исходя только из геометрии их сечений нельзя.

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от frostyfrost Сэр таки знает толк в извращениях))

Это относится ко всем, считающим ж.б. конструкции в СКАДе и других МКЭ-программах.

[Stanum]

Бахил, плита толщиной 160 мм и армирование д8 шаг 200 при пролёте не менее 7-8 м, тут нелинейность не при чем, как и разные коэффициенты жесткостей.

[Boris_1]

Сообщение от CEBEP эко тему повернуло... http://жбк.рф/forum/?PAGE_NAME=read&FID=5&TID=52 - для оживления нужного русла.

Вопрос к любителям нелинейности. Ну и как учет нелинейности может помочь избежать подобных аварий?

----- добавлено через ~1 мин. -----
Или может по этому обрушение произошло:

Сообщение от DVKSPB Но, тем не менее, в главном мы сходимся - принимать жесткости ж.б. элементов исходя только из геометрии их сечений нельзя.

???

[Бахил]

Offtop: Сказка про мочало, начинай сначала
Последний раз.
1. Из упругого расчёта получаем усилия. В этом расчёте жёсткости принимаются как для бетонных сечений без арматуры и без всякого снижения начальных модулей бетона.
2. По этим усилиям, из расчёта по прочности (1 пс) устанавливаем армирование и конструируем.
3. Далее делайте что хотите: считайте в нелине, вводите понижающие коэф. для жесткостей колонн, ригелей, плит и прочие извращения. Считайте деформации, трещины. Можете увеличивать арматуру, но ни в коем случае не уменьшайте площадь арматуры, полученной по п. 2.
Такой подход позволит в какой-то мере снизить вероятность разрушения вашего объекта.

[Boris_1]

Сообщение от Бахил но не в коем случае не уменьшайте площадь арматуры, полученной по п. 2. Такой подход позволит в какой-то мере снизить вероятность разрушения вашего объекта.

+100500

[Romanich]

Бахил, полностью согласен.

[VVN59]

Полностью согласен с Бахиллом от #204.

Мне только не понятно - зачем и кому нужны были эти "извращения" с вводом коэф-тов 0,3 и 0,6 на Еb и последующей (подобной) морокой по итерациям.
- Получаем усилия исходя из упругой работы конструкции - и стремимся к тому, чтоб эту (упругую) работу конструкции и обеспечить, делая расчёты по 1 и 2 предсосту.
(Но если честно - Я всё-таки ввожу 0,3 и 0,6 в запас прочности - там расхождение не более 10% (в худшую сторону)).
Но потом - по этим усилиям делаю расчёт, удовлетворяющий требованиям 1 и 2 предсоста и никаких итераций не делаю.

С "научной" точки зрения - это не совсем правильный подход - Я знаю. Но - так спокойнее.

Сообщение от VVN59 - Получаем усилия исходя из упругой работы конструкции - и стремимся к тому, чтоб эту (упругую) работу конструкции и обеспечить, делая расчёты по 1 и 2 предсосту.

как можно обеспечить упругую работу конструкции при обязательном наличии в железобетоне неупругих деформаций и трещин?

[DVKSPB]

Уважаемые господа, как Вы не можете понять одну предельно простую мысль - неправильное соотношение жесткостей элементов в модели статически неопределенной ж.б. конструкции приводит к неправильному определению усилий в этой конструкции!

Сообщение от VVN59 Я всё-таки ввожу 0,3 и 0,6 в запас прочности

Простите, Вы основы строительной механики изучали? Понимаете, какую глупость написали?
Впрочем, "чем дальше в лес, тем толще партизаны":

Сообщение от VVN59 С "научной" точки зрения - это не совсем правильный подход - Я знаю.

Особенно понравилось:

Сообщение от VVN59 Но - так спокойнее.

[ursula]

Преведу мои мысли по вышеизложенному.

Расчет ведется по 1ПС и 2ПС (ПС-предельное состояние), 2ПС-это расчет в т.ч. и на деформации, если у вас прогибы и перемещения конструкций соответствуют требованиям норм, то принятые в расчете жесткости достаточны для расчета армирования и раскрытия трещин.

Вышеприведенные методики -пжл. используйте для конструкций I -уровня ответственности, если у вас много времени.

С уважением.

[DVKSPB]

Сообщение от Бахил Такой подход позволит в какой-то мере снизить вероятность разрушения вашего объекта.

Интересный подход к проектированию.

----- добавлено через ~7 мин. -----

Сообщение от ursula если у вас прогибы и перемещения конструкций соответствуют требованиям норм, то принятые в расчете жесткости достаточны для расчета армирования и раскрытия трещин.

Offtop: Раз пять прочел, но так и не понял смысла сказанного. По-моему жесткости элементов конструкций не могут произвольно приниматься в расчете. Вопрос в том, как назначить жесткости элементов в КЭ модели, чтобы они в наибольшей степени соответствовали жесткостям элементов реальной ж.б. конструкции.

Сообщение от DVKSPB По-моему жесткости элементов конструкций не могут произвольно приниматься в расчете. Вопрос в том, как назначить жесткости элементов в КЭ модели, чтобы они в наибольшей степени соответствовали жесткостям элементов реальной ж.б. конструкции.

Нужно добавить к этому " все это нужно для правильного определения внутренних усилий в элементах конструкции"

[Boris_1]

DVKSPB, ну интриган, ну интриган! Выложите хоть один свой расчет, посмотрим на правильное задание жесткостей!

[realdoc]

Сообщение от Boris_1 Выложите хоть один свой расчет, посмотрим на правильное задание жесткостей!

Да я уж выкладывал, но разве это кому-то интересно?
На абсолютную истину не претендую, но все лучше чем ничего - я делаю так. Готов посмотреть на тех, кто делает лучше.

Сообщение от realdoc Да я уж выкладывал, но разве это кому-то интересно?

мне интересно

Сообщение от realdoc На абсолютную истину не претендую, но все лучше чем ничего - я делаю так. Готов посмотреть на тех, кто делает лучше.

Можно посмотреть #104. Там тоже не абсолютная истина, но подобным способом определить неупругие деформации конструкции и соответствующие им внутренние усилия в обычных монолитных конструкциях можно гораздо проще Вашего способа.

[Бахил]

Сообщение от realdoc Да я уж выкладывал, но разве это кому-то интересно?

Яркий пример того, как не надо считать.

Сообщение от Бахил Яркий пример того, как не надо считать.

Это яркий пример того, как нужно считать сборно-монолит.

[realdoc]

Сообщение от palexxvlad Можно посмотреть #104. Там тоже не абсолютная истина, но подобным способом определить неупругие деформации конструкции и соответствующие им внутренние усилия в обычных монолитных конструкциях можно гораздо проще Вашего способа.

Да, я видел тот пример - хороший нелинейный расчет. Тут просто много нюансов было - сборно-монолит, предварительно-напряженная сборная часть, неразрезная конструкция, бетонирование на временных стойках. В обычных случаях, согласен - нелинейный расчет МКЭ намного проще. Я же не всегда из пушек по воробьям стреляю.

[ursula]

Сообщение от DVKSPB По-моему жесткости элементов конструкций не могут произвольно приниматься в расчете. Вопрос в том, как назначить жесткости элементов в КЭ модели, чтобы они в наибольшей степени соответствовали жесткостям элементов реальной ж.б. конструкции.

2ПС -Это и есть ограничение от произвольного принятия жесткости элемента конструкции.

[Boris_1]

Сообщение от realdoc Да я уж выкладывал, но разве это кому-то интересно? На абсолютную истину не претендую, но все лучше чем ничего - я делаю так. Готов посмотреть на тех, кто делает лучше.

Очень интересно посмотреть как DVKSPB, жесткости принимает. Хотя более чем уверен, что он не сознается. Скажет типа:

Сообщение от DVKSPB дабы не утонуть в деталях и частностях, эти детали и частности из своих рассуждений упускаю.

[realdoc]

Сообщение от Boris_1 Очень интересно посмотреть как DVKSPB, жесткости принимает. Хотя более чем уверен, что он не сознается.

Зачем Вам кого-то подлавливать. Делайте так как уверены для себя, а если не уверены, то делайте как написано в нормах.

Сообщение от Бахил 1. Из упругого расчёта получаем усилия. В этом расчёте жёсткости принимаются как для бетонных сечений без арматуры и без всякого снижения начальных модулей бетона. 2. По этим усилиям, из расчёта по прочности (1 пс) устанавливаем армирование и конструируем. 3. Далее делайте что хотите: считайте в нелине, вводите понижающие коэф. для жесткостей колонн, ригелей, плит и прочие извращения. Считайте деформации, трещины. Можете увеличивать арматуру, но ни в коем случае не уменьшайте площадь арматуры, полученной по п. 2. Такой подход позволит в какой-то мере снизить вероятность разрушения вашего объекта.

Это полный бред и не имеет никакого отношения к запасу несущей способности.
По сути Вас спасает работа конструкции по методу предельного равновесия. Если бы железобетон так не работал, вашим конструкциям пришел бы конец. Неправильное определение жесткостей=неправильное определение усилий.

Сообщение от Бахил Яркий пример того, как не надо считать.

Ну давайте покажите, как тот же самый ригель посчитаете Вы:
1. Нижняя часть предварительно напряженная, сборная.
2. Верхняя часть монолитная, без предварительного напряжения.
3. Естественно, к моменту укладки бетона в нижней части есть усилия от обжатия предварительным напряжением, выбрал быстронатекающую ползучесть и усадку.
Еще пару маленьких проблемок я пока держу в уме.

----- добавлено через ~11 мин. -----
Ну и для тех, кто считает, что все это ерунда - выводы по результатам расчета из заключения:
1. Несущая способность опорных сечений нормальных к продольной оси элемента на действие изгибающего момента обеспечена - максимальный действующий изгибающий момент
при расчете ригеля как упругой системы 181кН*м, при расчете ригеля с учетом возможного распределения жесткостей 153кН*м, предельный изгибающий момент для опорных сечений ригеля – 246,1кН*м.
2. Несущая способность пролетного сечения нормального к продольной оси элемента на действие изгибающего момента обеспечена - максимальный действующий изгибающий момент при расчете ригеля как упругой системы 105кН*м, при расчете ригеля с учетом возможного распределения жесткостей 134кН*м, предельный изгибающий момент для опорных сечений ригеля – 274,4кН*м.

Благо что там такие-же "запасники" проектировали - запас в два раза и по опорному и по пролетному сечению. Проектировали бы с запасом в 10% относительно того распределения которое им казалось верным - попали бы в нехорошую ситуацию - текучесть арматуры и повышенное раскрытие трещин.

[miko2009]

offtop:realdoc не стоит так серьезно воспринимать слова Бахила он любитель потролить людей

[Бахил]

Сообщение от realdoc при расчете ригеля как упругой системы 181кН*м, при расчете ригеля с учетом возможного распределения жесткостей 153кН*м

Сообщение от realdoc ри расчете ригеля как упругой системы 105кН*м, при расчете ригеля с учетом возможного распределения жесткостей 134кН*м,

Ну так неправильно приложена нагрузка от с.в. до замоналичивания узлов. Это первое.
И второе. Хорошо, что армировалось не по твоему расчёту, а то бы всё давно развалилось.
Конечно, если снизить жёсткость ригеля по сравнению с колонной в 2 раза, то опорный момент уменьшится, а пролётный увеличится.
И последнее. Где собственно нелинейный расчёт?

[Boris_1]

Сообщение от realdoc Сообщение от Boris_1 Очень интересно посмотреть как DVKSPB, жесткости принимает. Хотя более чем уверен, что он не сознается. Зачем Вам кого-то подлавливать. Делайте так как уверены для себя, а если не уверены, то делайте как написано в нормах.

Да никого я не хочу подловить. Человек на протяжении нескольких страниц утверждает, что все выполняют расчеты неверно. Вот хочется теперь поучиться у умного человека.

[realdoc]

Сообщение от Бахил Ну так неправильно приложена нагрузка от с.в. до замоналичивания узлов. Только и всего.

А... понятно, теперь все встало на свои места. А я-то все ломал голову - почему оно так получается.
На момент замоноличивания ригель не загружен собственным весом - он лежит на временных стойках.
181-153=28
105-134=-29.
Это Вам ни о чем не говорит? Момент какой был, такой и остался, только из-за значительного снижения жесткости опорных сечений он перераспределился в пролет. Небольшая разность из-за того, что второе опорное сечение по-другому работает немного.
Почему-же в данном случае снижение опорных сечений значительное? потому что нижняя часть предварительно напряженная и трещины в ней необразуются, т.е. коээфициент снижения близок к 1. Вот и считайте - в расчете с начальными жесткостями - на опоре 1 и в пролете 1. Или 0,3 и 0,3 кому как легче. В неупругой - 0,3 и 1. Если грубо, то примерно так.
Допустим Вы получили первую эпюру, на какие моменты Вы бы заармировали сечения. Ну вот честно. Считаете Вы такой ригель. Моменты 183 и 105 соответственно. Армирование на какие моменты и с какими запасами подберете?

Сообщение от Бахил И второе. Хорошо, что армировалось не по твоему расчёту, а то бы всё давно развалилось.

Плохо что тот человек, который это проектировал не смог и двух слов связать в экспертизе в защиту своих расчетов. И мне пришлось делать эти расчеты.

Сообщение от Бахил И последнее. Где собственно нелинейный расчёт?

А диаграммы все эти для чего в расчете приведены? По ним видно, что они нелинейны.

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от Boris_1 Человек на протяжении нескольких страниц утверждает, что все выполняют расчеты неверно. Вот хочется теперь поучиться у умного человека.

Да тут дело такое - надо самому много прорешать и прочувствовать. И вот после этого можно утверждать, где можно забивать, а где нет. Я же об этом и писал - надо почувствовать грань.

----- добавлено через ~5 мин. -----

Сообщение от Бахил Конечно, если снизить жёсткость ригеля по сравнению с колонной в 2 раза, то опорный момент уменьшится, а пролётный увеличится.

С точностью до наоборот. Если весь ригель более гибкий, то опорные моменты вырастут.
Это проще понять если наоборот увеличить жесткость колонны в 2 раза - жесткость заделок выросла, опорные моменты выросли.

[DVKSPB]

Сообщение от Boris_1 Очень интересно посмотреть как DVKSPB, жесткости принимает. Хотя более чем уверен, что он не сознается.

Да я уже раньше честно признался, что расчетами статически неопределимых ж.б. конструкций не занимаюсь. И не занимаюсь я этим именно из-за того, что не существует научно обоснованной методики таких расчетов.

Сообщение от Boris_1 Человек на протяжении нескольких страниц утверждает, что все выполняют расчеты неверно.

Хочу обратить внимание, что не просто утверждаю, но и привожу аргументы в пользу своей позиции. И никто пока эти аргументы не опроверг. Их попросту предпочитают не замечать.

Сообщение от Boris_1 Вот хочется теперь поучиться у умного человека.

Я бы тоже поучился. Только вот беда, на протяжении всей темы никто так и не пояснил, как же правильно назначать жесткости ж.б. элементам. К слову сказать, когда-то очень давно, еще в 80-х годах я сам писал программы расчета методом конечных элементов. Так что, наверное, кое-что в теории понимаю.

[swell{d}]

Сообщение от DVKSPB Только вот беда

да беда ваша высосана из пальца. дома строят, они стоят в большинстве своём. если упираться в то, что ничего сложнее простой балки мы точно посчитать не можем, так давайте считать не точно, но чтобы стояло

[atos88]

Рекомендации по назначению жесткостей при расчете из американских норм (aci 318-11m)

Сообщение от DVKSPB Только вот беда, на протяжении всей темы никто так и не пояснил, как же правильно назначать жесткости ж.б. элементам.

Кто читал не только себя в этой теме, тот прекрасно увидел эти пояснения.

[Бахил]

realdoc, так ты сделал линейный расчёт с другими жесткостями. Подсказка: работы внешних и внутренних сил на соответствующих перемещениях должны быть равны. Диаграммки конечно красивые и смотрятся замечательно.
Offtop: И не надо мне "Выкать"

[realdoc]

Сообщение от Бахил realdoc, так ты сделал линейный расчёт с другими жесткостями.

Напоминает...

[SergeyKonstr]

Сообщение от swell{d} да беда ваша высосана из пальца. дома строят, они стоят в большинстве своём. если упираться в то, что ничего сложнее простой балки мы точно посчитать не можем, так давайте считать не точно, но чтобы стояло

Дима, респект.
Давно трындычу об этом.
Offtop: Ты вот уменьшаешь при расчете жесткости, а я нет, на досуге как-то загонялся этим уменьшением, терял по арматуре до диаметра.

Есть два расчетчика, Offtop: один плохой, другой хороший.
Один сделал расчет, другой его опроверг, при этом обосрав расчет первого
И вот вопрос, второй испытывал то, что первый рассчитал?
Если нет, Offtop: На хрен второго расчетчика
Если да, то честь ему и хвала.


От Евгения видим только теорию.

Сообщение от SergeyKonstr Ты вот уменьшаешь при расчете жесткости, а я нет, на досуге как-то загонялся этим уменьшением, терял по арматуре до диаметра.

Я не пойму, как же Вы определяете деформации конструкций и сооружения вцелом? Или считаете эти проверки необязательными?

[realdoc]

Сообщение от SergeyKonstr От Евгения видим только теорию.

