[Кулик Алексей aka kpblc]

В теме располагаются вопросы по оценке расчетных схем. Старые темы с аналогичными просьбами будут постепенно закрываться.
Убедительная просьба придерживаться некоторых правил:

1. Все материалы (и особенно расчетные схемы) прикладывайте к посту. Используйте архивы.
2. Обязательно указывайте версию ЛИРЫ
3. При ответах используйте кнопку "Цитата" или "Цитата выделенного", чтобы было понятно, на какой пост и кому Вы отвечаете.

[Просперо]

Спасибо за ответы, попытаюсь вникнуть в указанные Вами пункты СНиП.

Вы по-моему малеха путаете понятия местной устойчивости и общей устойчивости балок.

Точно, спасибо.

Может все же у колонн местная устойчивость не проходит?

Присмотрелся, и действительно. Несколько колонн ушли в желто-оранжевую зону МУ. Но они же не могут влиять на результаты МУ всех балок?

чтобы перекрытие ракрепило балку настила от потери устойчивости, оно (перекрытие) должно быть прикреплено на что-нибудь покрепче жвачки и силы трения.

В моем случае планируется наварить на верх балок вертикальные коротыши из арматуры 14-16 с шагом 300, и залить перекрытие. То есть, коротыши будут заанкерены в монолит. Нужно ли в данном случае считать по 5.16?

неужели Вы не проходите своими балками в п.7.3 стального СНиПа?

Проверю.

[AVO]

Чтой-то, Просперо, не импортируется у меня Ваш файл, пишет жесткостные характеристики не верны. Даже и не знаю, в чем тут дело.

Сообщение от Просперо Несколько колонн ушли в желто-оранжевую зону МУ. Но они же не могут влиять на результаты МУ всех балок?

На балки колонны не влияют никак совершенно точно. Другое дело, что если колонны в одной группе унификации, то даже одна не прошедшая по МУ колонна влияет на все колонны, увеличивая их сечение.
А мне вот интересно чисто из любопытства, у Вас как замоделировано сопряжение перекрытия с балкой? Как правило КМ-щики предпочитают вручную собирать нагрузки на балки и жесткость перекрытия не учитывать, а если уж учитывать, то тогда надо колдовать...

Сообщение от Просперо Нужно ли в данном случае считать по 5.16?

Дык всегда считать надо в общем случае... Я бы на Вашем месте бы посчитал бы, убедился что все проходит, и был бы безмерно рад сему факту...

[Просперо]

Вот схемы lir и hvm. Версия Лиры 9.4

----- добавлено через ~2 мин. -----

как замоделировано сопряжение перекрытия с балкой?

Собственно, ничего особого не мудрил. Совместил узлы просто. По вертикали большой ошибки не будет, а по горизонтали, как я уже раньше писал, балки закреплены от смещения.

----- добавлено через ~6 мин. -----
И еще один удивительный, ИМХО, факт. Балки из двух швеллеров 30П, сваренных дают 154% МУ. Поменял на 40 двутавр - прошли! Всего лишь 67%...

----- добавлено через ~1 ч. -----

Другое дело, что если колонны в одной группе унификации, то даже одна не прошедшая по МУ колонна влияет на все колонны, увеличивая их сечение.

В группы унификации не объединял.

[Stanum]

Просперо, это фишка при расчете сечений из двух швелеров или двух двутавров и наличия в схеме момента из плоскости балки.

[Просперо]

Stanum
А можно поподробнее? Двутавр один вместо двух швеллеров, кстати, это и странно!

[AVO]

Сообщение от Просперо Собственно, ничего особого не мудрил. Совместил узлы просто. По вертикали большой ошибки не будет, а по горизонтали, как я уже раньше писал, балки закреплены от смещения.

Ммммммм. А модуль упругости бетона снизили? А то у меня площадка была толщиной 150 мм и балки из двутавров, так площадка брала на себя добрую половину усилий - несовершенство МКЭ. Вернее неверно заданные исходные. Ведь модуль упругости плиты в реальной ее работе не равен начальному модулю упругости бетона.
А еще у Вас сейчас жесткое сопряжение плиты перекрытия с балками. Балки коробчатого сечения, следовательно имеют хорошую жесткость на кручение, следовательно часть опорного момента с плит отбирают на себя... ИМХО расчетная схема не соответствует конструктивному решению - у Вас ведь "усы, стат. болтов нет.

