[Regby]

Что то нормальное название с ходу в голову не приходит... посему исправлю как оно сформируется.

Ситуация такая.
Проектируем расширение площади для здания спортивного комплекса в г. Альметьевск. Архиеткторы гоняться за площадями. Поставили задачу запроектировать 3-х метровую консоль. Так как металлические балки получаются больших сечений выбор пал на железобетон. Почитал тут темы по форуму, почему то все пишут что 2.5 метра для ЖБ не проблема... у меня 3. Толщину плиты "выторгавал" 250 мм. Армировать собираюсь d12 с шагом 200 в верхней и нижней зонах, + d16 с шагом 200 в верхней зоне. Проблем с прочностью не возникает...

Проблема возникает другая. Собирая пространственную схему в SCAD задаю для своей плиты модуль упругости бетона, согласно известных рекомендаций в 5 раз ниже начального модуля упругости. Получаю "бешенные" перемещения... И вот решил я по сему поводу углубиться в тему "какой же все таки реальный модуль упругости принять".

Процесс итерационный. Задаваясь начальным модулем упругости (пониженным с учетом трещенообразования) получаю армирование в плите. Как мне теперь пересчитать нужную характеристику?

Залез в СП 52-101-2003. Заинтересовала изгибная жесткость эемента D=Eb1*Ired, (7,31)
где Ired=I+Is*a1+I`s*a2 (7,39)
Eb1=Rb/"эпсилон b1,red" (5,9)

Отсюда я делаю вывод: нормы наставляют нас менять момент инерции сечения. Но так как в КЭ программе изменить момент инерции не представляется возможным, могу ли я эту разницу пересчитать на модуль упругости... т.е. изгибная жесткость железобетонного элемента с учетом арматуры D=Eb(иск)*I=Eb1*Ered, так как I величина постоянная из этого уравнения я выражу Eb(иск) (искомую величину):
Eb(иск)=Eb1*Ered/I

мой вопрос следующий: справедливы ли мои рассуждения? Имею ли я право так делать?

PS время 0:41 воскресенье, понимаю что в ближайшее время квалифицированных советов не получу, но надеюсь все таки дождаться помощи. Спасибо.

вот что получилось.
сравнивал прогибы при одинаковом армировании. сверху и снизу по 2 стержня ф14АIII.
Скад дал точно такое же армирование сам. в остальных случаях армирование задавал принудительно. чуть позже дополню таблицу расчетом в Статике от микрофе.

[Ильнур]

Выжимка из вложения ЛИС на п.181:

Меня такое устраивает. Прогиб он и есть прогиб.

[SergeyMetallist]

ETCartman, учебники пока не осилил (вообще мемод интересный, обязательно изучу в самый ближайший период), но с примерами и статьей ознакомился внимательно. Как я понял мы сами задаем распределение моментов в плите (коэффициенты к), а затем армируем плиту так, что бы она работала в соответствии с нашими предпосылками (поправьте меня, если не так). Рассмотрим ту же задачу в SCAD. После выдачи результатов армирования плиты какой-то произвольной жесткости, инженер руководствуясь Скадовской картинкой армирования, выполняет свое собственное. После армирования конструкции с различным запасом в различных сечениях, моменты в ней могоут стать сильно другими, причем в ряде сечений они могут быть значительно выше. При этом конечно изменятся и линии излома, и у схемы будет другое состояние равновесия. И где гарантия, что абсолютно все сечения, пободранные по СТАРЫМ усилиям будут нести в условиях нового напряженного состояния, на которое они по большому счету не посчитаны. А вот пример еще проще. Однопролетная, одноэтажная рама с жесткими узлами. Предположим, задавшись какими-то начальными поперечными сечениеями, для ригеля мы получили равные моменты на опоре и в пролете. В результате подбора сечений по прочности и жесткости под заданную нагрузку жесткость ригель сильно возросла, а колонны осталась неизменной, что приводит к серьезному увеличению пролетного момента ригеля. Стоит ли делать перерасчет на новые жесткости, в результате которого армирование в пролетном сечение придется увеличить,ведь оно посчитано на меньший момент?Или в итоге эту нагрузку понесет и старая и вновь полученная балки (в результате изменения ПР)?

[Ильнур]

Насчет усилий, упругости и пластичности: вот условие равновесия:

А вот когда что и как желательно делать:

[ETCartman]

Сообщение от SergeyMetallist . После армирования конструкции с различным запасом в различных сечениях, моменты в ней могоут стать сильно другими,

Вопрос понятен. Если после того как вы выполните армирование, ваши пластические моменты будут больше расчетных, то и предельная нагрузка будет явно больше (с чего ей уменьшаться?). Главное чтобы обеспечивалось условие пластического разрушения - высота сжатой зоны бетона не превышала предельную. Если сие не обеспечивается, то бетон лопается хрупко при малых деформациях, предпосылки МПР не работают, такие системы рассчитвать линейно или по МПР нельзя (а лучше вообще их избегать).

