[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.

[p_sh]

Если правильно задать схему

а как именно... чтобы трещина пошла "по спирали"?

Сообщение от p_sh а как именно... чтобы трещина пошла "по спирали"?

Как именно задавать трещины хз.
Но можно же учесть в конкретных местах(областях) образование трещин путем снижения Е. Кажется это уже где то обсуждали.

[p_sh]

Тогда достаточно и у модели со стержнем крутильную жесткость этого стержня снизить... только вот знать на сколько именно.

Скачал обрезанную версию обозначенной книги (попросил трафик у сисадмина) Rombach_FE of concrete structures... Пока не нашел место с рекомендацией о снижении крутильной жесткости подбалок (редко приходится на английском читать (половину слов не помню)), да и некоторые страницы закрыты копирайтом.

Сообщение от p_sh Тогда достаточно и у модели со стержнем крутильную жесткость этого стержня снизить... только вот знать на сколько именно

Так тем модель из пластин и хороша, что жесткость можно снизить хоть до нуля именно в тех местах(тех элементах) где это надо (конечно при соответствующей густоте сетки), и вместо растянутого бетона вставить арматуру. Конечно для большой схемы такой подход не годится, но при анализе узлов вполне.

[p_sh]

нашел наконец

пока дословно не перевел, но смысл уловил

[SergeyMetallist]

Сообщение от ЛИС Никак он не реализован. Все тоже самое - после статического расчета нужно все вручную пересчитывать и переводить нормальные силы в моменты. Просто одна и та же схема, построенная в СКАДе разными способами(в том числе и по методике Городецкого) дает приличный разброс результатов - в среднем до 30%(иногда в 2 раза разница получается).

А обязательно переводить нормальные силы в моменты, считать по различным схемам, сравнивать результаты? Нельзя по полученным в данной схеме усилиям посчитать в арбате как внецентренно сжатый элемент? Или сразу в скаде заармировать? Ведь насколько я понимаю в железобетоне главное чтобы соблюдалось суммарное армирование для конструкции, а уж как его распределить - дело проектировщика. Можно побольше в балку, можно в плиту, можно пролет получше заармировать, а можно и опору. Метод предельного равновесия еще ни кто не отмемял.

Сообщение от SergeyMetallist А обязательно переводить нормальные силы в моменты, считать по различным схемам, сравнивать результаты? Нельзя по полученным в данной схеме усилиям посчитать в арбате как внецентренно сжатый элемент? Или сразу в скаде заармировать?

Да обязательно.
Разве балка внецентренно растянутый элемент? я всегда наивно полагал, что это изгибаемый элемент в котором есть сжатая зона и растянутая. А при расчете по методу Городецкого сжатой зоны уже и нет - все растянуто, потому что растягивающее усилие гораздо больше момента. и армирование тогда получается не верным(мягко говоря). Для этого и нужно хоть раз такую конструкцию посчитать разными способами и вручную.
Вот когда посчитаете и сравните результаты - поймете, что таким образом получается полная ерунда.

Ведь насколько я понимаю в железобетоне главное чтобы соблюдалось суммарное армирование для конструкции, а уж как его распределить - дело проектировщика. Можно побольше в балку, можно в плиту, можно пролет получше заармировать, а можно и опору. Метод предельного равновесия еще ни кто не отмемял.

Только пересчитать схему с заданным вами армированием в Скаде уже не получится - придется опять возвращаться к ручному расчету.

[SergeyMetallist]

Сообщение от ЛИС Да обязательно. Разве балка внецентренно растянутый элемент? я всегда наивно полагал, что это изгибаемый элемент в котором есть сжатая зона и растянутая. А при расчете по методу Городецкого сжатой зоны уже и нет - все растянуто, потому что растягивающее усилие гораздо больше момента. и армирование тогда получается не верным(мягко говоря). Для этого и нужно хоть раз такую конструкцию посчитать разными способами и вручную. Вот когда посчитаете и сравните результаты - поймете, что таким образом получается полная ерунда. Только пересчитать схему с заданным вами армированием в Скаде уже не получится - придется опять возвращаться к ручному расчету.

По поводу балки видимо мы друг друга не поняли. Я имел ввиду, что в статически неопределимых системах в условиях стесненного деформирования в балках помимо моментов, которые естественно являются основной составляющей могут вознткать небольшие продольные усилия (речь идет о моделировании балок стержнями).

А пересчитывать обязательно? Прогиб в арбате можно прикинуть, а по прочности пересчитывать смысла особо нет. Понятно, что усилия перераспределятся, но вряд ли больше чем на 30%. Так что все в пределах норм.