В каком виде Вам представить мою практику? В виде построенных зданий или результатов лабораторных испытаний? Есть и то и другое.
Указанный выше расчет был проверен НИИЖБом, но это же тоже только теория. Главное практика - НИИЖБ так, слуги теории на пути практиков.
Расчет по экзотермии бетона был проверен в ЦНИИСКе, но это же так тоже теоретики.
Разница в том, что я владею и теорией и практикой, вы - только практикой и теорией на своем уровне. При этом те у кого уровень ниже - не понимают элементарных вещей, те у кого уровень выше - так, теоретики.

[miko2009]

Они армируют по упругой стадии , беря модуль упругости бетона и коэф. Пуассона некого гибрида , а потом делают 2-ую схему где считают по 2 ГПС уменьшая Е либо в сателитах прикидывают.

[swell{d}]

Сообщение от palexxvlad Я не пойму, как же Вы определяете деформации конструкций и сооружения вцелом? Или считаете эти проверки необязательными?

для жилья - плюс минус трамвайная остановка - удовлетворительная точность.

[realdoc]

Сообщение от Бахил realdoc, так ты сделал линейный расчёт с другими жесткостями.

Если серьезно. Суть нелинейного расчета не в том, чтобы идти по кривой, а в том, чтобы оказаться в нужной точке. Как ты в ней окажешься - без разницы. Поясняю на простейшем примере - представь диаграмму Прандтля для стали. Допустим имеем некоторую сталь с пределом текучести 400МПа, т.е. относительные деформации на пределе текучести - 0,002. Допустим ты хочешь узнать, какие напряжения будут при деформациях 0,004. Здесь конечно все просто - 400МПа, но не все случаи такие простые, но суть не в этом. Допустим ты задал такой вопрос мне и я тебе говорю - при деформациях 0,004 возьми модуль упругости 100ГПа и получишь верный ответ, но только при данном уровне загружения - деформации 0,004.
Повторюсь, не все случаи такие простые, но главное придти в правильную точку.
Это очень простой и действенный подход, в том числе он заложен и в СП63. И он же в некоторой мере предлагался еще Н.И.Карпенко в знаменитой монографии "Теория деформирования железобетона с трещинами", 1976г.

[miko2009]

Сообщение от realdoc Допустим имеем некоторую сталь с пределом текучести 400МПа, т.е. относительные деформации на пределе текучести - 0,002. Допустим ты хочешь узнать, какие напряжения будут при деформациях 0,004. Здесь конечно все просто - 400МПа

???

[Бахил]

Что-то скучно с вами стало.

Сообщение от realdoc Суть нелинейного расчета не в том, чтобы идти по кривой, а в том, чтобы оказаться в нужной точке.

Вот в этом как раз и заключается основная ошибка. Именно "идти по кривой". Все остальные пути ведут в никуда. Рад, что ты это понимаешь. Если пойдёшь другим путём, то можешь придти совсем не туда. Ну а по прямой - это как раз линейный расчёт.
Я просто пытаюсь (который год) донести простую мысль, что по методике СП нелинейный расчёт выполнить невозможно.
А какие жёсткости принимать можно спорить до бесконечности.
В металле всё гораздо проще - можно непосредственно применить любую теорию пластичности.
А то что жб работает нелинейно, кто ж спорит.

[realdoc]

Сообщение от miko2009 ???

А что не так? если площадка текучести горизонтальная. То при деформациях больше чем 0,002 всегда будет 400МПа или я что-то недопонимаю?

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от Бахил Вот в этом как раз и заключается основная ошибка. Именно "идти по кривой".

Ну если тебе от этого легче, ни одна программа не умеет ходить по кривой и заменяет это линейными маленькими шажками аппроксимируя кривую.
Ты возьми, да покажи как надо.
Вот хотя бы на моем простом примере покажи ошибку.
Ну вот сказал я тебе - приезжай в Минск, на такую-то улицу, дом такой-то. Какая разница, по прямой ты туда приедешь или по кривой, самолетом или пешком. Да хоть на хромой кобыле - главное чтобы ты в Минск приехал, на улицу такую-то, дом такой-то.

[Бахил]

Кстати. Для изгибаемых элементов можно провести приблизительный нелинейный расчёт. Для этого нужно разбить ригель частей эдак на 10. для каждого участка построить диаграммы момент-кривизна по СП, и затем по-шагово нагружать. В конце каждого интервала определять касательную жёсткость из диаграммы. И так до разрушения.
Вот тебе задачка. Это будет наиболее близко к реалу. И затем провести расчёт с секущим модулем. Перемещения для секущего модуля будут значительно меньше.
Offtop: Спасибо за приглашение, но я лучше к морю

[realdoc]

Сообщение от Бахил Я просто пытаюсь (который год) донести простую мысль, что по методике СП нелинейный расчёт выполнить невозможно.

можно - ну я мог в моем расчете выполнить еще 20-30 итераций. Это был бы полноценный нелинейный расчет, причем выполненный практически руками. В чем проблема-то.
А то получается даешь простое решение - начинаются претензии "ну это упрощенно", даешь правильное "ну это слишком сложно". Говоришь: "ну дай свое решение". В ответ: "так я и говорю что решения нет". Есть и точность имеющихся решений в разы выше погрешностей изготовления и монтажа, т.е. теория не только есть, но уже по сути и имеет проблему развития - дальше ее развивать нет особого смысла.

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от Бахил Кстати. Для изгибаемых элементов можно провести приблизительный нелинейный расчёт. Для этого нужно разбить ригель частей эдак на 10. для каждого участка построить диаграммы момент-кривизна по СП, и затем по-шагово нагружать. В конце каждого интервала определять касательную жёсткость из диаграммы. И так до разрушения.

Я так делал, точнее не я - человек под моим руководством. Причем не просто для изгибаемого, а для внецентренно сжатого по деформированной схеме. Не вижу проблемы.
Я бы выложил - но автор не я, думаю он хотел бы - выложил. Но сложного ничего нет - разбили на 20 частей, посчитали сечения по НДМ, прогибы как в СП написано через кривизны.
Причем мы доказали, что достаточно 2-3 итераций, чтобы понять теряется колонной устойчивость или нет, т.е. сойдутся в конце итерации или нет. Т.е. качественно можно понять достаточно быстро, количественно конечно надо делать много итераций.

Сообщение от Бахил Это будет наиболее близко к реалу. И затем провести расчёт с секущим модулем. Перемещения для секущего модуля будут значительно меньше.

Значит секущий модуль неправильный, что тут можно сказать. Если теория не сходится с практикой - это плохая теория.
Ты возьми да покажи что есть такая проблема - рассмотри реальный пример, с числами и сечениями, распиши это все, что ты все про "заваленный горизонт" рассказываешь.

[miko2009]

Сообщение от realdoc А что не так? если площадка текучести горизонтальная. То при деформациях больше чем 0,002 всегда будет 400МПа или я что-то недопонимаю?

Если 0.002 это эпсилон для 400МПа то 0.004 это в 2 раза больше 0.002(может я к вечеру плохо соображаю ) то это не может обозначать что напряжение 400, это может свидетельствовать о напряжении больше 400, а если 400=const то это пластичный материал , например резина. Ну а если вы имеете ввиду некий конкретный пример при котором 400МПа это площадка текучести при эпсилон от 0.002 до 0.004 то я полностью согласен , просто вы же не можете знать изначально 0.004 это предел текучести или уже предел временного сопротивления.

[realdoc]

Сообщение от miko2009 Ну а если вы имеете ввиду некий конкретный пример при котором 400МПа это площадка текучести при эпсилон от 0.002 до 0.004 то я полностью согласен , просто вы же не можете знать изначально 0.004 это предел текучести или уже предел временного сопротивления.

Я же специально указал, что берем диаграмму Прандтля. Т.е. рассматриваем, что горизонтальная площадка бесконечна.
В общем-то на любом примере можно показать тоже самое. Допустим что площадка не горизонтальна, модуль снижается в 2 раза, т.е. не до нуля.
Тогда при правильном расчете напряжения при 0,004 составят 400+200=600МПа. Тогда секущий модуль будет 600/0,004=150ГПа. Естественно, что справедлив он будет только для напряжения 600МПа. Но также абсолютно верно, что с таким модулем деформации будут вычислены абсолютно точно и составят 0,004.
Естественно, что если есть зона упрочнения, описать и этот случай ни какая не проблема.

[SergeyKonstr]

Сообщение от palexxvlad как же Вы определяете деформации конструкций и сооружения вцелом?

Ну, я более уделяю вопросам расчета во взаимодействии здания с основанием. [offtop]Арматуры в этом случае более[/OFFTOP
У меня несколько схем, по которым я определяю той или иной критерий оценки. Например, здание этажей так 17, пока оно загружается вертикальной нагрузкой, ветер после этого не может иметь гор. перемещения с модулем деформации грунта как, если бы он воздействовал, если бы здание в полном объеме краном поставили на основание. При пульсации не могут быть перемещения, основанные на модуле общей деформации груна, и не могут быть характеристики ЖБ как какой-то деформационной модели. Здесь расчет диафрагм

А так, просто вообще не зная какой на стройке будет бетон Offtop: Эха, у нас раз ушлые следоки давили бетон В3,5 да и не разумея какая вообще будет нагрузка в той или иной точкеOfftop: после сдачи объекта жильцы Камазами вывозят то что было построено просто делаю оценку прогибам ЖБ, тут каюсь, 0.2 и 0,6, устойчивость о.7(0,4). А арматуру - 1 для стен, 0,8 для плит.

Сообщение от realdoc В каком виде Вам представить мою практику?

Мне, собственно, по барабану вашу практику.
Вы оморали того счетчика, который, как, вы выразились, ничего не мог огласить в экспертизе. Вот, сначала, докажите то, что он рассчитал натурным экспериментом, а потом, если под проектной нагрузкой его деяние рухнет , вот тогда и мордой в навоз. А так, мало ли чего

Сообщение от realdoc Указанный выше расчет был проверен НИИЖБом,

и он там чего возвершил.

Сообщение от realdoc Расчет по экзотермии бетона был проверен в ЦНИИСКе, но это же так тоже теоретики.

У нас раз лопнули пилоны на 3-х блок-секциях из шести, причем на 1-м (по секциям), 2-м и 8-м этажах Offtop: Гнать всех этих теоретиков в задницу

Сообщение от realdoc Разница в том, что я владею и теорией и практикой, вы - только практикой и теорией на своем уровне.

Мне этого достаточно. За 30 с лишним лет по моим проектам столько зданий построено, что.....

Сообщение от realdoc При этом те у кого уровень ниже - не понимают элементарных вещей, те у кого уровень выше - так, теоретики.

Это вы про себя?

[miko2009]

realdoc ну я и сам использую ее когда считаю металл (она же BISO в анзис так как билинейна) но нагружаю ступенями с большим кол. шагов в итоге получаю на выходе почти реальную кривую, а не горизонтальный участок. Просто в этом и разница , вы думаете что вы знаете где находитесь но по факту вы не знаете где находитесь, тоже самое и с НДМ в ЖБ используя трехосную диаграмму вы думаете что знаете точку в которой находитесь (например епсилон=0,0035) но на самом деле вы находитесь не там, palexxvlad например утверждает что это по крайней мере законный способ расчета ЖБ в нелинейной постановке который легализует СП 52-101-2003 и в теме про расчет пустотной плиты разницы между НДМ и МКЭ в твердотельном моделировании ощутимы , просто я лично считаю задаваться из неких предпосылок (неизвестным) епсилон и решать обратную задачу не совсем корректно.
Ну и если задаваться то брать эти значения из конкретных испытаний конструкции которую рассчитываем, тогда вопрос зачем вообще считать .........

[realdoc]

Сообщение от SergeyKonstr Вы оморали того счетчика, который, как, вы выразились, ничего не мог огласить в экспертизе. Вот, сначала, докажите то, что он рассчитал натурным экспериментом,

Натурный эксперимент был проведен, он показал что мой расчет был верный. Были испытаны конструкции реального этого указанного здания.

Сообщение от SergeyKonstr а потом, если под проектной нагрузкой его деяние рухнет , вот тогда и мордой в навоз. А так, мало ли чего

Т.е. если не рухнуло, то все нормально? Так я вас огорчу, то что здание не рухнуло при проектной нагрузке еще ничего не значит.

Сообщение от SergeyKonstr и он там чего возвершил.

Что представленный расчет выполнен в соответствии с действующими нормами, что же еще.

Сообщение от SergeyKonstr У нас раз лопнули пилоны на 3-х блок-секциях из шести, причем на 1-м (по секциям), 2-м и 8-м этажах

А по моему расчету уложили за сутки 7,5 тысяч кубов бетона и температура была всего на 1 градус выше чем по моему расчету. Время пика температуры сошлось один в один.
А у Вас пилоны лопнули и что?

Сообщение от SergeyKonstr Мне этого достаточно. За 30 с лишним лет по моим проектам столько зданий построено, что.....

Что что? Вы будете утверждать что больше чем по моим? Вы понятия не имеете сколько построено по моим, я не имею понятия даже кто Вы, не то что сколько там ваших зданий. В чем смысл этого утверждения?
Гнать теоретиков? Да случись что на Вашей стройке - Вы же первым в СНиП разработанный этими теоретиками тыкать будете и кричать что Вы все по СНиП делали, к Вам претензий быть не может. И это будет правильно, потому что без теоретиков ваши расчеты не стоят выеденного яйца.

----- добавлено через ~14 мин. -----

Сообщение от miko2009 realdoc ну я и сам использую ее когда считаю металл (она же BISO в анзис так как билинейна) но нагружаю ступенями с большим кол. шагов в итоге получаю на выходе почти реальную кривую, а не горизонтальный участок. Просто в этом и разница , вы думаете что вы знаете где находитесь но по факту вы не знаете где находитесь, тоже самое и с НДМ в ЖБ используя трехосную диаграмму вы думаете что знаете точку в которой находитесь (например епсилон=0,0035) но на самом деле вы находитесь не там,

Кто же спорит, что в объемной постановке можно сделать многое из того, что нельзя сделать в одномерной. Можно больше учесть всего и т.п. Но не стоит забывать и о том, что методика расчета рядовых конструкций должна быть инженерной, т.е. при современном уровне развития науки и техники должна позволять рассчитывать массовые конструкции массовым инженерам. Методика которую продвигает СП - инженерная. Пусть она не так точна. Допустим ее точность 20%, пусть так. Допустим мы ансисами доведем этот показатель до 10%. Мы не сможем дать каждому инженеру и эксперту программу за 2 млн. рублей.

Сообщение от miko2009 palexxvlad например утверждает что это по крайней мере законный способ расчета ЖБ в нелинейной постановке который легализует СП 52-101-2003

в этом он прав

Сообщение от miko2009 просто я лично считаю задаваться из неких предпосылок (неизвестным) епсилон и решать обратную задачу не совсем корректно.

один мой знакомый утверждает, что некорректно брать характеристики из испытаний 15 сантиметровых кубиков и распространять их на 30 метровые балки. И он прав. А ансис это не учитывает. Даже один из основоположников развития Ансис в РФ - В.Анпилов утверждал, что считать ансисом и подобным программным обеспечением малопригодно, потому что извлечь и испытать грунт в естественном сложении просто невозможно. И он тоже прав в этом. Т.е. те характеристики на которые полагаетесь Вы тоже весьма условны.

Сообщение от miko2009 в теме про расчет пустотной плиты разницы между НДМ и МКЭ в твердотельном моделировании ощутимы , просто я лично считаю задаваться из неких предпосылок (неизвестным) епсилон и решать обратную задачу не совсем корректно.

Все может быть. Но только считать каждую плиту МКЭ очень накладно. Уникальные конструкции - да. Массовые нет.
Кто-то конечно скажет - что же ты ригель посчитал так муторно. Каждому свое - я описал в чем дело - сборно-монолит и предварительное напряжение сборной части.

[SergeyKonstr]

Сообщение от realdoc Натурный эксперимент был проведен, он показал что мой расчет был верный

А где в очете что ваё здание кирдыкнулось?

Сообщение от realdoc Что представленный расчет выполнен в соответствии с действующими нормами, что же еще.

Практика.

Сообщение от realdoc Что что? Вы будете утверждать что больше чем по моим? Вы понятия не имеете сколько построено по моим, я не имею понятия даже кто Вы, не то что сколько там ваших зданий. В чем смысл этого утверждения?

Ни в чём. По сему и

Сообщение от realdoc то что здание не рухнуло при проектной нагрузке еще ничего не значит.

Угу, доказывай моему генеральному директору, что вместо плиты толщиной 160 мм буду применять плиту 250 мм.

Сообщение от realdoc Что что? Вы будете утверждать что больше чем по моим? Вы понятия не имеете сколько построено по моим, я не имею понятия даже кто Вы, не то что сколько там ваших зданий. В чем смысл этого утверждения?

Утверждения в том, что достаточно моих, чтобы составить убеждения в том иди ином смысле Offtop: Ну это уже философия

Сообщение от realdoc Да случись что на Вашей стройке - Вы же первым в СНиП разработанный этими теоретиками тыкать будете и кричать что Вы все по СНиП делали, к Вам претензий быть не может. И это будет правильно, потому что без теоретиков ваши расчеты не стоят выеденного яйца.