[Просперо]

Ух как... Вопросы только появляются...

А модуль упругости бетона снизили?

Думал об этом, но так и не нашел, насколько снижать (?). И ведь если модуль упругости будет слишком малым, то этот "подвесной потолок" будет при сейсмике "болтаться", особо в работу не включаясь. Так?

ИМХО расчетная схема не соответствует конструктивному решению - у Вас ведь "усы, стат. болтов нет.

Не подскажете, что можно предпринять? Я че-то совсем запутался... Значит ли это, что мне нужно просто разнести балки и перекрытие по высоте, сделая сопряжение в каждом узле АЖТ?

[AVO]

Сообщение от Просперо И ведь если модуль упругости будет слишком малым, то этот "подвесной потолок" будет при сейсмике "болтаться", особо в работу не включаясь. Так?

Так. Именно поэтому

Сообщение от Proectant Как правило КМ-щики предпочитают вручную собирать нагрузки на балки и жесткость перекрытия не учитывать

Вы просто возьмите и прикиньте изгибающий момент в балке вручную, через грузовую площадь, и сравните с тем что в лире получается. Если примерно одно и тоже (+/- 5%), то не о чем волноваться. Если же расхождения существенны, то судите сами, сечения мет. балок получаются заниженными...
Весь этот головняк вылезает из-за того, что модули упругости у бетона и металла разные, существенно разные.

Сообщение от Просперо Значит ли это, что мне нужно просто разнести балки и перекрытие по высоте, сделая сопряжение в каждом узле АЖТ?

Это опять же будет жесткое сопряжение, только уже с учетом того, что плита приходит не в середину балки. Тогда и в конструктивном решении воплощать надо будет жесткое сопряжение. Подробнее о том, как его организовать, можно почитать в темах про сталежелезобетонные перекрытия, особенно все что связано со стат. болтами.
Для усов я лично предпочитаю разносить перекрытие и балки по высоте, и юзать объединение перемещений. Правда этот расчет я использую только для расчета самого перекрытия, при расчете же металлоконструкций я жесткость перекрытия вообще не учитываю (т.е. перекрытие в лире не задаю, нагрузки прикладываю непосредственно к балкам).
Мое мнение безусловно всего лишь мое мнение, может есть и другие точки зрения.
Поищите пользователя LS2012, найдите все сообщения от него, в одном из них он во вложении прикладывал развернутый ответ на тему моделирования жесткого диска перекрытия, очень познавательно и полезно.

[Просперо]

Поищите пользователя LS2012

Спасибо, ознакомлюсь с доп. сабжем.
До сих пор бьюсь над разгадкой, почему же при одинаковом номере двутавр ведет себя лучше, чем коробка из швеллеров?

[AVO]

Сообщение от Просперо До сих пор бьюсь над разгадкой, почему же при одинаковом номере двутавр ведет себя лучше, чем коробка из швеллеров?

Имеется предположение, что у двутавра толще стенка и полки

[Stanum]

Proectant, проверьте балку из двутавра и коробки из двутавров на одну и ту же нагрузку, но с учетом наличия изгиба из плоскости.

----- добавлено через ~7 мин. -----
http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=98013&page=2

[AVO]

Сообщение от Stanum Proectant, проверьте балку из двутавра и коробки из двутавров на одну и ту же нагрузку, но с учетом наличия изгиба из плоскости.

Спасибо!
Я тоже сталкивался с этим глюком когда считал траверсы под трубопроводы. Тогда великий и могучий IBZ просто посоветовал мне посчитать все вручную уже и успокоиться. Я посчитал что прохожу по п.7.3 во всех случаях, и спокойно поставил коробку из двутавров. Тут как-то уже подзабыл про это дело, давно видать балки на косой изгиб не считал.

[3MEi86]

Сообщение от Proectant Тут как-то уже подзабыл про это дело, давно видать балки на косой изгиб не считал.

Дело не столько в косом изгибе, сколько в моменте из плоскости балки в виде коробочки. При моменте из плоскости балки, ее стенки считаются полками. А стенки, что у двутавров, что у швеллеров гибкие. Вот и не проходит стенка (в расчете является полкой) по местной устойчивости.

----- добавлено через ~4 мин. -----
Просперо, плиту задавай как балку-стенку. 27 КЭ.