Сообщение от SergeyMetallist По поводу балки видимо мы друг друга не поняли. Я имел ввиду, что в статически неопределимых системах в условиях стесненного деформирования в балках помимо моментов, которые естественно являются основной составляющей могут вознткать небольшие продольные усилия (речь идет о моделировании балок стержнями). А пересчитывать обязательно? Прогиб в арбате можно прикинуть, а по прочности пересчитывать смысла особо нет. Понятно, что усилия перераспределятся, но вряд ли больше чем на 30%. Так что все в пределах норм.

Почему же? я все правильно понял. И еще раз рекомендую вам посчитать схему несколькими способами, в том числе и вручную - увидите разницу в армировании. Разница в армировании может достичь 150%(т.е. в 2.5 раза больше чем надо). И моделирование балки стержнем даст самое неверное решение. Напомню, что речь идет о монолитных балочных перекрытиях.

[p_sh]

Сообщение от ЛИС И моделирование балки стержнем даст самое неверное решение. Напомню, что речь идет о монолитных балочных перекрытиях.

однако самое удобное(в большой схеме), т.к. оно как-то реализует гипотезу плоских сечений. Конечно, если промоделировать балку пластинами, то напряжения можно отискать, но по ним восстановить изгибающий момент сложно.. т.к. гипотезы плоских сечений уже нет... (для массовой схемы)... конечно для узлового исследования можно использовать уточненную схему.

Меня еще в схеме с подбалкой смущает то, что плиту прикрепляем к колонне не по центру тяжести сечения Т, а по срединной линии плиты... что может вызывать сторонние растяжения/сжатия в сечении.

Сообщение от p_sh Конечно, если промоделировать балку пластинами, то напряжения можно отискать, но по ним восстановить изгибающий момент сложно.. т.к. гипотезы плоских сечений уже нет... (для массовой схемы)...

Совсем не так. при помощи простейшей формулы сопромата находится момент, действующий в каждом конкретном сечении. Немного не привычно для большинства инженеров, но она верна. Именно эта методика показала наилучшее совпадение результатов расчета в МКЭ с ручным (разница 1-3%).

Меня еще в схеме с подбалкой смущает то, что плиту прикрепляем к колонне не по центру тяжести сечения Т, а по срединной линии плиты... что может вызывать сторонние растяжения/сжатия в сечении.

Опять же в случае с пластинами этого нет. там и полка на своем месте и ребро(балка).

[p_sh]

Сообщение от ЛИС Совсем не так.

заинтриговал попробую.

[sanyul]

А что за формула-то?

[p_sh]

Сообщение от ЛИС Именно эта методика показала наилучшее совпадение результатов расчета в МКЭ с ручным (разница 1-3%).

на простой балке Т (моделировал вертикальными пластинами и ребро и полку) действительно получается очень близко. И максимумы М тоже достаточно лекго "поймать"

sanyul.. у Городецкого уточненная методика про эту формулу.. только там еще напряжения вычисляются по N и M, а здесь прямо берем со схемы. см в архиве

Сообщение от p_sh на простой балке Т (моделировал вертикальными пластинами и ребро и полку) действительно получается очень близко. И максимумы М тоже достаточно лекго "поймать"

А теперь построй более сложную схемку - и посмотри на ней.

[SergeyMetallist]

Сообщение от ЛИС Почему же? я все правильно понял. И еще раз рекомендую вам посчитать схему несколькими способами, в том числе и вручную - увидите разницу в армировании. Разница в армировании может достичь 150%(т.е. в 2.5 раза больше чем надо). И моделирование балки стержнем даст самое неверное решение. Напомню, что речь идет о монолитных балочных перекрытиях.

А я напомню, что речь идет не про рациональное армирование, а про то,что заармированная таким образом конструкция не разрушится. А то что возможно и другое гораздо меньшее армирование, так это я с вами согласен. Это можно получить, если задать и в балке и в плите реальную жесткость с реальной арматурой и нелинейно посчитать с учетом пластики и трещин в Лире, например. И паралельно определить несущую способность перекрытия с ТАКИМ ЖЕ армированием вручную. Неужели и тогда разница по НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ будет раза в два. И кстати в предыдущих постах речь шла о 30% (в редких случаях в 2 раза). Получается что 2.5 раза - это очень редкий случай?

Сообщение от SergeyMetallist А я напомню, что речь идет не про рациональное армирование, а про то,что заармированная таким образом конструкция не разрушится.

Так и будем строить бункеры.

А то что возможно и другое гораздо меньшее армирование, так это я с вами согласен. Это можно получить, если задать и в балке и в плите реальную жесткость с реальной арматурой и нелинейно посчитать с учетом пластики и трещин в Лире, например.

Можно, а нужно ли? если есть способ проще?
Скорее всего, если схема будет построена по методу Городецкого с учетом

и в балке и в плите реальную жесткость с реальной арматурой и нелинейно посчитать с учетом пластики и трещин

, то разница будет не намного меньше чем при упругом расчете, потому что суть определения усилий в элементах принципиально разная. Но в любом случае нужно проверить, чтобы утверждать это.