Посмею вас огорчить, я работаю в той конторе, что проектирует и строит. По сему во всяких возникших проблемах, теоретики по боку, поскольку нужно исправлять то, что сделано не корректно.
Если про меня, то никогда не бегал за СНиП.
У меня в разделе есть тема, когда разрешил строителям анкеровки усы загибать не в низ, а вверх. Там что мне не предрекали, чуть ли не прогрессирующего разрушения. Уже 5 лет экплуатируется здание...
Так, что, Евгений, не побегу и ссылаться не буду, во-первых я достаточно знаю нормы, во-вторых нашему руководству они по барабану, и в третьих-нормы проблем не решают.

[realdoc]

Сообщение от SergeyKonstr А где в очете что ваё здание кирдыкнулось?

А почему оно должно кирдыкнуться. Один весь из себя практик утверждал, что сборно-монолит с предварительным напряжением можно считать в Скадовском сателлите, а получившуюся арматуру через соотношение расчетного сопротивления можно пересчитать в канатную.
Другой иксперт весь из себя не меньший практик, "30 лет проработавший главным конструктором" утверждал, что надо учесть касательные напряжения, начальные напряжения в сборной части и т.п. Естественно, первый практик ничего этого сделать не мог.
Я сделал расчет, учел все указанные экспертом эффекты. Он не поверил - он же практик, сказал вот был бы отчет НИИЖБ, было бы понятно, получили отчет НИИЖБ, который подтвердил правильность выполненного расчета. Он и тогда не поверил - он же практик, сказал вот были бы испытания, тогда было бы понятно. Провели испытания, подтвердили правильность расчета, получили положительное заключение.

Сообщение от SergeyKonstr Угу, доказывай моему генеральному директору, что вместо плиты толщиной 160 мм буду применять плиту 250 мм.

Где я сказал что-то подобное? Скорее уж я докажу Вашему генеральному, что вместо 250 можно делать 160. Может быть и наоборот, но в любом случае это будет обоснованное решение. В отличие от "да я 100 раз так делал".

Сообщение от SergeyKonstr Если про меня, то никогда не бегал за СНиП.

Ага, а расчеты Вы делаете по каким документам, по вечерним газетам что-ли? Кто для Вас эти СНиПы придумал, не теоретики что-ли.
И если строители где-то накосячили, исправляете и все-таки расчеты делаете и испытания прочности бетона по ГОСТу?
Практика и теория связаны неразрывно. Все что есть в практике может быть подтверждено теорией, все что получается в теории должно быть подтверждено теорией.
Другого не дано.

Сообщение от SergeyKonstr не побегу и ссылаться не буду, во-первых я достаточно знаю нормы

Первый раз вижу человека, который знает нормы, но ни разу ими не пользовался. В экспертизе тоже 30-ти летним опытом машете?

Сообщение от SergeyKonstr во-вторых нашему руководству они по барабану

Бегите Вы из такой организации. А то может им и уголовный кодекс по барабану - зальют как-нибудь в фундаментную плиту при собственном серьезном косяке и скажут: "конструктор в бега подался, сразу видно - чует кошка чье мясо съела". Ведь по бассейну "Дельфин" одного из предполагаемых виновников так и не нашли - видимо где-то с тазиком бетона плавает.

Сообщение от SergeyKonstr и в третьих-нормы проблем не решают.

конечно, если на них не ссылаться. А вот если знать нормы лучше всяких "икспертов", то очень даже решают.
А то как какой-нибудь сложный случай - так сразу во всякие НИИЖБы за заключением бегут, а как делать то что в СНиПе описано - так "мы и без теоретиков обойдемся".

----- добавлено через ~9 мин. -----

Сообщение от miko2009 просто я лично считаю задаваться из неких предпосылок (неизвестным) епсилон и решать обратную задачу не совсем корректно.

Вот конкретный пример из моей практики - возникли сомнения по качеству арматуры - практически не гнулась - ломалась на стройке. Приехал, говорю отбирайте образцы - штук 20 пилите по 2 из разных прутков. Нарезали. Отдали на испытания в две организации. Обе не вызывающие сомнений "теоретики" :-) :-) :-). В одной рвали непосредственно арматуру, в другой вытачивали из этой арматуры стандартные образцы которые испытывают машиностроители. И обе показали, что хоть арматура и А400, но бракованная - площадки текучести действительно нет. Но не в этом суть - арматурные стержни и образцы из них выточенные показывали существенно разные результаты (в пересчете на площадь конечно). Отдали металлургам и оказалось, что из-за нарушения технологии верхние слои имели значительно меньшую прочность, чем сердечник.
К чему я это - к тому, что и АНСИСу тоже надо подпихивать определенные предпосылки и они точно также могут оказаться ложными, как предпосылки СП.

[miko2009]

Сообщение от realdoc В.Анпилов утверждал

я тоже с ним по этому поводу говорил (точнее он меня материл по жесткому ;D, когда я его расспрашивал про модели бетона и вообще про архитектуру ANSYS ) и Валерий Николаевич так же утверждал что ANSYS с его урезанной моделью бетона ни на что не способен (как то странно было услышать такое от человека который отдал этому ПК почти 2 десятилетия) и что Abaqus намного лучше (опять же как только человек перешел к конкуренту заговорил другим языком) поэтому я его слова пропустил через фильтр и понял одно, ну вы уже их озвучили:

Сообщение от realdoc те характеристики на которые полагаетесь Вы тоже весьма условны

Сообщение от realdoc один мой знакомый утверждает, что некорректно брать характеристики из испытаний 15 сантиметровых кубиков и распространять их на 30 метровые балки. И он прав. А ансис это не учитывает.

ну я уже говорил вам где я работаю , у нас есть свои заводы по производству бетонных смесей , есть свои заводы по производству сборного монолита , мелкоштучных изделий , деревянных, металлических , пластиковых и тд и тп . Есть очень хорошая лаборатория испытаний как ЖБ конструкций так и МК, когда мы пожелаем(с обоснованием) то можем заказать испытания хотя бы бетона( в 7 суток в 28 суток и тд и тп ) конструкций , если закладываем В30 то обычно по результатам 28 суток получаем 35-37 класс бетона (на заводах тоже страхуются завышая добавками, химия тоже как бы не советская уже, немцы в этом деле алхимики еще те.....) . Вот например из последних испытаний вместо В30 проектной показали В40-В45, есть много уже неразрушающих методов контроля, советуемся с НИИЖБ или НИИОСП
Кубики это больше для прораба что бы он не купил левый бетон, по моему до В25 W10 одна цена, а потом резкий скачок ......
Если честно я не беру ничего из предпосылки плоских сечений или иных идеализированных теорий , честное пионерское ! тем более я же разбивая на конечные элементы задаю жесткость каждому КЭ в отдельности а это намного меньше чем 15 см кубик(в идеале , когда есть пересекающееся армирование то минимальный размер конечного элемента порядка 10мм в итоге рядовая задача превращается в задачу с 100кк уравнений) ....и далее уже раскладывая матрицу жестокостей рассматриваю каждый конечный элемент в отдельности.

Сообщение от realdoc Все может быть. Но только считать каждую плиту МКЭ очень накладно. Уникальные конструкции - да. Массовые нет.

Просто это почти ответ на вопрос топика, на оболочках мы никогда не получим точных результатов а что бы инженер не парился вводим 0.3 и 0.6 к модулю упругости бетона, но если нужен более точный результат , тогда моделируем всю арматуру , все узлы , все конструкции , все здание и считаем. И будет вам точный результат , я например до сих пор не могу посчитать конструкцию с 4 рядами армирования хотя бы пролетом 6х6, очень много подводных камней, в SCAD я посчитал за 3 минуты , в ANSYS уже по результатам расчета SCAD эту модельку штудирую 4 или 5 месяц так шта это пока метод для истинных "психопатов" которые ищут истину, а она где то так рядом. НО ! когда этот день настанет можно будет решать задачи любой сложности только за счет синтетики, например на Западе и Востоке так и идут , создают огромные модели и считают их на сетевых кластерах которые включают в себя например 16 000 узлов , каждый узел это 2 процессорный Intel Xeon с двумя GPU ускорителями nvidea tesla K40 и 128 ГБ оперативы DDR5 (их в магазе не купишь ) , любой школьник может ввести свойства материалов , модель может сделать так же уже и школьник , только показать как , в итоге такой способ расчета может привезти к полной деградации инженеров, вот это и пугает :/ я даже себя иногда чувствую не инженером а каким то оператором ......

Сообщение от realdoc АНСИСу тоже надо подпихивать определенные предпосылки и они точно также могут оказаться ложными, как предпосылки СП.

неее, ну тут уже таких факторов как "дефект" не учесть , это уже другая история

[SergeyKonstr]

Сообщение от realdoc А почему оно должно кирдыкнуться

Потому, что это и есть критерий оценки деятельности того счета, чей вы завернули, признав его не верным.

Сообщение от realdoc Один весь из себя практик утверждал, что сборно-монолит с предварительным напряжением можно считать в Скадовском сателлите, а получившуюся арматуру через соотношение расчетного сопротивления можно пересчитать в канатную. Другой иксперт весь из себя не меньший практик, "30 лет проработавший главным конструктором" утверждал, что надо учесть касательные напряжения, начальные напряжения в сборной части и т.п. Естественно, первый практик ничего этого сделать не мог.

Вот эти убеждения, пусть тот, кто их изрек, засунут себе в задницу, и возрадуются жизни.

Сообщение от realdoc Я сделал расчет, учел все указанные экспертом эффекты. Он не поверил - он же практик, сказал вот был бы отчет НИИЖБ, было бы понятно, получили отчет НИИЖБ, который подтвердил правильность выполненного расчета.

Так то расчет для эксперта, не для реалей...странно..

Сообщение от realdoc он же практик, сказал вот были бы испытания, тогда было бы понятно

А чё не провели? Или нужно было мордой....

Сообщение от realdoc Провели испытания, подтвердили правильность расчета, получили положительное заключение.

Вот это для меня интересно, может кажите. как чё там, какие дозы нагрузки и как это согласуется с вашим расчетом и с расчетом того ,плохого. расчетного.

Сообщение от realdoc Где я сказал что-то подобное? Скорее уж я докажу Вашему генеральному, что вместо 250 можно делать 160. Может быть и наоборот, но в любом случае это будет обоснованное решение.

Опять вас огорчу, обосновонного решения не будет, поскольку точки начала не будет - не будет нагрузки.

Сообщение от realdoc Ага, а расчеты Вы делаете по каким документам, по вечерним газетам что-ли? Кто для Вас эти СНиПы придумал, не теоретики что-ли. И если строители где-то накосячили, исправляете и все-таки расчеты делаете и испытания прочности бетона по ГОСТу? Практика и теория связаны неразрывно. Все что есть в практике может быть подтверждено теорией, все что получается в теории должно быть подтверждено теорией. Другого не дано.

Хе-хе, дано, ищь как. Испытание прочности бетона - глупость при неразберихи

Сообщение от realdoc Первый раз вижу человека, который знает нормы, но ни разу ими не пользовался.

А чё им пользоваться? На стройку были?

Сообщение от realdoc В экспертизе тоже 30-ти летним опытом машете?

Нет. Увидили, что я, вопросов не задают.

Сообщение от realdoc Бегите Вы из такой организации.

Это, я как-нить без вас.

Сообщение от realdoc А то как какой-нибудь сложный случай - так сразу во всякие НИИЖБы за заключением бегут, а как делать то что в СНиПе описано - так "мы и без теоретиков обойдемся".

Врать не буду, случай не доводился.
Но если доведется, не побегу туда. Сам всё решу (или сами всё решим)

[Stanum]

realdoc, это что надо было сделать с технологией?
Изначально процесс подразумевает обратное соотношение, наклеп как-бы происходит.

[DVKSPB]

Сообщение от swell{d} Цитата: Сообщение от DVKSPB Только вот беда да беда ваша высосана из пальца. дома строят, они стоят в большинстве своём.

Так понятно, почему стоят. Образуются пластические шарниры, бетон трещит, арматура течет, происходит перераспределение напряжений. Только вопрос в том, сколько простоят. И что завтра делать будем, если парочка домиков навернется, например по причине кородирования арматуры в местах пластических шарниров?

[swell{d}]

DVKSPB, как правило, даже не трещат =)

[SergeyKonstr]

Сообщение от DVKSPB Образуются пластические шарниры, бетон трещит, арматура течет, происходит перераспределение напряжений. Только вопрос в том, сколько простоят. И что завтра делать будем, если парочка домиков навернется, например по причине кородирования арматуры в местах пластических шарниро

Offtop: Видимо, чел только теоретик

[realdoc]

Сообщение от SergeyKonstr Врать не буду, случай не доводился. Но если доведется, не побегу туда. Сам всё решу (или сами всё решим)

Ну вот и давайте, разберем этот конкретный случай:
Замечание: Представить расчет сборно-монолитного ригеля в части:
- контактного шва между сборной и монолитной частью с учетом начальных напряжений сборной части вызванных предварительным напряжением арматуры.
- узлов сопряжения ригеля с колонной на действие изгибающих моментов и поперечных сил.
Только не юлите - есть конкретный ригель, если каких-то данных не хватает, я предоставлю.
У первого проектировщика не было верного или неверного расчета - он тупо вводил схему в скад и получал моменты, расчета контактного шва у него не было. В этом проблема. Он раз за разом предоставлял расчет на действие поперечной силы по наклонной трещине.
Вот и покажите как Вы решите эту проблему. Потому как еще раз - любую проблему которую Вы решаете, я решу без труда, решите ли Вы проблемы которые решаю я?

Сообщение от SergeyKonstr Опять вас огорчу, обосновонного решения не будет, поскольку точки начала не будет - не будет нагрузки.

Что за бред? причем тут нагрузка? В прошлый раз Вы не говорили ни о какой нагрузке? При одинаковых вводных я получу обоснованный по нормам расчет.

Сообщение от SergeyKonstr Испытание прочности бетона - глупость при неразберихи

Очередной бред. Прочность бетона испытываете? По ГОСТ? ГОСТ-то кто придумал?

Сообщение от SergeyKonstr Нет. Увидили, что я, вопросов не задают.

понятно, дальше своей деревни ничего не проектировали. И нормальных экспертов не видели.

Сообщение от SergeyKonstr А чё не провели?

Вы читать умеете? Испытания - провели. Еще раз на всякий случай - испытания провели.

Сообщение от Stanum Изначально процесс подразумевает обратное соотношение, наклеп как-бы происходит.

Наклеп это вообще другое - упрочнение арматуры при ее вытяжке выше предела текучести. Здесь никто арматуру не вытягивал. Приложил файлик измерений при испытании.
Образец цилиндрический пятикратный, диаметр исходный 4,97мм
длина исходная 25 мм.
удлинение - 18,4%
сужение - 53,2%
Максимальное усилие на разрыв - 13,41кН
Напомню - арматура по сертификату была А400. Комбинат ее изначально отпускал как брак, но ушлые перепродавцы (тоже видимо из разряда "да я 100 раз так делал") подменили сертификат и продали как товарную.
Offtop: Испытательная машина - просто супер в академии наук - обратите внимание на количество отснятых точек. Причем можно посчитать касательный модуль упругости и убедиться, что в даже в пределах упругой работы он не такой уж постоянный.
Вообще машина предназначена для гигацикловых испытаний на многократноповторяющуюся нагрузку, на ней лопатки турбин испытывают, композиты всякие, это мы как валенки - на ней простую арматуру испытывали.
К слову в академии наук работают очень хорошие специалисты по прочности материалов. Я когда с ними общаюсь и рассказываю как железобетон считается (очень упрощенно с точки зрения их методов) они смеются неподдельно. По сути железобетон тоже композит, но только так считать композиты им и в голову не приходит. Рассказывали про метод определения трещиностойкости материалов при помощи лазера, причем говорят изначально придумал его именно специалист по бетону.

----- добавлено через ~8 мин. -----

Сообщение от miko2009 тем более я же разбивая на конечные элементы задаю жесткость каждому КЭ в отдельности а это намного меньше чем 15 см кубик

Не в этом дело. Я о том, что характеристики бетона мы получаем из образцов одних размеров, а потом применяем их к конструкциям совсем других размеров.
Я уже приводил простой пример: всем известно, что "средний по больнице" коэффициент вариации бетона 13,5%. Но получен он из испытаний кубов. Берем 2 кубика, ставим друг на друга. Для разрушения достаточно разрушения любого кубика.
Допустим что вероятность неразрушения любого из кубиков 95% (нормативная прочность). Тогда для двух кубиков вероятность неразрушения 0,95*0,95=0,9 или 90%. Какая же обеспеченность в колонне высотой 3м и размерами поперечного сечения 30*30см? Да не знает никто, потому что достаточное для оценки вариации число таких конструкций никто не испытывал.
С арматурой тоже привел пример - хоть как Вы ее задавайте, но свойства образцов разных размеров разные, в своей модели вы это не учтете.
Надо будет заглянуть к Вам как в мск буду.

Сообщение от miko2009 я например до сих пор не могу посчитать конструкцию с 4 рядами армирования хотя бы пролетом 6х6

Вот я и говорю - в инженерных целях такие методы неприемлемы.

[DVKSPB]

Сообщение от swell{d} DVKSPB, как правило, даже не трещат =)

Этого не может быть. Если Вы "от балды" задали жесткости элементов, то обязательно ошибетесь с распределением усилий в конструкции. Там, где армирование не будет соответствовать усилию (в реальной конструкции, а не в скадовской модели) будет образовываться пластический шарнир и сопутствующие ему трещины с непонятной шириной раскрытия. Чудес-то не бывает.

Сообщение от realdoc любую проблему которую Вы решаете, я решу без труда, решите ли Вы проблемы которые решаю я?