[AVO]

Сообщение от 3MEi86 Дело не столько в косом изгибе, сколько в моменте из плоскости балки в виде коробочки. При моменте из плоскости балки, ее стенки считаются полками. А стенки, что у двутавров, что у швеллеров гибкие. Вот и не проходит стенка (в расчете является полкой) по местной устойчивости.

Остается только согласиться и намотать на ус

Сообщение от 3MEi86 Просперо, плиту задавай как балку-стенку. 27 КЭ.

Да-да, в том файле LS2012 как раз про это было.

[3MEi86]

http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=90764&page=19
Начиная сообщение 361. Это касаемо местной устойчивости.
http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=95706&page=2
http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=96957&page=2
А это по перекрытию.

[Просперо]

Всем спасибо за ответы! Теперь нужно попытаться это все уложить в голове.

[kostia]

Выполняю расчет каркасно-монолитного здания на сваях.
Сваи были замоделированы как стержень(с коэфф.постели побоку) и с 51КЭ (Rz)

1) Расчет армирования свай с начало выполняю по РСН (рис1)
В результатах по РСН имею усилия (переписал максимальные из картинок по эпюрам):
N=-103.514т (РСН:5)
Qy=-22,03т (РСН:6)
Mz=+16,61тм (РСН:6)
Qz=+20,82т (РСН:5)
My= +15,95тм (РСН:5)

РСН 5 и 6 - сочетание с сейсмикой по X и Y

Результат армирования по РСН для свай получаю 8диаметров28 (49,3см2)
Максимум 42,79см2 в элементе 23590

2) Расчет по усилиям (переписал максимальные из картинок по эпюрам):

N=-71.47т (1 загружение)
Qy=-5,72т (1 загружение)
Mz=+9,3тм (1 загружение)
Qz=+6,5т (9 загружение- сейсмика по Х)
My= +5,05тм (9 загружение- сейсмика по Х)

В результате получаю армирование 8диаметров40 (101см2)
Максимум 91,83 в элементе 23592

Как я понимаю такого быть не может!!! Не может быть больше армирования по отдельным усилиям, значение которых меньше чем в расчетных сочетаниях.
Правильно ли я понимаю, что Лира при расчете по усилиям подбирает армирование от каждого загружения и сравнивает какое больше усилия того или иного загружения?

А при расчете РСН сумма усилий всех загружений с соответствующими коэффициентами?

Прикладываю два файлика:
-Долб_стерж_безжест_экспер.lir
-Долб_стерж_безжест_экспер.arm

версия Лира 9.6r9

[SergeyKonstr]

Сообщение от kostia версия Лира 9.6r9

На память ...логическая связь "мгновенная" в первом столбце РСУ не работает.

Бардак в таблице РСУ.

Сообщение от kostia Как я понимаю такого быть не может!!!

Может.
Сжимающая N меньше, вот и результат.

Сообщение от kostia что Лира при расчете по усилиям подбирает армирование от каждого загружения

От РСУ.

[kostia]

SergeyKonstr: "На память ...логическая связь "мгновенная" в первом столбце РСУ не работает."

Как понять не работает? смотрел вебинар не помню уже как назывался, там именно для ветра рекомендовалось использовать вид загружения как мгновенное, а не кратковременное, "Бардак в таблице РСУ." связан только с этим?

"От РСУ" - тогда понять не могу! При нажатии кнопки (расчет арматуры) либо в новых версиях в вариантах конструирования есть выбор:
- расчет по РСУ
- расчет по РСН
- расчет по Усилиям

Если расчет по Усилиям - от РСУ, то зачем нужен первый пункт который так и называется по РСУ

[SergeyKonstr]

Сообщение от kostia Как понять не работает?

Как недоработка производителей.

Сообщение от kostia для ветра рекомендовалось использовать вид загружения как мгновенное, а не кратковременное

Это без разницы. На форуме ЛИРы посмотрите, Стрелецкий, на мою память, отвечал.

Сообщение от kostia Бардак в таблице РСУ." связан только с этим?

Нет.
Например -Загружение 1 порождает сейсмику (что отражено в таблице учета стат. нагружений), а в таблице РСУ в 3 и 4-м столбцах его нет.
Ну и другие нюансы.

Сообщение от kostia От РСУ" - тогда понять не могу

Усилия от Загружения "сейсмика" не могут быть без усилий от загружений, её порождающих. Поэтому или РСУ, или РСН.