[Makson]

Взято от сюда
http://scadhelp.com/downloads/arm-1.pdf

Так как в нормах не оговорена процедура проверки арматуры в элементах оболочек, плит и т. п., то в комплексе SCAD для этого использована методика, предложенная Н.И. Карпенко.

Тогда че то я не пойму...ху из Карпенко?
Почему нет в нормах проверки арматуры плит?
Как может быть программа сертифицирована если она не делает проверку арматуры по действующим РФ нормам.

[DEM]

Может попробуем алгоритм который заложен в Роботе, а потом сравним результат с Роботом и Ансис ну и Лирой до кучи....

[Makson]

Сообщение от swell{d} В двух словах: 0,6 для верт, 0,3 для горизонтальных - расчёт, армирование, отображаю зоны с раскрытием трещин, фрагментирую, для них меняю жёсткость на 0,2. И так пару раз, пока зона не начнёт колебаться. И да, я не верю в моменты в колоннах.

А можете пару реальных примеров привести, когда армирование в перекрытиии/колонных менялось хотя бы на 20 % по сравнению с первоначальным расчетом (без фрагментаций).

Сообщение от swell{d} расчёты в скаде - прикрытие для экспертизы.

если хорошо и грамотно метнуть стул, то можно сбить вертолет

[SergeyMetallist]

Мое мнение:
1. Для армирования - линейный расчет без какого либо снижения
2. Для прогибов - физ. нелинейный расчет (естественно не в скаде)
3. Если кроме скада нет ничего, то для балок или плит, которые можно считать как балки прогиб в арбате по снип с учетом физнелинейности
4. Если прогиб безбалочного (плиты опертой по контуру) - увеличьте линейный прогиб раза в три и сравните с предельным. Сам п.4 не использую, т.к. ж/б считаю в основном не в скаде, но по опыту проектирования нелинейный прогиб ни разу не возрастал более чем в три раза в сравнении с линейным (обычно гораздо меньше). И это при том, что бытует устойчивое мнение о приличном завышении полученных по СП прогибов против реальных. Сразу оговорюсь, что "мембраны" не проектирую (пролеты крайне редко превышают 6 м, толщина перекрытия 200-250 мм (бывает конечно и 150 мм при пролете 6 м, но это если уж совсем без нагрузки))

Данный подход обеспечивает максимальную скорость выдачи документации при обеспечении надежности конструкций и без проблем проходит любую экспертизу. На итерационную нелинейность просто нет времени, да и желания, если честно. Мне за экономию премию не выписывают. Вот если бы за каждый съэкономленный рубль мне 1 копейка в зарплату шла, тогда цель оправдывала бы средство... А так, смысл тратить усилия сверх необходимого...

[DEM]

SergeyMetallist
По мне так, стоило бы все таки заморочится, и попробовать переопределять жесткости в соответствии с алгоритмами Робота....

[SergeyMetallist]

DEM

Ну тут столько людей столько мнений. И если Вы в перспективе видите возможность получить из такого подхода конкретную выгоду, ну или просто Вам это очень интересно и у Вас куча свободного времени, тогда да, смысл действительно есть. Лично для меня исходя из сложившихся условий главный критерий - высокая скорость при гарантированном обеспечинии надежности...

P.S. Хотя чисто теоретически для меня данный подход интересен, с удовольствием слежу за подобными темами, делаю для себя определенные выводы, так что если припрет, думаю смогу перестроится и на итерационный подход.

[@$K&t[163RUS]]

Мы в расчетах руководствуемся сп 52-103, т.к. снижение Е не сильно сказывается на определение усилий и подборе армирования. В основном, по сниженному Е смотрим деформации. В любом случае, если не считаете легитимным 52-103, все равно Е надо снижать для продолжительного действия нагрузки до Ebl даже на участках без трещин (сп 63, п.8.2.26), получите примерно те же значения, может чуть больше. Если все равно остаются сомнения (нестандартные пролеты, нестандартная нагрузка и иные факторы) - задаем характеристики материалов и армирования и делаем нелинейный расчет в лире. все сугубо имхо, без притязаний на абсолютную правильность, как говорится, что есть - в том и считаем.