Вопрос только в том, насколько правильно Вы ее решите. Но вопрос даже не в этом. Допустим, что Вы супер-специалист, способный правильно решать любые задачи. Вопрос в том, может ли обычный рядовой инженер, не отягощенный знаниями сверх вузовской программы средствами СКАДа правильно рассчитать самый обычный ж.б. дом?

[realdoc]

Сообщение от DVKSPB Вопрос только в том, насколько правильно Вы ее решите.

Решите правильнее, кто же спорит. Я говорил лишь о том, что в нормах есть все предпосылки и формулы чтобы решить задачу в рамках этих самых норм. Это действующий документ. Не согласны с ним - оспорьте в положенном порядке. Да хотя бы здесь озвучьте чего именно Вам не хватает. Пока я вижу, что Вы не делали подобных расчетов. Иначе бы не говорили:

Сообщение от DVKSPB Образуются пластические шарниры, бетон трещит, арматура течет, происходит перераспределение напряжений. Только вопрос в том, сколько простоят. И что завтра делать будем, если парочка домиков навернется, например по причине кородирования арматуры в местах пластических шарниров?

Поясняю: при расчете по упругой стадии жесткость опорного и пролетного сечений будет редко отличаться более чем в 2 раза. В соседней теме я показал, что даже если жесткость отличается в 2 раза, то моменты будут отличаться не в 2 раза, а процентов на 10 максимум. Т.е. в пределах коэффициентов надежности по арматуре и нагрузок. И именно это спасает таких "супер-практиков".

Сообщение от DVKSPB Вопрос в том, может ли обычный рядовой инженер, не отягощенный знаниями сверх вузовской программы средствами СКАДа правильно рассчитать самый обычный ж.б. дом?

Может - я показал как: сначала надо правильно определить жесткости, потом считать с секущем модулем. Есть другое мнение как посчитать - изложите. Вариант: не проектировать не предлагать. Кто-то должен проектировать здания. Если считать по Вашему, надо жить исключительно в шалашах.

----- добавлено через ~13 мин. -----

Сообщение от DVKSPB Этого не может быть. Если Вы "от балды" задали жесткости элементов, то обязательно ошибетесь с распределением усилий в конструкции. Там, где армирование не будет соответствовать усилию (в реальной конструкции, а не в скадовской модели) будет образовываться пластический шарнир и сопутствующие ему трещины с непонятной шириной раскрытия. Чудес-то не бывает.

Так Вы покажите на расчете некоторой реальной конструкции, как можно получить пластический шарнир предварительно назначив жесткости по СП52-101-2003 СП52-103-2007. Сравните величину момента по упругой схеме и по предлагаемой Вами. Пока ваши рассуждения бездоказательны и аналогичны вопросу: "ну ведь приливные силы луны влияют на вес здания, и пока Вы не разобрались с данным вопросом считать конструкции не стоит". Конечно влияют, кто же спорит - покажите только что это критично и влияет в значительной мере. Значительную меру я Вам обозначил - выйдет за пределы коэффициента надежности по арматуре.

[Солидворкер]

realdoc, SergeyKonstr, прошу проявлять поменьше эмоций.

[Бахил]

realdoc, что-то твой расчёт мне не нравиться. Нет там перераспределения момента с опоры в пролёт в 30%. Где-то плюха.

[realdoc]

Сообщение от Бахил Нет там перераспределения момента с опоры в пролёт в 30%. Где-то плюха.

Смотри - в пролете было 105, стало 134. Т.е. в пролете добавилось 29. На опоре было 181, стало 153, т.е. убавилось 28 (небольшая погрешность за счет второй опоры). Т.е. перераспределяется абсолютное значение, а не проценты.
(135-105)/105 это и будет почти 30%, но это не значит что на опоре тоже на 30% должно убавиться.

[SergeyKonstr]

Сообщение от Солидворкер прошу проявлять поменьше эмоций.

Да не, эмоции оставлены уже давно...

Сообщение от realdoc Ну вот и давайте, разберем этот конкретный случай: Замечание: Представить расчет сборно-монолитного ригеля в части: - контактного шва между сборной и монолитной частью с учетом начальных напряжений сборной части вызванных предварительным напряжением арматуры. - узлов сопряжения ригеля с колонной на действие изгибающих моментов и поперечных сил. Только не юлите - есть конкретный ригель, если каких-то данных не хватает, я предоставлю. У первого проектировщика не было верного или неверного расчета - он тупо вводил схему в скад и получал моменты, расчета контактного шва у него не было. В этом проблема. Он раз за разом предоставлял расчет на действие поперечной силы по наклонной трещине.

Не буду я ничего разбирать.
Единственной оценкой может быть то, что сооружение, по расчетам того конструктора, будет построено и при той нагрузке, которую он задал это сооружение не будет удовлетворять проблемам его эксплуатации.
А вы не сделали этого, вы решили, что это не верно, но это ваше мнение, которое ни о чем не говорит.
А нюансы расчета, это ваши нюансы, сегодня они одни, завтра другие (Нормы меняются)

Сообщение от realdoc Что за бред? причем тут нагрузка? В прошлый раз Вы не говорили ни о какой нагрузке? При одинаковых вводных я получу обоснованный по нормам расчет.

Проблема в том, что их нет.

Сообщение от realdoc Очередной бред. Прочность бетона испытываете? По ГОСТ? ГОСТ-то кто придумал?

Вот что бред, это точно.
Общаясь с кандидатами (докторами), я однажды задал следующий вопрос, а что, если гипотетически всю плиту перекрытия "рассверлить" и все образцы покажут на грани (ну не марку, это я так) класс бетона, ну скажем В 25, вы в отчете всё одно (используя вариацию) напишите, что это будет В 12,5. Ответ меня шокировал - да. Так, что в действительности чтобы был В 25, нужно чтобы был В 35. Так что ГОСТ кто-то придумал.


Что разрушилось?

[miko2009]

Сообщение от realdoc Вот я и говорю - в инженерных целях такие методы неприемлемы.

Приемлемы просто когда то и оболочки были "неприемлемы" мы же как бы должны вылезть из каменного века. Скоро тут скину сравнение СНиП и твердотельного моделирования (читая в раз 4-5 книгу Морозова по механике разрушения понял где ошибка при моделировании 4-х рядного армирования)

Сообщение от realdoc Не в этом дело. Я о том, что характеристики бетона мы получаем из образцов одних размеров, а потом применяем их к конструкциям совсем других размеров. Я уже приводил простой пример: всем известно, что "средний по больнице" коэффициент вариации бетона 13,5%. Но получен он из испытаний кубов. Берем 2 кубика, ставим друг на друга. Для разрушения достаточно разрушения любого кубика.

Я вас отлично понимаю , вот вы меня похоже нет , у нас не бывает такого что класс бетона ниже , он всегда выше по испытаниям http://beton222.ru/products/labs.html
Нам плевать что ГОСТ дает некий процент расхождения , мы его не даем и в вашем примере вместо 0.95 у нас 1.1. Ну да ладно это возможно частый случай и во всей остальной РФ бетон месят прямо на стройке лопатой, но это опять же камень и в теорию плоских сечений. И арматуру у нас из каждой партии испытывают, так же сварные швы УЗК 10% и тд. и тп.
P.S. не вся РФ работает в каменном веке.....

[realdoc]

Сообщение от SergeyKonstr Не буду я ничего разбирать.

так и я о том же:

Сообщение от realdoc Потому как еще раз - любую проблему которую Вы решаете, я решу без труда, решите ли Вы проблемы которые решаю я?

Сообщение от SergeyKonstr Единственной оценкой может быть то, что сооружение, по расчетам того конструктора, будет построено и при той нагрузке, которую он задал это сооружение не будет удовлетворять проблемам его эксплуатации. А вы не сделали этого, вы решили, что это не верно, но это ваше мнение, которое ни о чем не говорит.

Т.е. надо любому профану разрешить проектировать дома - ну а что, пусть попробует. Вдруг получится. Расчеты проверять не надо и даже нельзя - единственный критерий это будут проблемы при эксплуатации или нет.

Сообщение от SergeyKonstr Общаясь с кандидатами (докторами), я однажды задал следующий вопрос, а что, если гипотетически всю плиту перекрытия "рассверлить" и все образцы покажут на грани (ну не марку, это я так) класс бетона, ну скажем В 25, вы в отчете всё одно (используя вариацию) напишите, что это будет В 12,5. Ответ меня шокировал - да. Так, что в действительности чтобы был В 25, нужно чтобы был В 35. Так что ГОСТ кто-то придумал.

Считается, что распределение прочности бетона по образцам подчиняется нормальному распределению. Не в том смысле, что есть ненормальные распределения, а в том, что смысле что это один из видов распределения, его еще называют распределением Гаусса. В общем-то это не совсем так, но принято считать что это так, потому что оперировать мы будем с понятиями немалых вероятностей. Если кому будет интересно, я поясню.
Поясняю на простом примере.
Допустим Вы переехали на новое место жительства и на работу ходите пешком. Вы решили узнать, за сколько Вам надо выйти и засекали время в течении 6 дней:
1. 20 минут - Вы шли спокойно, Вам ничего не мешало.
2. 25 минут - сломался светофор.
3. 22 минуты.
4. 19 минут - дождь, пришлось поднажать.
5. 30 минут - остановил милиционер для проверки документов. Бывает.
6. 32 минуты - по дороге прорвало канализацию и пришлось обходить.
На следующий день начальник говорит Вам: завтра приезжает заммэра на совещание, ни в коем случае не опоздай. Вы размышляете: может ли быть так что сломается светофор, да еще и милиционер остановит для проверки документов. Теоретически может - выйду-ка я минут за 40, чтобы уж наверняка.
К приведенному Выше примеру: среднее значение - 25. С обеспеченностью 95% - 33 минуты, с обеспеченностью 99,7% - 40 минут. Т.е. выбрав время 40 минут Вы опоздаете в 3-х случаях из 1000.
Прошел год. В каждый день Вы засекали время. Разные были случаи - один раз подвез приятель, добрался за 10 минут. Один раз замело снегом дверь подъезда - открывал полчаса, добрался за 50 минут. Один раз из-за дождя затопило дороги, все перекрыли - обходил долго - добрался за 45 минут. Но в 99% случаев - 20-25 минут.
Начальник говорит Вам, что приедет мэр и надо ну полюбому быть вовремя. Максимальное время, за которое Вы раньше добирались - 50 минут, но это было один раз. Очень маловероятно, что завтра будет именно такой день. Выйду-ка я минут за 45. Есть ли вероятность опоздать, есть но очень маленькая. Настолько маленькая, что я не буду ориентироваться на эту вероятность.
А все потому, что год это уже статистика, достаточная.
Возвращаясь к бетону. При малом количестве образцов, у Вас действительно получится значение меньше меньшего из испытаний. При большом количестве - не обязательно. Даже наоборот, обязательно окажется внутри диапазона. Собственно это написано в любом учебнике - обеспеченность класса бетона 95%, т.е. из 100 образцов 5 покажут прочность меньше чем принятый класс. Т.е. если Вы гипотетически "рассверлили всю плиту", то Ваше утверждение о том, что получится меньше меньшего неверно - уже при 20-30 образцах вы практически гарантировано получите результат находящийся внутри диапазона.
Это говорит лишь о том, что сами Вы ГОСТ не читали (хотя по Вашему утверждению нормы Вы знаете), статобработку результатов испытаний не делали. Либо кандидаты с докторами Вас обманули, либо (что более вероятно) Вы их в свойственной вам манере - не слушали.
Ну и еще - образец не может показать класс бетона. Образец может показать прочность. Минимальное количество образцов для установления марки - 2, для установления класса - 6. Это если не пользоваться "среднебольничным" значением коэффициента вариации 13,5. Если пользоваться, то можно весьма условно перевести марку в класс, т.е. класс в этом случае можно установить по марке, т.е. по двум образцам. Но это неправильно.

----- добавлено через ~37 мин. -----

Сообщение от miko2009 Приемлемы просто когда то и оболочки были "неприемлемы" мы же как бы должны вылезть из каменного века. Скоро тут скину сравнение СНиП и твердотельного моделирования (читая в раз 4-5 книгу Морозова по механике разрушения понял где ошибка при моделировании 4-х рядного армирования)

Понятно что рано или поздно будут появляться механизмы решающие задачи, которые трудно решить сейчас - например расчет объемных элементов, массивных фундаментов и т.п. И тут требуются не только программные мощности, но и соответствующая теория и испытания.

Сообщение от miko2009 Нам плевать что ГОСТ дает некий процент расхождения , мы его не даем и в вашем примере вместо 0.95 у нас 1.1.

Все-таки мы о разном говорим - я об обеспеченности 0,95 говорил, т.е. что 95 образцов из 100 неразрушатся при указанной нагрузке, у вас получается что из 100 не разрушатся 110.

Сообщение от miko2009 Ну да ладно это возможно частый случай и во всей остальной РФ бетон месят прямо на стройке лопатой, но это опять же камень и в теорию плоских сечений.

Есть такая проблема - сечения не плоские в железобетоне с трещинами. Но опять же - надо еще показать что это вносит существенную погрешность. Возможно буду в начале августа в мск - заеду в гости, обсудим. Я же не против АНСИСа - я и сам в нем считаю некоторые вещи. Но для массового проектирования он не подходит.

[Бахил]

Сообщение от realdoc я об обеспеченности 0,95 говорил

Вот тут собака и зарыта. Даже в одном элементе прочность может скакать, где больше, где меньше. Не говоря о модуле упругости. И все теории гикнуться на практике.

[realdoc]

Сообщение от Бахил Вот тут собака и зарыта. Даже в одном элементе прочность может скакать, где больше, где меньше.

Собаки тут нет - если в пределах одного элемента производится несколько измерений, то и для них действует обеспеченность 0,95. Но в части обследования я небольшой специалист. Сам считаю определение прочности существующих конструкций делом мутным и имеющим много проблем такого характера как ты указал. Если есть какие-то конкретные вопросы, то тебе надо к Коревицкой М.Г. ехать в НИИЖБ - она тебе все разъяснит.

Сообщение от Бахил И все теории гикнуться на практике.

Тоже предлагаешь ничего не строить?

[DVKSPB]

Сообщение от realdoc Т.е. надо любому профану разрешить проектировать дома - ну а что, пусть попробует. Вдруг получится. Расчеты проверять не надо и даже нельзя - единственный критерий это будут проблемы при эксплуатации или нет.

Можно подумать, что в России дела обстоят по другому.

[SergeyKonstr]

Сообщение от realdoc Это говорит лишь о том, что сами Вы ГОСТ не читали (хотя по Вашему утверждению нормы Вы знаете), статобработку результатов испытаний не делали. Либо кандидаты с докторами Вас обманули, либо (что более вероятно) Вы их в свойственной вам манере - не слушали.

Не буду отвечать, уподобляться вам, а то гадостей каких-нибудь счас наговорю.

Сообщение от realdoc Т.е. надо любому профану разрешить проектировать дома - ну а что, пусть попробует

А это так и есть. Примеров куча. Пробуют и эксплуатируются эти сооружения.

Сообщение от realdoc Расчеты проверять не надо и даже нельзя

В большинстве случаев это никому не нужно, поскольку

Сообщение от realdoc единственный критерий это будут проблемы при эксплуатации или нет.

Сообщение от DVKSPB Можно подумать, что в России дела обстоят по другому.

Золотые слова.
Offtop: Как говорит мой ген. дир. " А мне всё одно как ты, на чём ты будешь считать, но здание должно стоять".

[realdoc]

Сообщение от DVKSPB Можно подумать, что в России дела обстоят по другому.

Это не проектирование, это зодчество. Печально что в России дела обстоят в большинстве именно так. Хотя с другой стороны - для нормальных проектировщиков (а не зодчих) больше работы.
И тогда получается, что в теме Расчет железобетонного здания по СП 52-103-2007 должны обсуждаться именно вопросы проектирования и расчета.
Зодчество и строительство на глазок это в другой теме должно быть.

[DVKSPB]

Сообщение от realdoc Хотя с другой стороны - для нормальных проектировщиков (а не зодчих) больше работы.

Если бы так. Нет в России социального заказа на нормальных проектировщиков (и не только проектировщиков). Не раз лично сталкивался с ситуацией, когда выгоняют не того, кто напортачил в проекте, а того, кто обнаружил косяки и начал бить тревогу. При этом все признают, что проект никуда не годится.

[Бахил]

Эк вас куда понесло. Дело не в том считать- не считать, а как считать. Старые нормы при всей своей простоте были подкреплены солидной экспериментальной базой. А в настоящее время сколько проводится экспериментов?
В новых СП понадёргано разных теорий из зарубежных норм и кое-что оставлено из старых. При этом бетон в Германии и у нас - две большие разницы. Поэтому место современных СП на гвоздике в клозете. И изучать их надо в соответствующем месте. И там же использовать.
Offtop: Кстати, может кто-нибудь объяснить что за зверь "Деформированная схема"? Или "Относительные деформации"?

Сообщение от Бахил Кстати, может кто-нибудь объяснить что за зверь "Деформированная схема"? Или "Относительные деформации"?

Да уж. Зато про решения краевых задач в вариационой постановке блистаем эрудицией.

[realdoc]

Сообщение от Бахил В новых СП понадёргано разных теорий из зарубежных норм и кое-что оставлено из старых.

И что по бетону надергано из разных теорий зарубежных норм чего не было в наших старых СНиПах? Мне на ум приходит только раскрытие трещин.