Если вы например переармируете ригель на опоре, но не доармируете в пролете (или наоборот). Тут предельная нагрузка может оказаться как больше, так и меньше и однозначных выводов сделать не можем.

Предельную нагрузку можно найти по МПР как в результате нелинейного расчета (а в данном случае и перемещения и деформации найти тоже можно), так и вовсе без МКЭ - простым анализом схем (уравнения равновесия + условие экстремальности, т.к. разыскивается именно минимальная нагрузка при которой может произойти излом) - эта оптимизационная задача решается в частности методами линейного программирования.
Все это очень хорошо описано в литературе. Реализовано в программах, в частности в бесплатной раме. (см. тему)
Недавно скачивал на этом форуме сборник верификационных примеров по МикроФе - так вот там есть в том числе тестовые задачи и на МПР.

Ильнур: очень радует ваше упорство по части копания в книжках. Но всегда проще один раз понять чем выискивать различные туманные толкования, да еще и в ясном вопросе. И между тем автор прав: речь идет именно об усилиях как в упругой системе. А сама то система упругой отнюдь не является.

Сообщение от Ильнур Вжимка из вложения ЛИС на п.181: Меня такое устраивает. Прогиб он и есть прогиб.

А меня такое не очень устраивает. По идее СП должен был дать промежуточный результат между упругостью Скада и реальным прогибом. А он дает результат очень близкий к упругому. То ли я где то ошибся, то ли нужно сделать перерыв - чтобы разгрести эту кашу (в первую очередь в своей голове).

[SergeyMetallist]

Т.е. все таки перерасчет необходим?

[Ильнур]

Сообщение от ETCartman ... различные туманные толкования...

Какие туманные? Все ясно и понятно.
Мне в учебниках нравились вот такие вещи:

Это я не про линейность или нелинейность, а про приблизительность всего.

[ETCartman]

"Точный расчет статически неопределимой системы представляет собой сложную задачу..." - это верно, для времени когда пользовались логарифмическими линейками и арифмометрами. Но сейчас никакой сложной задачи расчет как раз таки не представляет. И как раз "два приближенных метода..." (для линейного расчета) сейчас никому ... не впились.
А "приблизительностью всего" можно объяснить что угодно - для этого и думать совсем не надо.

Т.е. все таки перерасчет необходим?

Перерасчет - в смысле переопределение предельной нагрузки для уже заармированной конструкции? Я думаю, что - нет. Хотя по идее то, нормальная строительная программа должна предоставлять пользователю такую возможность - без лишних трудностей, хотя бы в качестве лишней проверки. В нелинейных расчетах нет ничего сложного с точки зрения программирования, и методики уж лет как 30 существуют. Для профессионального расчета ж/б я бы выбирал именно такой пакет. Потому что как вы понимаете - линейный хоть в 20 тыщ элементов, хоть в 300 тыщ - все одно есть фикция. Фикция с точки зрения стрельбы по воробьям из пушек - современные ПК используются для реализации методики, дающей пол-решения, для котрого и ПК то во многих случаях не нужен.

[Ильнур]

Сообщение от ETCartman ..А "приблизительностью всего" можно объяснить что угодно - для этого и думать совсем не надо.

Вы вот все обматерили, а выделенную НЕБОЛЬШУЮ трудоемкость и не тронули.
На п.1. приведена модель из двух тысяч элементов, и целью автора является оценка прогибов. НЕБОЛЬШИМИ трудозатратами.
А, забыл - еще чтоб экспертизу пройти

Вот еще пища для размышлений.

[swell{d}]

Сообщение от ЛИС Вот еще пища для размышлений.

чего-то многие цифры поменялись.
разница между скадом со сниженным модулем и практикой стала значительнее.

а что такое *0,96 ? я чего-то пропустил?

Сообщение от swell{d} чего-то многие цифры поменялись. разница между скадом со сниженным модулем и практикой стала значительнее. а что такое *0,96 ? я чего-то пропустил?

разница стала больше, потому что в первоначальном расчете класс бетона изначально задал неверно(В25, а надо было В20) и характер нагрузки поменял. в опытах прикладываются 2 силы на расстоянии 35см от центра балки, а в Скаде пересчитал на эквивалентную равномерно распределенную, чтобы момент получить М=0,7Мр.
Но в посте 181 лежит табличка, где уже указан верный класс бетона и силы приложены как в опыте(там цифра стала 29,4мм). ильнур придет он свою картинку поправит, чтобы не вводить в заблуждение заинтересованных товарищей.
на счет 0,96 - внимательнее смотрите текстовку в файле(пост 191).