И паралельно определить несущую способность перекрытия с ТАКИМ ЖЕ армированием вручную. Неужели и тогда разница по НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ будет раза в два.

Не знаю - надо смотреть. Но упругий расчет дал именно такую разницу.

И кстати в предыдущих постах речь шла о 30% (в редких случаях в 2 раза). Получается что 2.5 раза - это очень редкий случай?

Да - 2.5 раза редкий случай, но он есть. Просто под руку попался именно такой (сложная неразрезная схема). В основном же от 30 до 50% в простых схемах - но ведь тоже прилично, если учитывать сколько помимо этого СНиП накидывает коэф. запаса...

Вы уже много написали по этой теме - сделали хоть один численный эксперимент? или пока только теоритизируете? Рекомендую сделать несколько маленьких расчетных схем одной и той же конструкции, в том числе и нелинейную - интересно посмотреть на результат(у меня Лиры нет).

[SergeyMetallist]

Сообщение от ЛИС Так и будем строить бункеры. Можно, а нужно ли? если есть способ проще? Скорее всего, если схема будет построена по методу Городецкого с учетом , то разница будет не намного меньше чем при упругом расчете, потому что суть определения усилий в элементах принципиально разная. Но в любом случае нужно проверить, чтобы утверждать это. Не знаю - надо смотреть. Но упругий расчет дал именно такую разницу. Да - 2.5 раза редкий случай, но он есть. Просто под руку попался именно такой (сложная неразрезная схема). В основном же от 30 до 50% в простых схемах - но ведь тоже прилично, если учитывать сколько помимо этого СНиП накидывает коэф. запаса... Вы уже много написали по этой теме - сделали хоть один численный эксперимент? или пока только теоритизируете? Рекомендую сделать несколько маленьких расчетных схем одной и той же конструкции, в том числе и нелинейную - интересно посмотреть на результат(у меня Лиры нет).

Если честно, то теоритезирую. Просто пока перекрытия попадались гладкие, но в дальнейшем могут быть и с ребрами, вот я и решил заранее подготовится и вникнуть в суть. Насколько я понял различные методы моделирования, это:
1. тавровая балка стержнем по центру тяжести плиты с условной шириной полки b. Здесь только моменты, по которым сразу считаем;
2. прямоугольная балка стержнем со смещением вниз от плиты, соединение через жесткие вставки. Тут воникающие продольные силы следует переводить в моменты. Хотя если жесткие вставки заменить на стержни большой жесткости, введя в один из узлов шарниры, то можно от N уйти и посчитать балку прямоугольного сечения на которую сверху этажно шарнирно опирается перекрытие (наверно с огромными запасами получится сечение...);
3. наконец балка вертикальной пластиной, жестко соединенная с горизонтальной пластиной - плитой. Здесь М и N в балке ищем исходя из вертикальных напряжений в пластине согласно с.27, рис. 4.2 Городецкого.

Так вот разница в 2.5 раза получилась между какими моделями? Я так понял между третьей (более достоверной) и второй с жесткими вставками без шарниров и без перевода M в N? Ну тогда понятно, там конечно полная лажа получается. Уж если моделировать балки стержнями,то либо по варианту 1, либо по 2, но с шарнирами как я описал. По 1 - более точно, но там проблема с назначением b, по 2 - в запас (хотя наверно не в 2.5 раза), зато отпадают все проблемы в т.ч. с отношением жесткостей балка/плита. Кстати при моделированию по варианту 3 исходя из чего следует назначать жесткости пластин? То же относится и к другим вариантам.
Посчитать обязательно попробую, а пока может свою схемку в Скаде вышлите, а вместе с ним и ручной счет, если оформлен. Можно в принципе от нее и начать плясать в плане дальнейших сравнений.
Подводя итог констатирую следующее:
Схема 1 - если правильно определить ширину сжатой полки и нелинейно посчитать с учетом реального армирования, то результаты должны бы похожими на правду;
Схема 2 - без перевода M в N - полный бред, никакая балка так работать не будет. С переводом, не знаю надо сравнивать, в любом случае методика "за уши" притянута к реальной работе конструкции.
Схема 3 - наверное наиболее реалистичная, однако достаточно трудоемкая по сравнению со схемой 1.
Остается проверить корректность схемы 1...

[Grim]

Проверка корректности схемы 1 - абсурд, так как вы никогда не будете иметь адекватного закона определения "ширины сжатой полки".
2 - Что значит балка не будет работать так? Балка в любом случае никогда не будет работать как ваша математическая модель , но для модели ничего бредового в появлении N в стержне нет, а перевод в единый момент не составляет особого труда...

Сообщение от Grim но для модели ничего бредового в появлении N в стержне нет, а перевод в единый момент не составляет особого труда...

Как раз в точности этого перевода есть серьезные сомнения - читайте выше.