Сообщение от Бахил Деформированная схема

Иначе геометрически нелинейный расчет. Выполнение нескольких стадий расчета, при этом на первой стадии нагрузки прикладываются к исходной схеме, определяются перемещения этой схемы. На следующих за исходную схему принимается "уже прогнутая" схема, т.е. схема с известными перемещениями.

Сообщение от Бахил Относительные деформации

Отношение деформации к исходному элемента, участка и т.п.
Offtop: Ты хоть скажи как тебя зовут, а то не люблю общаться не зная с кем.

Сообщение от palexxvlad Да уж. Зато про решения краевых задач в вариационой постановке блистаем эрудицией.

Я вот не умею пользоваться ксероксом, и ничего - тоже рассуждаю о науке. :-)

[Бахил]

Сообщение от realdoc Иначе геометрически нелинейный расчет. Выполнение нескольких стадий расчета, при этом на первой стадии нагрузки прикладываются к исходной схеме, определяются перемещения этой схемы. На следующих за исходную схему принимается "уже прогнутая" схема, т.е. схема с известными перемещениями.

Таким способом не догонишь черепаху. А уж продольный изгиб тем более не поймаешь. Даже ферму Мизеса таким способом не рассчитать.
Насчёт "относительной деформации" не понял. Есть перемещения, деформации и отношения Коши. А что такое "относительная деформация"?
Offtop: А зовут меня Бахил

[realdoc]

Сообщение от Бахил Таким способом не догонишь черепаху. А уж продольный изгиб тем более не поймаешь.

Можешь не верить - сходится один в один. Если интересно - был такой пользователь раньше - alle, он приводил сравнение расчета стальной колоны на устойчивость по СНиП и по деформированной схеме в АНСИС с учетом пластических деформаций. Задавал коэффициент к нагрузке полученной по СНиП 0.99 - решение сходится, 1.00, не сходится. Если хочешь - поищи. Да и если захочет он сам отпишется - он и сейчас на форуме шифруется.

[Бахил]

Сообщение от realdoc по деформированной схеме в АНСИС

Хрена. Ансиска считает на устойчивость методом начальных параметров. К "деформированной схеме" не имеет никакого отношения.

[realdoc]

Сообщение от Бахил Хрена. Ансиска считает на устойчивость методом начальных параметров. К "деформированной схеме" не имеет никакого отношения.

http://mostreal.sk/html/guide_55/g-str/gstr8.htm

[frostyfrost]

Сообщение от realdoc Задавал коэффициент к нагрузке полученной по СНиП 0.99 - решение сходится, 1.00, не сходится

Это очень удачный пример попался. Сравнивали несколько типов сечений при различных величинах гибкости и m_ef. Получалось плюс-минус 2-5% различие со СНиП.

[realdoc]

Сообщение от frostyfrost Это очень удачный пример попался. Сравнивали несколько типов сечений при различных величинах гибкости и m_ef. Получалось плюс-минус 2-5% различие со СНиП.

да, простая форма - квадрат вроде бы. У него цель хорошая была - показать что коэффициенты фи в СНиП получены не испытаниями (как многие думают), а расчетом.
Ну и 5% я считаю тоже неплохо.

[Stanum]

Offtop: frostyfrost, этот в пределах инженерной точности.

[frostyfrost]

Сообщение от Stanum frostyfrost, этот в пределах инженерной точности.

Я это понимаю очень хорошо, просто получить результата 1в1 это несколько проблемно, с учетом того, что зависимости у нас даны аппроксимирующими функциями. Особенно забавны такие результаты, когда новые нормы дают большие расхождения в некоторых случаях со старыми нормами 10%.

Сообщение от realdoc Можешь не верить - сходится один в один.

Не всегда сходится. Многое зависит от формы сечения и исходных комбинаций усилий.

[realdoc]

Сообщение от palexxvlad Не всегда сходится. Многое зависит от формы сечения и исходных комбинаций усилий.

это относилось к:

Сообщение от Бахил А уж продольный изгиб тем более не поймаешь.

Т.е. продольный изгиб корректно считается расчетом по геометрически нелинейной схеме. Если расчет по деформированной схеме не сходится с СНиПом, то ту дело именно в:

Сообщение от frostyfrost зависимости у нас даны аппроксимирующими функциями

Хотя я металле и небольшой специалист - сам не решал такие задачи.
Наверное было бы интересно, если бы кто-то выложил результаты сравнения.

Сообщение от realdoc Т.е. продольный изгиб корректно считается расчетом по геометрически нелинейной схеме.

Я бы сказал не то, что "корректно", а "значительно более правильно" с точки зрения инженерного расчета реальной конструкции, нежели решением задачи на собственные значения.

Сообщение от realdoc Наверное было бы интересно, если бы кто-то выложил результаты сравнения.

Вот здесь есть сравнения

[realdoc]

Сообщение от palexxvlad Вот здесь есть сравнения

Важен еще и учет физической нелинейности (при малых гибкостях), вроде бы в скаде этого нет? Решение в области больших гибкостей по СНиП делается по Эйлеру, малых по Ясинскому?

Сообщение от palexxvlad Я бы сказал не то, что "корректно", а "значительно более правильно" с точки зрения инженерного расчета реальной конструкции, нежели решением задачи на собственные значения.

Несомненно, если сравнивать с решением на собственные значения.

Сообщение от realdoc Несомненно, если сравнивать с решением на собственные значения.

Я даже не это имел в виду. Для расчета стржней с использованием к-тов продольного изгиба(методика СНиП), в любом случае, необходимо решить задачу на собственные значения, иначе никоим образом расчетную длину стержня не получить. Вся беда в том, что даже СНиПовские аппроксимации решения такой задачи для определения мю иногда сильно "грешат". Определение расчетных длин стержней в составе рамы могут быть тому иллюстрацией. В итоге получаем из проблемы проверки прочности при продольном изгибе еще и проблему нахождения правильной расчетной длины элемента. Расчет по деформированной схеме, в этом отношении, куда более "правильный", т.к., в этом случае, прямо решается проблема прочности с одновременной проверкой деформативности.

Сообщение от realdoc Важен еще и учет физической нелинейности (при малых гибкостях)...

На самом деле не так важен. Можно просто ограничится пределом текучести в крайнем фибровом слое.

Сообщение от realdoc Решение в области больших гибкостей по СНиП делается по Эйлеру, малых по Ясинскому?

В этой ссылке сравниваются решения для центральносжатых стержней по СНиП, по Эйлеру(упругий расчет на собственные значения), и по деформационному расчету в NASTRAN не зависимости от величины гибкости.

[frostyfrost]

Сообщение от palexxvlad Расчет по деформированной схеме, в этом отношении, куда более "правильный", т.к., в этом случае, прямо решается проблема прочности с одновременной проверкой деформативности.

Тут есть проблемы с начальными несовершенствами. Глобальные кое-как зададим, а вот отдельные локальные можно пропустить, а от распределения этих несовершенств в некоторых случаях можно получить сильно различные варианты коэффициента запаса по устойчивости.

Сообщение от frostyfrost Тут есть проблемы с начальными несовершенствами.

Не вижу проблемы. Просто отечественные нормы никак не регламентируют выполнение подобного рода расчетов.

Сообщение от frostyfrost Глобальные кое-как зададим, а вот отдельные локальные можно пропустить...

Можно пропустить, а можно и задать. Но что-то мы слишком удалились от темы .

[realdoc]

Сообщение от palexxvlad На самом деле не так важен. Можно просто ограничится пределом текучести в крайнем фибровом слое.

Что-то помниться мне не так все просто было. Ансис оперирует истинными напряжениями, а не инженерными - и этот факт насколько я помню сильно влиял. Alle это учитывал и когда я подставлял диаграмму в инженерных напряжениях, расчет отличался. Повспоминаю на досуге.
Думаю настран тоже должен в истинных считать, по ссылке я не увидел этого - диаграмму они конечно скривили похожим образом, но не то. Поэтому и результат сомнителен. В общем скад в своем репертуаре.

----- добавлено через ~8 мин. -----

Сообщение от palexxvlad Не вижу проблемы. Просто отечественные нормы никак не регламентируют выполнение подобного рода расчетов.

Ну как раз для простого стержня есть - стрелка прогиба i/20+L/750. Для более сложных конструкций не указано. Но и нормы заточены на выделение отдельных стержней из общей схемы.

Сообщение от realdoc Что-то помниться мне не так все просто было. Ансис оперирует истинными напряжениями, а не инженерными - и этот факт насколько я помню сильно влиял.

Да, в СНиПовских к-тах продольного изгиба "сидит" пластика. Я же говорю о том, что можно просто пренебречь учетом развития пластических деформаций при продольном изгибе,

Сообщение от palexxvlad просто ограничится пределом текучести в крайнем фибровом слое

не привлекая физ. нелинейность. Такой расчет будет немного "в запас" для тонкостенных сечений.

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от realdoc Ну как раз для простого стержня есть - стрелка прогиба i/20+L/750.

Да, эта величина начальной погиби справочно указана в пособии к стальному СНиП. Но никаких указаний к ее применению на практике ни СНиП, ни пособие не дает.

[frostyfrost]

Сообщение от palexxvlad Не вижу проблемы. Просто отечественные нормы никак не регламентируют выполнение подобного рода расчетов.

Offtop: Странно, а я вот вижу. Так сказать, описал выше. Гоняли несколько схем с генерацией локальных несовершенств на базе гауссового белого шума + общая модификация на базе n-числа форм. Иногда получали сильно отличающиеся итоговые значения. Заканчиваю оффтопить)))

Сообщение от realdoc Для более сложных конструкций не указано.

Сложность конструкции, в данном, случае никак не влияет на величину локальной погиби отдельного элемента. Вообще это довольно искусственная величина(т.к. зависит от расчетной длины элемента), введенная для получения "безопасных" к-тов продольного изгиба. Значительно более оправданно на практике будет принятие локальной погиби по стандарту(сертификату завода изготовителя) на прокат.

[miko2009]

Хотите задачу ?
1. швеллер полками вверх
2. швеллер полками вниз
у кого нес. спос. выше ?

[realdoc]

Сообщение от palexxvlad Значительно более оправданно на практике будет принятие локальной погиби по стандарту(сертификату завода изготовителя) на прокат.

Бинго - для проката как раз L/750 оттуда эта величина и взялась.

----- добавлено через ~1 мин. -----

Сообщение от miko2009 Хотите задачу ? 1. швеллер полками вверх 2. швеллер полками вниз у кого нес. спос. выше ?

Нагрузка-то как приложена? Швеллер горизонтальный и сжат? Собственный вес учитываем?
Да в общем-то проблем нет - это даже в СНиП учитывается, что Wc и просто W не одно и тоже.

[miko2009]

только собственный вес, можете использовать что угодно хоть пластический хоть секриториальный , главное обосновать цифрами

Сообщение от realdoc Бинго - для проката как раз L/750 оттуда эта величина и взялась.

Верно. Только в пособии не абсолютная длина элемента делится на 750, а некая виртуальная расчетная, что видится крайне странным, применительно к стержням в составе конструкции. Для физических, никак не опертых, отрезков проката не существует расчетной длины, а абсолютная погибь существует

[realdoc]

Сообщение от miko2009 что угодно хоть пластический хоть секриториальный

Wc это по сжатому волокну

Сообщение от miko2009 только собственный вес,

Т.е. изгибаемый элемент?

Сообщение от miko2009 главное обосновать цифрами

Первоначально надо было только качественно сравнить:

Сообщение от miko2009 у кого нес. спос. выше ?

Если элемент изгибаемый и дело в потери устойчивости сжатых полок, то естественно несущая способность будет в том случае, где полки не будут терять устойчивость.

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от palexxvlad Для физических, никак не опертых, отрезков проката не существует расчетной длины

Вам не угодишь

Сообщение от palexxvlad Значительно более оправданно на практике будет принятие локальной погиби по стандарту(сертификату завода изготовителя) на прокат.

После того, как стержень установлен в конструкцию он обладает расчетной длиной. Соответственно при мю больше 1 погибь будет завышаться (что есть хорошо), при мю меньше 1 погибь будет занижаться, но а)есть ведь еще второе слагаемое, б) это уже, как правило, статически неопределимые конструкции, для которых фактор начальной погиби не так важен.

[miko2009]

Евгений это все понятно , только попробуйте посчитать , любой швеллер , любой длинны, шарнирное опирание.

Сообщение от realdoc Вам не угодишь

Да все и так хорошо, зачем мне угождать?

Сообщение от realdoc После того, как стержень установлен в конструкцию он обладает расчетной длиной.

Но фактическая погибь этого стержня никак не зависит от фактически несуществующей расчетной длины. Она абсолютна в любом случае, как факт начальной кривизны стержня не важно куда установленного, и никак снижаться относительно геометрической длины стержня не может. Снижение погиби после установки стержня в состав конструкции - это миф. Второе слагаемое было введено специально для учета случайного эксцентриситета, иначе при относительно малых длинах, из-за практически полного совпадения начально изогнутой оси стержня с прямой линией, невозможно правильно вычислить к-т продольного изгиба.

[realdoc]

Сообщение от miko2009 Евгений это все понятно , только попробуйте посчитать , любой швеллер , любой длинны, шарнирное опирание.

В рамках СНиП посчитать не мудрено. В ансис тоже вроде задать немудрено, в чем подвох?

----- добавлено через ~1 мин. -----

Сообщение от palexxvlad Снижение погиби после установки стержня в состав конструкции - это миф

Снижается не погибь, а влияние начальной погиби в статически неопределимой конструкции по отношению к статически определимой. Даже при одинаковой погиби.

Сообщение от miko2009 Хотите задачу ? 1. швеллер полками вверх 2. швеллер полками вниз у кого нес. спос. выше ?

Если изгиб не сопровождается потерей устойчивости(локально или ПФИ) то нес. способность будет одинаковой.

----- добавлено через ~7 мин. -----

Сообщение от realdoc Снижается не погибь, а влияние начальной погиби в статически неопределимой конструкции по отношению к статически определимой. Даже при одинаковой погиби.

Но мы же говорим не о влиянии погиби, а о проблеме ее задания. Если считать величину погиби по СНиП даже для статически определимых конструкций, то мы получим разную ее величину в зависимомти от способов закрепления концов стержня только потому, что в СНиП решены лишь шарнирно опертые стержни. Реальная погибь, которую нужно вводить в расчет по деф. схеме никакого отношения к расчетным длинам стержней иметь не может, т.к. в таком случае не существует никакого приведения стержня к эквивалентному шарнирно опертому.

----- добавлено через ~16 мин. -----

Сообщение от frostyfrost Гоняли несколько схем с генерацией локальных несовершенств на базе гауссового белого шума + общая модификация на базе n-числа форм.

Ни за что не стал бы задавать таким образом локальные несовершенства в реальных расчетах. Только фактические.

[Бахил]

palexxvlad, зачем листики с гвоздика снял?

----- добавлено через ~6 мин. -----
И куда вас понесло? Обсуждают бетонный СП и вдруг стальной занос.
Модератора на вас нету.

[DVKSPB]

Сообщение от palexxvlad Цитата: Сообщение от miko2009 Хотите задачу ? 1. швеллер полками вверх 2. швеллер полками вниз у кого нес. спос. выше ? Если изгиб не сопровождается потерей устойчивости(локально или ПФИ) то нес. способность будет одинаковой.

Offtop: А если этот швеллер в составе железобетонного здания, рассчитанного по СП 52-103-2007?
Уважаемые господа! Убедительно прошу не отклоняться от темы. Интереснейший вопрос поднят, а вы тему зафлудили. Надеюсь, модераторы весь флуд почистят.

Сообщение от DVKSPB Интереснейший вопрос поднят, а вы тему зафлудили.

Это не флуд. Это ответы на вопрос Бахила о расчете на деформированной схеме.

[miko2009]

А можно еще раз озвучить в чем же проблема ?

[realdoc]

Сообщение от DVKSPB Уважаемые господа! Убедительно прошу не отклоняться от темы. Интереснейший вопрос поднят, а вы тему зафлудили.

Предлагаю только рассуждать более конструктивно.
Давайте для начала обозначим то что уже понятно чтобы двигаться дальше. По крайней мере понятно тем, кто хотел понять. Как дойдет дело до вопроса который непонятен будем обсуждать. Мое видение такое:
1. Распределение жесткостей в значительной мере влияет на распределение усилий в железобетонных элементах. Этот эффект в значительной мере в статически неопределимых конструкциях сглаживается неупругими деформациями бетона и арматуры, поэтому даже неправильное назначение жесткостей не может привести к обрушению конструкции. В статически определимых конструкциях распределение жесткостей не влияет на распределение усилий и интересно лишь с точки зрения определения деформаций.
2. Для определения жесткости ж.б. элемента его следует делить на участки, в пределах которых жесткость полагается постоянной. Применительно к методу конечных элементов этими участками могут быть отдельные конечные элементы или группы элементов.
3. Для определения жесткости в пределах каждого участка необходимо определить жесткость сечения с трещиной. Переход от жесткости сечения с трещиной к средней жесткости участка осуществляется через коэффициент psyS (коэффициент неравномерности напряжений в арматуре). В случае если трещин нет, жесткость участка определяется по бетонному сечению с учетом длительности действующих нагрузок.
Просьба ко всем которые считают что "надо забить" не засорять тему - тема называется Расчет железобетонного здания по СП 52-103-2007. Создайте свою тему Почему я считаю что на требования СП52-103-2007 можно положить болт и обсуждайте в ней.