[p_sh]

Сообщение от ЛИС Вот еще пища для размышлений. Делайте выводы.

если таким образом заармировать сечение чтобы его изгибная жесткость соответствовала изгибной жесткости упругого тела то их деформативность (в даннном случае изгибная жесткость) будет одинаковой. А следовательно привоздействии внешних равных сил вызывающих равные изгибающие усилия их деформации совпадут

Сообщение от p_sh если таким образом заармировать сечение чтобы его изгибная жесткость соответствовала изгибной жесткости упругого тела то их деформативность (в даннном случае изгибная жесткость) будет одинаковой. А следовательно привоздействии внешних равных сил вызывающих равные изгибающие усилия их деформации совпадут

Согласен.
Но тогда получается, что если нам расчет по первому предельному показывает одинаковое армирование в МКЭ и аналитике, то даже не стоит париться - сравнивать прогибы?
Ведь априори считаем, что аналитика дает прогиб с учетом ползучести бетона. Но судя по сравнению и она ошибается - причем значительно. Или это единичный случай(просто повезло)?

[SergeyMetallist]

ETCartman, понятно, что мы сами можем формироварть распределение усилий в конструкции. Но согласитесь, что уже сформированная, заармированная конструкция будет работать вполне однозначно. Прикрепляю 2 рисунка. По первой эпюре (2) при произвольных жесткостях проведено армирование, вторая (4) является результатом подстановки реальных жесткостей. Как видите пролетный момент увеличился в 2 с лишним раза, и он уже вполне сформировавшийся, ведь жесткость уже сформирована. Но если после перерасчета посчитать пролетное сечение на новые моменты... Ну в общем сами понимаете...

[p_sh]

Сообщение от ЛИС Согласен. Но тогда получается, что если нам расчет по первому предельному показывает одинаковое армирование в МКЭ и аналитике, то даже не стоит париться - сравнивать прогибы? Ведь априори считаем, что аналитика дает прогиб с учетом ползучести бетона. Но судя по сравнению и она ошибается - причем значительно. Или это единичный случай(просто повезло)?

если я верно понял, то в общем случае, армирование по 1 ГПС (каким бы образом результаты не были получены) не гарантирует совпадение жесткостей упругого тела (с общим поправочным коэффициентом к модулю упругости) и армированного ж.б. сечения, хотя бы из того исходить что по длинне изгибаемого элемента как правило имеются участки с трещинами и без них.

SergeyMetallist, а если попробовать решить задачу о предельной нагрузке для той рамы?

ps. тема зачетная

[ETCartman]

Сообщение от SergeyMetallist Как видите пролетный момент увеличился в 2 с лишним раза, и он уже вполне сформировавшийся, ведь жесткость уже сформирована. ...

По линейном расчету? Нет никакой линейности - есть нелинейность. И с точки зрения предельного равновесия (состояние при расчетной нагрузке) жесткости вообще никакого значения не имеют.
А вот по нелинейному (по правильному) моменты по мере нагружения будут сбрасываться. И все равно придут в конце концов к предельным значениям, и той схеме, которая является схемой излома по МПР.

если таким образом заармировать сечение чтобы его изгибная жесткость соответствовала изгибной жесткости упругого тела то их деформативность (в даннном случае изгибная жесткость) будет одинаковой

Жесткость ж/б элемента зависит от усилий (нелинейно причем), от длительности действия усилий. Заармировать сечение можно только из расчета по первой группе - задать предельный пластический момент. По второй группе надо проверять конструкцию целиком.

[SergeyMetallist]

ETCartman, тогда получается, что для данной рамы для каждого сечения есть свой предельный момент,не зависимо от степени и соотношения армирования конструкции, тот который она обязано выдержать , например 10 кН*м в опорном сечении. Но мы то по линейке опору заармировали по моменту 5. Что будет на опоре, когда момент в достигнет 10? Он переползет в пролет? Если да, то это будет уже другая схема и другие предельные значения. Или все-таки опора разрушится?

[ETCartman]

Если у вас приложена расчетная нагрузка на схему, то само собой моменты выровняются и придут как раз к заданным при армировании значениям. Тут имеет значение сумма предельных моментов на опоре и в пролете и то как она соотносится с нагрузкой. Эпюра подобная получившейся при линейном расчете будет только на самой начальной стадии нагружения. И ее значения соответственно будут для примера не 5 и 10, а 0.5 и 0.1. Попробуйте посчитать в бесплатной программе Wolsink FrameWork - там есть расчет по МПР.