[Бахил]

Со всеми 3 пунктами можно согласиться. Всё правильно расписал. Но дьявол кроется в деталях. Кстати нарыл древнюю программку, которая считает нелин по кривой момент-кривизна. Правда можно считать только плоские рамки.

[realdoc]

Сообщение от Бахил Но дьявол кроется в деталях

Давай сначала обсудим детали по первому вопросу и победим дьявола. Подвопросы.
1. Что есть в значительной мере? Значительной мерой предлагаю считать изменение более чем на 7%. Почему 7? потому что 5 это мало, в пределах точности вычислений, 10 это много - соизмеримо с коэффициентами надежности по арматуре. Но можно и 10%.
2. Каким должно быть изменение жесткостей чтобы усилия изменились в значительной мере?
Пока хватит. Пока предлагаю не переходить на оболочки и рассматривать на балочных системах. Рассматривать предлагаю 3-х пролетную балку с одним защемленым концом (т.е. суть 6-ти пролетная балка по условию симметрии). Пролеты и сечение роли не играют, а надо ловить эффекты. Т.е. последовательно задаемся увеличивающейся нагрузкой и вычисляем:
1. без трещин.
2. трещины только на опоре.
3. трещины на опоре и в пролете.
4. пластический момент на опоре.

Сообщение от realdoc Рассматривать предлагаю 3-х пролетную балку с одним защемленым концом (т.е. суть 6-ти пролетная балка по условию симметрии)

6-ти пролетная никак не получится. Или 7-ми или 5-ти

[realdoc]

Сообщение от palexxvlad 6-ти пролетная никак не получится. Или 7-ми или 5-ти

если защемить на крайней опоре получится аналог 6-ти пролетов, если защемить в середине 4-го пролета, получится 7-ми пролетная. Думаю нечетное число лучше, но тяжелее восприниматься будет.
Надо с чего-то начать. Предлагаю рассмотреть сначала плиту балочного типа. Скажем пролет 6м, толщина 220мм. Бетон В25, арматура А500.

[DVKSPB]

Сообщение от realdoc Мое видение такое:

Сообщение от realdoc Распределение жесткостей в значительной мере влияет на распределение усилий в железобетонных элементах.

Полностью согласен.

Сообщение от realdoc Этот эффект в значительной мере в статически неопределимых конструкциях сглаживается неупругими деформациями бетона и арматуры

Сглаживается. Идет перераспределение усилий в конструкциях. Этот эффект серьезно изучался в 30-х - 50-х годах прошлого века. В книгах по железобетону говорится о перераспределении 30% усилий. Тем не менее, эффект перераспределения усилий не нашел своего отражения в нормативной литературе. СНиПы (и/или СП) не дают нам права перераспределять усилия. Оно и понятно. Все эти неупругие деформации могут происходить только в том случае, если арматура начинает течь, а в растянутой зоне бетона появляются трещины с большим раскрытием.

Сообщение от realdoc поэтому даже неправильное назначение жесткостей не может привести к обрушению конструкции.

Я правильно понял, что при расчете ж.б. здания я волен назначать жесткости элементов произвольно - обрушения все равно не будет?

Сообщение от realdoc 1. Что есть в значительной мере? Значительной мерой предлагаю считать изменение более чем на 7%. Почему 7? потому что 5 это мало, в пределах точности вычислений, 10 это много - соизмеримо с коэффициентами надежности по арматуре. Но можно и 10%.

Я бы и насчет 10% не стал спорить.

Сообщение от realdoc 3. Для определения жесткости в пределах каждого участка необходимо определить жесткость сечения с трещиной. Переход от жесткости сечения с трещиной к средней жесткости участка осуществляется через коэффициент psyS (коэффициент неравномерности напряжений в арматуре).

Нужно ли усложнять? Для наших целей можно воспользоваться рекомендациями СП52-101-2003.

Сообщение от realdoc В случае если трещин нет, жесткость участка определяется по бетонному сечению с учетом длительности действующих нагрузок.

Для наших целей можно воспользоваться рекомендациями СП52-101-2003.

Сообщение от realdoc Просьба ко всем которые считают что "надо забить" не засорять тему - тема называется Расчет железобетонного здания по СП 52-103-2007. Создайте свою тему Почему я считаю что на требования СП52-103-2007 можно положить болт и обсуждайте в ней.

Сообщение от realdoc Подвопросы.

Сообщение от realdoc 2. Каким должно быть изменение жесткостей чтобы усилия изменились в значительной мере?

Сообщение от realdoc Рассматривать предлагаю 3-х пролетную балку с одним защемленым концом (т.е. суть 6-ти пролетная балка по условию симметрии). Пролеты и сечение роли не играют, а надо ловить эффекты.

Балку не столь интересно. Давайте возьмем раму. Я уже приводил пример, но повторюсь. В П-образной раме с защемленными внизу колоннами при изменении соотношения жесткостей ригеля и колонн в 2 раза, величины моментов изменяются более, чем на 30%.

Сообщение от realdoc Надо с чего-то начать.

Хорошо. Я в очередной раз покажу подобный расчет. Пятипролетная балка, пролеты по 6м, сечение 20х100см, нагруженная 1т/м. Результаты на иллюстрациях.

Продолжение иллюстраций

----- добавлено через ~1 мин. -----
Лень считать разницу в моментах. Кому нужно сам сосчитает.

----- добавлено через ~11 мин. -----

Сообщение от DVKSPB В П-образной раме с защемленными внизу колоннами при изменении соотношения жесткостей ригеля и колонн в 2 раза, величины моментов изменяются более, чем на 30%.

Неужели Вы до сих пор не поняли, что нельзя огульно снижать жесткости для всего ригеля или для всей колонны? Арматура не расположена постоянно по длине ригеля - это раз. Усилия не постоянны по длине элементов - это два. Какой толк будет от такого Вашего эксперимента?

[miko2009]

palexxvlad а можно чуть по подробней ?
я так понимаю это лира ?
вы вводите понижающие коэф. сами ?
пересчет жесткость Лира считает сама с учетом армирования ?

[realdoc]

Сообщение от palexxvlad Хорошо. Я в очередной раз покажу подобный расчет.

Александр! Я бы хотел что бы мы последовательно ручками проделали расчет и сказали - да, он соответствует СП52-103-2007. Сделать нелинейный в программном комплексе не велика наука.
Давайте возьмем Ваше сечение и нагрузку. Бетон В25, арматура А500.

Сообщение от DVKSPB Сглаживается. Идет перераспределение усилий в конструкциях. Этот эффект серьезно изучался в 30-х - 50-х годах прошлого века. В книгах по железобетону говорится о перераспределении 30% усилий. Тем не менее, эффект перераспределения усилий не нашел своего отражения в нормативной литературе.

Это все понятно. Перераспределять можно сколько угодно, и в нормах это описано.

Сообщение от DVKSPB Я правильно понял, что при расчете ж.б. здания я волен назначать жесткости элементов произвольно - обрушения все равно не будет?

Для изгибаемых элементах о которых мы говорим, да. "Метод предельного равновесия никто не отменял" (с).

Сообщение от DVKSPB Нужно ли усложнять? Для наших целей можно воспользоваться рекомендациями СП52-101-2003.

То что я сказал как раз написано в СП52-101-2003.

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от DVKSPB Все эти неупругие деформации могут происходить только в том случае, если арматура начинает течь, а в растянутой зоне бетона появляются трещины с большим раскрытием.

А вот давайте посчитаем и убедимся. Не будем голословно утверждать. Пока я вижу что расчетов от Вас нет, а вот вбрасывания аргументов есть.

[Бахил]

palexxvlad, твой пример несколько оторван от жизни.
Всё таки для пролёта 6 м либо ставят преднапряжённые плиты, либо монолитную плиту.
Лучше предложение DVKSPB - посчитать раму. Скажем 3 пролёта, 5 этажей с нормальными сечениями.

[realdoc]

Сообщение от Бахил Всё таки для пролёта 6 м либо ставят преднапряжённые плиты, либо монолитную плиту.

Это балочная плита, пример нормальный.

Сообщение от Бахил Лучше предложение DVKSPB - посчитать раму. Скажем 3 пролёта, 5 этажей с нормальными сечениями.

Дойдем до рамы. Что нам стихи писать, если мы читать не умеем?

[Бахил]

Лады. Как до рамы дойдёте - разбудите.

[realdoc]

Сообщение от Бахил Лады. Как до рамы дойдёте - разбудите.

Т.е. на балках тебе все понятно? Ну-ну.

[miko2009]

realdoc вы и итерации собрались прогнать руками и выделить 100 другую сечений ?

Сообщение от miko2009 я так понимаю это лира ?

Нет, это Robot

Сообщение от miko2009 вы вводите понижающие коэф. сами ?

И да и нет. Вообще Робот пересчитывает к-ты снижения жесткости автоматически. Но увидеть внутренние усилия после пересчета нельзя. Поэтому я руками поделил балку на кусочки и для каждого кусочка ввел понижающие к-ты согласно изополю этих к-тов. Последняя картинка для сверки правильности ввода мной пониженных жесткостей. После автоматического пересчета получился прогиб 29,8мм, после моего ручного осреднения 30,5мм.

Сообщение от miko2009 пересчет жесткость Лира считает сама с учетом армирования ?

Лира тоже(так же как и Робот) умеет жесткости пересчитывать автоматом .

Сообщение от Бахил palexxvlad, твой пример несколько оторван от жизни.

Да нет, это ты оторван...

Сообщение от realdoc Александр! Я бы хотел что бы мы последовательно ручками проделали расчет и сказали - да, он соответствует СП52-103-2007.

Честно, не вижу особого смысла это делать ручками.

Сообщение от realdoc Сделать нелинейный в программном комплексе не велика наука.

Это не нелинейный расчет. Это просто ручной ввод осредненных пересчитанных программой жесткостей сечений с арматурой.

Сообщение от realdoc Давайте возьмем Ваше сечение и нагрузку. Бетон В25, арматура А500.

Давайте. Только что это изменит? Ведь и так уже ясно видно, что при неравномерном понижении жесткостей сечений до 9-ти раз, изг. моменты меняются с гулькин нос.

[miko2009]

вечером(если будут силы) покажу что у меня получилось с рамой 6х6, 10 шагов нагружения , до 20 итерации сходимости каждого шага, сравнение SCAD и твердотельная модель (наконецто отшлифовал я свой алмаз с августа месяца , я даже уже думал что это невозможно , следующая стадия учет нелинейности арматуры за пределом текучести до полного разрушения) пока предварительно расчет в 1 шаг показал интересные вещи , конечно еще руками нужно просчитать и МПР еще подключить и все это дело сравнить но уже могу сказать что СНиП и реализация его в SCAD занижают прочность просто КОЛОСАЛЬНО.

[realdoc]

Сообщение от palexxvlad Честно, не вижу особого смысла это делать ручками. ... Это не нелинейный расчет. Это просто ручной ввод осредненных пересчитанных программой жесткостей сечений с арматурой.

Тогда получается, что тут вообще нечего обсуждать - жесткости программа считает. Подставить разные жесткости конечным элементам это дело нескольких минут и сможет кто угодно.
Итого получается что все ясно и тему можно закрывать.
Я думаю весь смысл это именно получить руками жесткости, потому как что там делает программа это неизвестно - и мы не можем гарантировать что это делается в соответствии с СП52-101-2003 (определение жесткостей).

Сообщение от miko2009 вечером(если будут силы) покажу что у меня получилось с рамой 6х6, 10 шагов нагружения , до 20 итерации сходимости каждого шага, сравнение SCAD и твердотельная модель

Посмотрим, дело хорошее.

Сообщение от realdoc Тогда получается, что тут вообще нечего обсуждать - жесткости программа считает. Подставить разные жесткости конечным элементам это дело нескольких минут и сможет кто угодно. Итого получается что все ясно и тему можно закрывать.

Конечно ясно. Как считает жесткости программа вопрос не основной. Основной вопрос, как я понимаю, в наличии "ошеломительной" погрешности при определении внутренних усилий по упругим постоянным начальным жесткостям элементов.

Сообщение от realdoc Я думаю весь смысл это именно получить руками жесткости, потому как что там делает программа это неизвестно - и мы не можем гарантировать что это делается в соответствии с СП52-101-2003 (определение жесткостей).

Не вопрос, при возможности, посчитаю и ручками.

[VVN59]

К # 209 от DVKSPB.

Я производил сравнение усилий в не очень сложной системе. Эта система - при двух вар-тах расчёта (геометрия, нагрузки - идентичны) - отличалась только жесткость эл-тов (Еб):

- в 1-ом варианте жесткости эл-тов были назначены безу чёта рекомендуемых коэф. 0,3 и 0,6 - (без учёта 0,3 и 0,6)
- во 2-ом варианте - при назначении жесткостей - эти коэф. - были введены - (с учётом 0,3 и 0,6)

И после анализа результатов - сделал простой вывод: - усилия в основных элементах при расчёте по 2-му варианту (не значительно, в пределах 5-10%), но превышают усилия в тех-же элементах при их расчёте по 1-му вар-ту (без учёта 0,3 и 0,6).

Уверяю Вас, что Я понял, что СтройМех - не нужно заканчивать изучать - ещё тогда, когда Вы (в лучшем случае) - только о нём услышали (видимо на 5-ом курсе ВУЗа) .

И именно из-за того, что Я получаю несколько завышенные усилия (при заниженных показателях жёсткости) - Я считаю, что вполне правильно - применять термин "в запас прочности",
т. к. - последующий расчёт Я веду по этим усилиям в том порядке, о котором Я писал выше.

Было-бы интересно - провести подобные расчёты по 3-м вариантам - 1-ый выриант - без учёта 0,3 и 0,6 (к=1)
- 2-ой вариант - с учётом 0,3 и 0,6
- 3-ий вариант - с учётом 1/0.3=3.33 и 1/0,6= 1,67

И делать после этого выводы ( по законам интерполяции). У Меня на это нет (просто) времени.


PS
Это - не совсем правильный подход - Я знаю... Но - так спокойнее...
Всего доброго.

[miko2009]

Получил результаты , в итоге посчитав ступенями получил иные результаты , SCAD и ANSYS дают мизерные погрешности , после расчетной нагрузки происходит уход верхней арматуры на опорах далеко за предел текучести , плита меняет свои граничные условия , с жесткого защемления на шарнирное опирание , висит на нижней арматуре, растет прогиб , арматура и нижняя продолжает течь.
Пока предварительные данные , арматура нижняя 5д20, верхняя 5д12+5д22 на опорах, пролет 6х6, нагрузка 1.150 КГ(в SCAD) в ANSYS взял по больше 1.500 без учета собс. веса , плита 250, колонны 400х400.
Отличие только в прогибах:
SCAD (при снижении 0.3 и 0.6) - 29.2 мм
ANSYS - 20 мм (0.75с = 1.150 Тс)
Ну это и не мудрено, умножая на 0.3 мы просто приближаемся к реальным прогибам в не зависимости от формы сечений пролетов и хар-ра нагрузок , в данном случае нужно снижать не более чем до 0.45 и 0.6 (хотя колонны я не считал)
Предельный прогиб по СНиП 30 мм, как видно из расчета если считать упругий бетон то мы сильно искажаем ситуацию и опять же даже перегруз в 35% не убивает плиту а всего лишь меняет ее граничные условия , потому как даже этот маленькой каркасик многократно статически неопределим (10 000 000 уравнений) и выбывание из расчета одной связи включает в работу другую поэтому они намного надежнее чем статически определимые системы (метал. каркасы) где из за одного болта может рухнуть пролет.
В итоге люди которые считают что СП и СНиП можно вещать на гвоздик или что здания по всей стране рано или поздно рухнут можете катится колбаской.

[miko2009]

По позже скину результаты с нелинейной арматурой , на этот расчет ушло 16 часов , сколько на второй уйдет даже не знаю.

[Бахил]

miko2009, арматуру подбирал на усилия из упругого расчёта?
И какой класс арматуры и бетона?

[miko2009]

нет

[Бахил]

Сообщение от miko2009 нет

От балды?

[miko2009]

А 500С, В30

[Бахил]

Ну, то что растянутая арматура течёт, то это следует из нормируемой диаграммы состояния. Так всё-таки, из каких соображений назначены

Сообщение от miko2009 арматура нижняя 5д20, верхняя 5д12+5д22 на опорах

?

[miko2009]

Бахил можно я помолчу ? просто с балаболом особого желания нету разговаривать.

[Бахил]

То есть ты не знаешь откуда получилась эта арматура. Ну допустим, что она дана тебе свыше, как откровение. После этого 16 часов проверяешь эту арматуру и приходишь к выводу, что всё в порядке. Но если армирование дано "свыше", то зачем его проверять?

[DVKSPB]

Сообщение от miko2009 арматура и нижняя продолжает течь

Как такое положение дел соотносится с требованиями СНиП и СП? Что происходит с бетоном растянутой зоны? Какова ширина раскрытия трещин в ней? Не превышает ли допустимых СНиП и СП значений?

Сообщение от miko2009 В итоге люди которые считают что СП и СНиП можно вещать на гвоздик или что здания по всей стране рано или поздно рухнут можете катится колбаской.

Улыбнуло.

[miko2009]

Сообщение от DVKSPB Как такое положение дел соотносится с требованиями СНиП и СП?

никак , так как я в загружении пошел дальше СНиП и СП и показал что будет с плитой заармированной по результатам SCAD ( с учетом требований СНиП и СП) с учетом понижающих коэффициентов 0.6 и 0.3 , я даже пренебрег локальными скачками в бесконечность в напряжениях и соответственно в армировании (лень было моделировать контур колонн, заодно и проверил на сколько это закономерно вводить АЖТ или тела повышенной жесткости , хотя я так понимаю вам это совершенно ни о чем не говорит ). Меня вот удивляют такие вопросы , ответ лично для меня лежит на поверхности но люди их спрашивают , ладно бы спрашивали в качестве интереса , но при этом они утверждают что СНиП это мракобесие и его реализация в SCAD это мракобесие , то есть человек играет в шахматы и при этом не знает как играет ладья или ферзь и с каждым ходом пешкой кричит "вам мат", что то такое положение дел уже начинает бесить понемногу. Как говорил мой старшина "вам товарищи солдаты стекло нельзя доверять , руки пораните , так еще и я..а порежете"

Сообщение от DVKSPB Что происходит с бетоном растянутой зоны?

трещит

Сообщение от DVKSPB Какова ширина раскрытия трещин в ней? Не превышает ли допустимых СНиП и СП значений?

хоть этот вопрос тут и не стоИт но могу и на его ответить. Я указал на скрине эпсилон, далее не составит труда найти относительное удлинение, а уже ширину раскрытия трещин можно узнать исходя из кол. трещин на образце, минимум трещины будут между рядами армирования , в итоге 30 рядов , у меня получается ширина раскрытия 0.33 мм при нагрузке 1.5 Т/м2. Но в каждой судя даже по изображению изополей эпсилон в каждой точке ширина раскрытия будет разной , в большинстве расстояние между скачками эпсилон около 100 мм , среднее значение в пролете 0.0022, в итоге 0.0022*100=0.22 мм в конкретном месте в центре пролета . Можно так же узнать характерные места откуда начнется разрушение (но они и так понятны), см. 2 изображение.

P.S. Если бы я знал без расчета армирование я бы в цирке выступал.

miko2009, а схемы-то разные у Вас. В Ansys, судя по арматуре, плита шарнирно опирается на стойки. В SCAD жестко соединена со стойками.

[frostyfrost]

miko2009, тогда полные данные в студию. Какая диаграмма работы стали, какая модель бетона (модель, использовались ли дополнительные диаграммы, учет ползучести и т.д.)

[miko2009]

Сообщение от palexxvlad В Ansys, судя по арматуре, плита шарнирно опирается на стойки

только она съехать не может, даже если я ее завиду в колонну (край) ничего не изменится, там же видно на изображении где максимальное напряжение, завод арматуры это больше для сцепления но у меня тут нету прочности сцепления , узлы арматуры и бетона совпадают, можно конечно задать контакт между бетоном и арматурой но это очень сложная задача.

Сообщение от frostyfrost miko2009, тогда полные данные в студию. Какая диаграмма работы стали, какая модель бетона (модель, использовались ли дополнительные диаграммы, учет ползучести и т.д.)

Бетон:

ET,matid,SOLID65
TB,CONC,matid,1,9,
TBDATA,,0.1,0.9,1.75,22,,
KEYOPT,matid,1,0
KEYOPT,matid,3,0
KEYOPT,matid,5,2
KEYOPT,matid,6,3
KEYOPT,matid,7,0
KEYOPT,matid,8,0
SHPP,OFF

арматура:

<Name>А500С</Name>
<Description>Fatigue Data at zero mean stress comes from 1998 ASME BPV Code, Section 8, Div 2, Table 5-110.1</Description>
<PropertyData property="pr0">
<Data format="float">0</Data>
<Qualifier name="Variable Type">Dependent</Qualifier>
<Qualifier name="Localized Name">Compressive Ultimate Strength</Qualifier>
</PropertyData>
<PropertyData property="pr1">
<Data format="float">450000000</Data>
<Qualifier name="Variable Type">Dependent</Qualifier>
<Qualifier name="Localized Name">Compressive Yield Strength</Qualifier>
</PropertyData>
<PropertyData property="pr2">
<Data format="float">7850</Data>
<Qualifier name="Variable Type">Dependent</Qualifier>
<Qualifier name="Localized Name">Density</Qualifier>
<ParameterValue parameter="pa0" format="float">
<Data>7.88860905221012e-31</Data>
<Qualifier name="Variable Type">Independent</Qualifier>
<Qualifier name="Localized Name">Temperature</Qualifier>
</ParameterValue>
</PropertyData>
<PropertyData property="pr3">
<Data format="float">450000000</Data>
<Qualifier name="Variable Type">Dependent</Qualifier>
<Qualifier name="Localized Name">Tensile Yield Strength</Qualifier>
</PropertyData>
<PropertyData property="pr4">
<Data format="float">450000000</Data>
<Qualifier name="Variable Type">Dependent</Qualifier>
<Qualifier name="Localized Name">Tensile Ultimate Strength</Qualifier>

А если человеческим языком то линейная , предел на растяжение\сжатие 450 МПа, с нелинейной арматурой вылетает GPU ядро, такое ощущение что от перегрева.

ELEMENT TYPE (вся арматура) IS SOLID185. IT IS ASSOCIATED WITH LINEAR MATERIALS ONLY
AND POISSON'S RATIO IS NOT GREATER THAN 0.49. KEYOPT(2)=3 IS SUGGESTED AND
HAS BEEN RESET.
KEYOPT(1-12)= 0 3 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0

типо полный Б-метод, хотя если честно даже для бетона если применить + сниженный модуль то результаты очень похожи.

Конечно тут еще в расчете не хватает 100% теории упрочнения бетона (TB.KINH), но и без неё все ясно.
А по поводу ползучести (TB,CREEP) дайте мне кластер и я посчитаю

P.S. это же не кандидатская работа , я ввожу много допущений работы конструкции но не в + несущей способности.

Сообщение от miko2009 только она съехать не может, даже если я ее завиду в колонну (край) ничего не изменится, ...

еще как изменится

[miko2009]

Даже если взять реальный случай , то арматура плиты не заводится в колонну , колонна уже залита , торчат пару выпусков из колонны, если ввести на опорах шарниры вот тогда она прогнется до пола и верхняя арматура не будет работать , только пролетная. Можно даже сравнить такой вариант , и в SCAD и ANSYS шарнирное опирание ввести (только таких случаев в реальности не бывает )

[frostyfrost]

Сообщение от miko2009 А по поводу ползучести (TB,CREEP) дайте мне кластер и я посчитаю

А о каких тогда перемещениях можно говорить? Коэффициенты 0.2-0.5 в том числе учитывают и ползучесть.

[miko2009]

Сообщение от frostyfrost А о каких тогда перемещениях можно говорить? Коэффициенты 0.2-0.5 в том числе учитывают и ползучесть.

frostyfrost что то вы уже запутались в теме разговора , перечитайте топик и потом последних страниц 5, то что вы навязываете совсем иная тема и она намного шире того вопроса который стоИт тут, SCAD ползучесть не считает , теории упрочнения нету и тд и тп мы говорим про жесткость (EJ) конструкции и правомерно ли применять снижающие коэф. 0.3 и 0.6 для стержневых и оболочечных КЭ.

[swell{d}]

святая простота =)

Сообщение от miko2009 Даже если взять реальный случай , то арматура плиты не заводится в колонну , колонна уже залита , торчат пару выпусков из колонны, если ввести на опорах шарниры вот тогда она прогнется до пола и верхняя арматура не будет работать , только пролетная. Можно даже сравнить такой вариант , и в SCAD и ANSYS шарнирное опирание ввести (только таких случаев в реальности не бывает )

Вы просто "приклеили" плиту к колоннам с помощью бетона в ANSYS. И, как известно бетон является плохим клеем при работе на растяжении. А в SCADe связали плиту с колоннами жестко, о чем говорит наличие верхней арматуры у опор. Это принципиально разные схемы. Для организации жесткого сопряжения плиты с колоннами, выпуски из колонны ничто не мешает сделать с отгибами внутрь плиты. Ничего здесь противоестественного практике строительства нет.

[frostyfrost]

Я запутался?))) А мусье знает толкъ в извращениях.

SCAD (при снижении 0.3 и 0.6) - 29.2 мм ANSYS - 20 мм (0.75с = 1.150 Тс)

Из тех данных, что вы выложили, я не вижу какого-либо учета влияния ползучести. Только трещинообразование 65-х солидов. Отсюда следует, что величины перемещений недооценены, влияние ползучести на усилия в арматуре недооценены. Коэффициенты 0.2-0.6, которые вы добавляете в СКАДе, выведены из условия развития ползучести, трещинообразования при усредненных типовых процентах армирования.

В итоге имеем

в данном случае нужно снижать не более чем до 0.45 и 0.6

[miko2009]

Сообщение от frostyfrost я не вижу какого-либо учета влияния ползучести

frostyfrost Хорошо, тогда не могли бы выложить параметры, потому как у меня такой информации нету.

Сообщение от frostyfrost выведены из условия развития ползучести, трещинообразования при усредненных типовых процентах армирования

а можно это где нибудь документально прочитать ? В СНиП только фраза "в результате возможного образования трещин" про ползучесть ни слова...

[swell{d}]

6.2.6. ...В первом приближении рекомендуется принимать модуль упругости материала равным Ев с понижающими коэффициентами: 0,6 - для вертикальных сжатых элементов; 0,3 - для плит перекрытий (покрытий) с учетом длительности действия нагрузки.

СП 52-101-2003 п.5.1.13:

При продолжительном действии нагрузки значения начального модуля деформаций бетона определяют по формуле (5.3) где jb,cr - коэффициент ползучести, принимаемый согласно 5.1.14.

как-то так

[miko2009]

Ок ,КЭП (гадалка ), допустим , даже допустим что учтены фазы луны, остается увидеть параметры (не из справки). Такую информацию в "букваре" не пишут.

[swell{d}]

miko2009, ну ты же эксперт, ты у нас можешь абсолютно всё.

[frostyfrost]

Специально для эксперта miko2009 вложение. Про трещины в п. 6.2.6 написано, поскольку они и правда дают снижение жесткости. Может перед расчетам в ANSYS все-таки стоит почитать СНиПы?)

[miko2009]

спасибо эксперт frostyfrost ну а где рабочие параметры ?

[frostyfrost]

miko2009, СП 52-101-2003 или СП 63.13330.2012, не?

[miko2009]

frostyfrost давайте не будет так резко высказываться, а немного по спокойней , и обзываться экспертами, просто вы так высказали резко по поводу того что я не учел ползучесть как будто перепутал модуль деформации бетона и стали в расчете , мне кажется что такие расчеты сравнимы с поиском "блох", но вы высказали что это просто колоссальный неучет в напряжениях и деформациях вот мне стало и интересно, и я думал увижу реальный расчет для реального объекта с иллюстрациями , а не ссылки на СНиП и книги.И тем более ожидал увидеть рабочие параметры по типу:
TB,CREEP,1,,,2
TBDATA,1,1.5625E-14,5.0,-0.5,0.0

[swell{d}]

Неучёт ползучести действительно сильно влияет на деформации =)

[vanAvera]

Offtop: https://www.google.ru/search?q=%D0%B...8a%3B958%3B520

[Lymus]

Сообщение от swell{d} СП 52-101-2003 п.5.1.13: как-то так

в пункте СП написано, снижение модуля только при расчете только в первом приближении и только для определения габаритов, лупить деформации умножая их на 3-5, это для плиты пролетом метров в 8-9 надо толщину не 250 брать, она при стандартных офисных нагрузках будет прогибаться порядка 25мм*5=125мм , при ее нормативе 53мм, хз даже че делать то....

[swell{d}]

Плита 200мм, работающая в двух направлениях, на пролёте 8600мм в свету, даёт 45 мм прогиба от полезной нагрузки в полтонны, примерно

[Lymus]

и умножить на 3-5, получаем 135-225мм прогиба, как быть?

[miko2009]

Lymus откуда такие умозаключения про 3-5 ?

[Lymus]

Сообщение от miko2009 Lymus откуда такие умозаключения про 3-5 ?

тут, по моему, вся ветка пестрит сообщениями, о том что бы учесть ползучесть и неупругую работу материала, надо взять и умножить на 3-5 полученные прогибы и ссылаются на пункт СП где указано что снижать модуль надо только для приближенного расчета, что бы определится с сечениями конструкций.

Я думаю, swell говорит о том, чего не хватает этим предположениям и умозаключениям - об ёхсперименте! Ну, он наверняка уже такие плиты в рабочку отдавал и прогиб руками замерял

[miko2009]

Lymus вопрос о том что вы умножили на 3-5 ? что то мне подсказывает что вы даже на 50% не поняли о чем речь .....
P.S. у меня на одном из объектов плита висит 86008100 в свету , только собственный вес , плита 250 мм, прогиб 15-20 мм, за 6 месяцев ползучесть 0 мм.

[Lymus]

Сообщение от miko2009 Lymus вопрос о том что вы умножили на 3-5 ? что то мне подсказывает что вы даже на 50% не поняли о чем речь ..... P.S. у меня на одном из объектов плита висит 86008100 в свету , только собственный вес , плита 250 мм, прогиб 15-20 мм, за 6 месяцев ползучесть 0 мм.

а мне подсказывает что понял на 100%, 90% пользователей форума именно так и определяют прогибы конструкций, что у меня вызывает легкое недоумение. А умножил я прогибы плиты которые получают в упругой постановке.

[miko2009]

Вы посчитали прогибы от нормативных нагрузок без коэф снижения модуля упругости и умножили полученные значения в 3 раза и получили озвученные цифры ?

[Lymus]

Сообщение от miko2009 Вы посчитали прогибы от нормативных нагрузок без коэф снижения модуля упругости и умножили полученные значения в 3 раза и получили озвученные цифры ?

мне кажется, мы друг друга не поняли, те, народ определяет прогибы от нормативных нагрузок в учете предположения что в бетоне образуются трещины (а они конечно же образуются), то народ, посчитав задачу в упругой постановке и получив прогибы конструкций от нормативных нагрузок, берет и умножает их на 3, а кто то и на 5 и говорит что вот, плита прогнется на столько то. Этим якобы имитируется нелинейная работа железобетона и типа можно не делать нелинейный расчет, в котором даже если его сделать ну никак прогибы в 3-5 не увеличатся....

[Stanum]

Lymus, вы его делали?
И речь шала (3-5 раз) о расчете в котором не было принято понижение жесткости элементов.

[vanAvera]

Сообщение от Lymus ну никак прогибы в 3-5 не увеличатся....

Это вы расчет сделали?

[Lymus]

Сообщение от Stanum Lymus, вы его делали? И речь шала (3-5 раз) о расчете в котором не было принято понижение жесткости элементов.

а я как то по другому написал?

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от vanAvera Это вы расчет сделали?

а к чему вопрос? у Вас по жизни плиты в 3-5 раз больше прогибаются? чем в расчете КЭ программы

[vanAvera]

Сообщение от Lymus а к чему вопрос? у Вас по жизни плиты в 3-5 раз больше прогибаются? чем в расчете КЭ программы

К сожалению, наблюдать за плитами не приходится. Но вы так твердо утверждаете, что не будет разницы - даже стало интересно

[Омская птица]

Сообщение от Lymus , это для плиты пролетом метров в 8-9 надо толщину не 250 брать, она при стандартных офисных нагрузках будет прогибаться порядка 25мм*5=125мм , при ее нормативе 53мм, хз даже че делать то....

мне на стройке рабочий зарядил что плита 300 мм держит 2 т/м2. Походу тут собрались рабочие со стройки и спорят)))

[Lymus]

Сообщение от Омская птица мне на стройке рабочий зарядил что плита 300 мм держит 2 т/м2. Походу тут собрались рабочие со стройки и спорят)))

а что вас так веселит? соб. вес, полы, перегородки, люди - больше 1,5т/м2, а дальше расчет и армирование. Или вы в плите соб. вес забываете учитывать, если вас 2т/м2 приводят в такой восторг?

[Омская птица]

Сообщение от Lymus а что вас так веселит? соб. вес, полы, перегородки, люди - больше 1,5т/м2, а дальше расчет и армирование. Или вы в плите соб. вес забываете учитывать, если вас 2т/м2 приводят в такой восторг?

он говорил что тут можно нагрузить еще 2 тонны(помещение жилое)

Омская птица, плита в 300 мм с ребрами и нередкими колоннами может и 3.5 держать.

[Омская птица]

Offtop: "С дипломом - значит инженер" это точно)))

Сообщение от Arikaikai с ребрами и нередкими колоннами может и 3.5 держать.

об этом вообще речи не шло.
Кто тебе в жилье плиту заармирует под полезную 2т/м2

Омская птица, а нахрена у тебя в жилье плита в 300 миллиметров?

[Омская птица]

Offtop:

Сообщение от Arikaikai а нахрена у тебя в жилье плита в 300 миллиметров?

в существующем здании планируем устанавливать аквариум высотой 2 метра. Плиту прораб на глаз померял

[miko2009]

Lymus покажите ваш расчет где прогиб в 3-5 раза выше чем "на самом деле", что бы вы не говорили, что я вас "не так понимаю". Пока что вы уклоняетесь от прямого ответа.

[Lymus]

Сообщение от miko2009 Lymus покажите ваш расчет где прогиб в 3-5 раза выше чем "на самом деле", что бы вы не говорили, что я вас "не так понимаю". Пока что вы уклоняетесь от прямого ответа.

у меня таких расчетов не существует, т.к. я так не делаю, внимательно вчитайтесь в ветку. И с чего вы взяли что они у меня вообще есть?

[miko2009]

Сообщение от Lymus у меня таких расчетов не существует, т.к. я так не делаю, внимательно вчитайтесь в ветку. И с чего вы взяли что они у меня вообще есть?

Сообщение от Lymus она при стандартных офисных нагрузках будет прогибаться порядка 25мм*5=125мм , при ее нормативе 53мм, хз даже че делать то....

противоречия нету ? откуда цифры родились ?
А это ваш расчет , бетон в первом случае 31000 МПа во втором 10300 МПа, нагрузка 0.0084 МПа, пролет в чистоте 8600.

[Lymus]

Сообщение от miko2009 противоречия нету ? откуда цифры родились ? А это ваш расчет , бетон в первом случае 31000 МПа во втором 10300 МПа, нагрузка 0.0084 МПа, пролет в чистоте 8600.

Цифры взял примерно, дальше что? Ну уменьшил ты жесткость КЭ и что? у тебя плита в реальности из бетона что ли одного сделана?
Еще раз, что бы было понятно что я писал выше, неправильно брать и умножать деформации полученные по 2-й ГПС на 3 или 5 в упругой постановке задачи, якобы имитируя этим нелинейный расчет и ссылаться на то что так указано в СП, а в СП указано что для первого приближения и никак иначе.

[swell{d}]

Offtop: Lymus всех задолбал. С ним никто не спорит, но он всё равно отстаивает с пеной у рта свою позицию кэпа.

Сообщение от Lymus Еще раз, что бы было понятно что я писал выше, неправильно брать и умножать деформации полученные по 2-й ГПС на 3 или 5 ...

Конечно неправильно, разве это кто-то оспаривал?

[Омская птица]

Сообщение от miko2009 противоречия нету ? откуда цифры родились ? А это ваш расчет , бетон в первом случае 31000 МПа во втором 10300 МПа, нагрузка 0.0084 МПа, пролет в чистоте 8600.

А ширину трещин показывает?

Сообщение от Lymus Цифры взял примерно, дальше что? Ну уменьшил ты жесткость КЭ и что? у тебя плита в реальности из бетона что ли одного сделана? Еще раз, что бы было понятно что я писал выше, неправильно брать и умножать деформации полученные по 2-й ГПС на 3 или 5 в упругой постановке задачи, якобы имитируя этим нелинейный расчет и ссылаться на то что так указано в СП, а в СП указано что для первого приближения и никак иначе.

Я за Лимуса!!!


Мне нравиться логика толстолобых:
"В СНИПЕ не сказано считать нелинейно"
А то что линейным расчетам в Снипе посвящено 15% страниц а нелинейному раза в 2 больше их никак не смущает)))))
Хотя вот эта строка что подчеркнута написана в соответствии с логическим умозаключением "В СНИПЕ не сказано считать нелинейно". То есть эти 2 фразы, как по мне, на одном и то же уровне мозговых волн)))

[vanAvera]

Сообщение от Омская птица "В СНИПЕ не сказано считать нелинейно"

Для толстолобых, про которых вы говорите))

[Lymus]

Сообщение от palexxvlad Цитата: Сообщение от Lymus Еще раз, что бы было понятно что я писал выше, неправильно брать и умножать деформации полученные по 2-й ГПС на 3 или 5 ... Конечно неправильно, разве это кто-то оспаривал?

так miko2009 оспаривает или неправильно меня понимает..
to swell, no coments

[vanAvera]

Сообщение от Lymus так miko2009 оспаривает или неправильно меня понимает..

Вы картинки-то его хотя бы откройте и посмотрите на деформации

[Омская птица]

Главное на каждый новый проект открывать новое ООО. Хотя плохие люди и на том свете найдут, но с ними уже не поговоришь про моменты трещинообразования)))

----- добавлено через ~4 мин. -----

Сообщение от vanAvera Вы картинки-то его хотя бы откройте и посмотрите на деформации

Да этот расчет верен в масштабах вселенной))) Главное для напряжений это относительные деформации(относительно узлов одного КЭ). А ваши картинки показывают деформации неведомого материала у которого постоянная жесткость и этот материал никогда не разрушиться, то есть будет деформироваться бесконечно!.

[vanAvera]

Сообщение от Омская птица а этот расчет верен в масштабах вселенной))) Главное для напряжений это относительные деформации(относительно узлов одного КЭ). А ваши картинки показывают деформации неведомого материала у которого постоянная жесткость и этот материал никогда не разрушиться, то есть будет деформироваться бесконечно!.

Давайте ваш посмотрим)

[Омская птица]

http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=112825&pp=10000

[vanAvera]

Увидел только про трещины.. Прогибы можете приложить?

[Омская птица]

Сообщение от vanAvera Увидел только про трещины.. Прогибы можете приложить?

Я в отпуск иду так что не скоро.

[vanAvera]

Ну может на память, на словах - какая разница получилась в нелинейке и в упругом расчете?

[Омская птица]

Посчитал, хоть и сильно занят

[vanAvera]

Сообщение от Омская птица Посчитал, хоть и сильно занят

Спасибо большое. Один маленький вопрос только еще - в линейке жесткости снижены или начальный модуль упругости?

[Омская птица]

в линейке не снижал, т.к. что снижай что не снижай, а по трещинам не проходит. Трещины большие у опор а там зона продавливания и все падает в моем надуманом мире, а в лире все целое и висит!
В общем вывод такой: считая в первом приближении в линейке, на нагрузки с коэф. 1(1 это когда расчетные заданы, далее я дошел до коэф. 6-расчетных нагрузок, а по трещинам все равно не проходило) а потом подставляя это армирование лира мне писала о трещинах на всю глубину сечения на расстоянии 500 мм от опор при толщине плиты 240. То есть на продавливание свободно работала арматура(лировские допущения).

[vanAvera]

Пролет - 6м?
Прогиб совсем маленький получается. С нагрузкой все нормально, нет ошибки?
Трещины - дело второе. Еслиб программа за нас и думала..)

[Омская птица]

Сообщение от vanAvera Трещины - дело второе. Еслиб программа за нас и думала..)

Сообщение от Омская птица а потом подставляя это армирование лира мне писала о трещинах на всю глубину сечения на расстоянии 500 мм от опор при толщине плиты 240

вы с конца списка считаете?

[vanAvera]

Сообщение от Омская птица вы с конца списка считаете?

Какого списка?
Мы о деформациях говорим же, или нет?

[miko2009]

Омская птица
1. нету трещин , только причем тут трещины к тому о чем "ляпнул" Lymus и моем опровержении его же слов, по так называемому "предварительному расчету", точного он же не делает.
2. Если вы думаете что 444 или какой там элемент характеризует физическую нелинейность и геометрическую железобетонных элементов то нужно быть истинным фанатиком Лиры.
http://web.mit.edu/kjb/www/Publicati...Assessment.pdf
а если вкратце то теория Кирхгофа в шаговой постановке.
"На каждом шаге матрица жесткости формируется в системе координат «нового положения» с учетом изменения касательного модуля деформации.
Источник: http://5fan.ru/wievjob.php?id=38921"
А если нет и я ошибаюсь покажите напряжения в арматуре из своего расчета, а то вы там грузите Х5 нагрузкой , и разница в прогибах 1 мм, если честно особо не вникал так как это не нелинейный расчет, ну есть диаграмма по которой вычисляется касательный модуль но из за несовершенства математической модели и граничных условия вы получаете лажу, причем откровенную, в том же ANSYS математическая модель более продвинутая + метод Ньютона Рафсона+ учет ползучести + многое другое.

Сообщение от Омская птица вы с конца списка считаете?

В СНиП есть максимальный прогиб для того что бы инженеры считая упругие характеристики мат-ов сами того не зная не ушли за упругие ...... есть даже целый метод описанный в СП по этому поводу , ну почти по этому .

Lymus а тебя я вообще не понимаю.

[Lymus]

Сообщение от miko2009 Lymus а тебя я вообще не понимаю.

что бы не разводить демагогию еще на пару страниц, если не сложно, то в личку, в чем непонимание?

[Омская птица]

Сообщение от miko2009 В СНиП есть максимальный прогиб для того что бы инженеры считая упругие характеристики мат-ов сами того не зная не ушли за упругие .....

вопрос в том как считать этот предельный прогиб, в линейной постановке считать его неверно.
По поводу

Сообщение от miko2009 нужно быть истинным фанатиком Лиры.

Почему я фанат: звонил я в поддержку лиры и там мне несли такие теории что аж пришлось выйти на разработчиков и разработчики исправили своих менеджеров.
А как в этом смысле обстоит с Ансис?
Гнать на любую прогу можно бесконечно но я не буду прислушиваться к тем кто не имея программ(не разработчик) и опровергая четко написаные пункты СНИПа пытается сказать что он умнее каких-о там лировцев.
Самое страшное это когда человек даже не понимает что он делает но считает что это правильно.
Пластический шарнир вам в помощ

[swell{d}]

На последнем семинаре в питере я сидел рядом с Криксуновым во время выступления Ромы Водопьянова. За получасовой доклад Криксунов раза 3 произнёс - "ну это же полная чушь!"
Так что разработчики разработчикам рознь =)

[Омская птица]

ну хоть по каким вопросам чушь?

[swell{d}]

из того, что помню, это возможность конструирования по двум нормативным документам, например, СП63 и еврокоду одновременно. Криксунов возмущался, что нужно учитывать не только нормы конструирования, но и нормы на нагрузки и воздействия.
т.е. либо считать нагрузки по еврокоду и конструировать по еврокоду, либо брать нагрузки по сп и конструировать по сп.
если вспомню ещё, напишу...

[Омская птица]

Сообщение от swell{d} т.е. либо считать нагрузки по еврокоду и конструировать по еврокоду, либо брать нагрузки по сп и конструировать по сп.

Стяжка 100 мм бетона и полезная от жилья будет по СП 0,1*2500+150=400кг/м2 с коэф. надежности 0,1*2500*1,1+195=470 кг/м2
А по еврокоду сколько?

Offtop: извиняюсь за свою лень смотреть еврокод.

[miko2009]

Сообщение от Омская птица Самое страшное это когда человек даже не понимает что он делает но считает что это правильно.

Самокритично

[swell{d}]

я точно не знаю, но вроде на жильё у них больше нагрузка, чем у нас

[atos88]

Сообщение от Омская птица Стяжка 100 мм бетона и полезная от жилья будет по СП 0,1*2500+150=400кг/м2 с коэф. надежности 0,1*2500*1,1+195=470 кг/м2 А по еврокоду сколько?

0.1*2500*1.35+150*1.5=562 кг/м2
пишу по памяти - могу наврать с коэффициентами, но смысл в том, что в среднем на 20-25% больше. В еврокоде условно к нашим коэффициентам введен еще один, он равен 1,2-1,25 и учитывает, что наши схемы не соответствуют реальной работе конструкций.

Полезная нагрузка у них в диапазоне - от 150 до 200 кг/м2. Рекомендуемое значение - 200 кг/м2

[miko2009]

В еврокодоах коэф. безопасности выше , коэф. сочетания ниже.

[frostyfrost]

Меня поражают холивары по нормам и программам. Возьмите опыты и посчитайте в Лире, ANSYS или любом другом комплексе, сравните результаты. К примеру, есть диссертация "Петров А.Н. - Деформационная модель ползучести железобетона", где ведется сопоставление разработанной методики с опытами по работе "Мельникова Л. А. Определение прогибов железобетонных плит, опертых по контуру, при кратковременной и длительной нагрузках"

[Омская птица]

Ты считал?
Ты в линейной постановке подбираешь армирование и пускаешь на РД?

[Stanum]

Омская птица, Вы умеете подбирать арматуру в нелинейной постановке?

[Омская птица]

знаю только метод итераций

[Stanum]

Омская птица, итераций чего? Вы имеете ввиду загадали армирование, посчитали нелинейно, (что-то оценили). Сделали вывод о своем угадывании и в зависимости от этого вывода: либо снова угадывать, либо принять угаданное за истину?
И что вы оцениваете?

[Омская птица]

Трещины

[atos88]

Сообщение от Омская птица Трещины

Каким образом можно оценить трещины по результатам нелинейного расчета? Так как во всех популярных нормах (СНиП, ACI, Еврокоды) расчет трещин основан почти полностью на эмпирике.

[Stanum]

Омская птица, трещины в нелинейной постановке оценить можно только если ее напрямую замоделировать, все остальное показывает некие интегральные характеристики трещинообразования, по сути приводящие только к потери жесткости конструкцией и показывающие в лучшем случае общий характер трещинообразования в конструкции. В связи с чем трещины (точнее их нормируемые параметры) для жб оцениваются по эмпирическим формулам на основе компонентов НДС конструкции.

[Омская птица]

у лировцев этот расчет делается по книгам 65 года.

Как по мне пусть лучше пункт из книги 65 года чем ничего(линейный расчет имею ввиду под этим словом).

[miko2009]

Омская птица прикиньте, что получается для сетки 6х6 в чистоте (только одна ячейка) , плита 250, колонны 400х400, высота колонн 3000, нагрузка 1150 кг\м2 без учета собственного веса.
P.S. Расчет на 3-5 минут.

[DVKSPB]

Сообщение от Омская птица амое страшное это когда человек даже не понимает что он делает но считает что это правильно. Пластический шарнир вам в помощ

+100

[frostyfrost]

Сообщение от Омская птица у лировцев этот расчет делается по книгам 65 года. Как по мне пусть лучше пункт из книги 65 года чем ничего(линейный расчет имею ввиду под этим слов

Какой момент принимается в книгах 65-го года при определении раскрытия трещин? Упругий? В пластическом шарнире? Или посчитанные в нелинейной постановке? Кстати, забыл, напомните еще раз, что за книга? И как обстоят дела с учетом диаметров армирования сейчас в Лире?

Отдельно кривая прогибов во времени испытуемых образцов.

[vanAvera]

Сообщение от frostyfrost Кстати, забыл, напомните еще раз, что за книга?

Если не ошибаюсь, эта: http://dwg.ru/dnl/11369

[frostyfrost]

Ну вот, основной параметр входящий в функцию определения длины между трещинами на стр. 271 и 273 - отношения площади арматуры к ее периметру контура или R/2 (т.е. диаметр стержня входит сюда, а по факту, что принимает Лира - хз). При этом СП содержит ограничение на шаг между трещинами, как это тут учитывается не знаю, пока имею в распоряжении 2013. Вопрос: в чем проблема сделать по СП расчет, если методика приведена в СП и похожа на более ранние работы?

Расчет итоговый ведется на моменты, которые получены по расчету на приведенную жесткость при нелинейном расчете. По факту данный расчет уже должен содержать какую-то величину раскрытия трещин (если поколдовать с КЭ) за счет того, что сечение считаем нелинейно с учетом слоев армирования и бетона. Т.е. посчитали какое-то сечение по НДМ, получили жесткости, на них посчитали усилия, а дальше методику из книги 59го или 65го года? Удаление гланд через черную дыру?

[realdoc]

Работы сейчас много, поэтому давненько не заглядывал в тему, но возможно кому-то будет полезно. Работа посвящена расчету внецентренно-сжатых жб элементов по деформированной схеме с учетом образования трещин и неупругих деформаций бетона и арматуры. Работа не моя - делалась одним из студентов - Тушковым С.А. (с), выкладываю с его разрешения.

[miko2009]

то есть согласно НДМ можно ссылаться на СП и эксперименты, а мне значит низя ?
offtop: попахивает заговором

[Че Бурашка]

Очень интересная тема. Но так и не понял, кто-нибудь считает в соответствии с СП52-103-2007? В каких программах реализована процедура для расчета по методике СП52-103-2007?

[Лоскутов Илья]

Сообщение от Че Бурашка Очень интересная тема. Но так и не понял, кто-нибудь считает в соответствии с СП52-103-2007? В каких программах реализована процедура для расчета по методике СП52-103-2007?

Эта методика может быть реализована в любой программе (и ручном расчете). Это же итерационный метод.

[Че Бурашка]

Лоскутов Илья, В ручном расчете - без проблем переопределить жесткости нескольких тысяч элементов. Но вот как это сделать автоматизированно в том же СКАДЕ?

[Лоскутов Илья]

Сообщение от Че Бурашка Лоскутов Илья, В ручном расчете - без проблем переопределить жесткости нескольких тысяч элементов. Но вот как это сделать автоматизированно в том же СКАДЕ?

На счет автоматизированно - не знаю ни одной программы которая реализует эту методику.

[miko2009]

Сообщение от Лоскутов Илья На счет автоматизированно - не знаю ни одной программы которая реализует эту методику.

уже давно есть

[Лоскутов Илья]

Сообщение от miko2009 уже давно есть

отлично.

Offtop: miko2009, эт у кого?

[Romanich]

Arikaikai, Robot

[Бахил]

Не понял. А что, в СП 52 есть методика расчёта плит?

[@$K&t[163RUS]]

Сообщение от frostyfrost Посчитайте жесткость сечения плиты с учетом арматуры, наличия трещин и длительного модуля по бетону по СП. Потом сопоставьте ее с жесткостью сечения, когда только бетон с начальным модулем. В зависимости от объема армирования получите коэффициент снижения жесткости. Для рядовых плит у меня колебался в пределах 0.2-0.3.

По плитам согласно СП63 тоже получаю схожие данные, а вот по стенам и колоннам прийти к к=0,6 пока не удалось... не подскажите куда смотреть?