[Engineer SV]

Тоже отчасти согласен с SergeyMetallist и часто поступаю таким же образом.В последнее время стал тоже снижать жесткость по СП и плит и стен с колоннами.Какого-то сильного потрясения не испытал при сравнении просто линейного расчета и расчета с учетом физнелинаНу да, деформации поZ растут.Но умножение величины деформации в упругой стадии на 3 равноценно полученной деформации с учетом трещиностойкости.
Но.... Должно быть движение вперед и поиски. Так что тоже с интересом слежу за темой. Благодарен DEMу,swell{d}у,vanAvera за более пристальный подход к данному вопросу. Рутинная работа засасывает, но форум выручает в части приобщения к научным методам.

[DEM]

SergeyMetallist
Ну примерно так и есть, я ближайшие 2 года собираюсь потратить на самообразование и проработку таких тем....
На работе вопросы решаю довольно быстро(т.к. вопросы г-но), поэтому занимаюсь на работе подобными изысканиями....
Думаю как закончу с ОФЗ для СКАДа займусь и этой темой....

[Kykycuk]

Сообщение от swell{d} Я придерживаюсь мнения сп52-103, что стык колонны и плиты - не жёсткий

Прошу прощения за некропост. swell{d}, Вы задаете шарнир в сопряжении колонны с плитой? Где в СП52-103 написано, что стык колонны и плиты не жесткий, что-то я не припоминаю такого там.

[swell{d}]

по разному, всё зависит от всего

[Kykycuk]

Спасибо, давно мучил вопрос способа сопряжения плиты с колонной в скаде, не мог для себя решить как его выполнять. Я так понял, что нужно разбивать колонну на несколько конечных элементов и у элементов, примыкающих к плите снижать модуль упругости?
P.S. хотя, наверное, можно и у всей колонны снижать модуль упругости, все равно между этажами в середине момент 0.

[frostyfrost]

Сообщение от swell{d} по разному, всё зависит от всего

Кстати, а есть методика определения коэффициентов податливости для пунтка 5.14?

[swell{d}]

Слушайте, чаще всего я делаю так: прикидываю продольное усилие в колонне, подбираю сечение так, чтобы всё N нёс только бетон, ставлю 4-6-8 d16 (в зависимости от размеров сечения) и всё. Изначально считаю узлы жёсткими, затем после расчёта смотрю армирование колонн. Если оно больше принятого (это обычно крайние и угловые колонны) - фигачу шарнир в верхний узел колонны и пересчитываю. С шарнирами конструктивное армирование проходит всегда.
Может кто-то сочтёт такой подход методом страуса (голову в песок), но лично я считаю, что увеличивать армирование в колоннах верхних этажей - бред.
П.С. Может у меня объекты специфичные, и я не отрицаю, что в каких-то других ситуациях я бы сделал так же.

[Kykycuk]

нужно же еще как то сделать, чтобы колонна с плитой соединялась шарнирно, а нижестоящая колонна с вышестоящей - жестко. Но это только в том случае, если есть необходимость в восприятии горизонтальных нагрузок этими колоннами.
В проектной фирме, где я работаю, вообще не воспринимают мысль о том, что плита с колонной соединяется нежестко, спасибо за глоток чистого воздуха
swell{d}, может вы статью об этом разместите на своем ресурсе?

Сообщение от Kykycuk нижестоящая колонна с вышестоящей - жестко

Если созданы "пауки" Форума - то можно их обшарнирить. Если АЖТ вручную - можно свойствами АЖТ поиграться. Если просто соединение "стержень-плита", то вообще все плохо должно быть же?)

[Kykycuk]

а если пилон, заданный оболочечными элементами? Или его балкой стенкой вообще лучше задавать?

[vanAvera]

Сообщение от Kykycuk нужно же еще как то сделать, чтобы колонна с плитой соединялась шарнирно, а нижестоящая колонна с вышестоящей - жестко. Но это только в том случае, если есть необходимость в восприятии горизонтальных нагрузок этими колоннами. В проектной фирме, где я работаю, вообще не воспринимают мысль о том, что плита с колонной соединяется нежестко

Я обычно считаю узлы балка-колонна жесткими, получаю арматуру верхней зоны балки в районе опоры и арматуру в колонне, потом ввожу шарнир и определяю пролетное армирование. Вот этот второй расчет показываю не всем, а чертежи делаю, учитывая оба варианта.

to swell> насчет армирования колонн - логика есть, надо подумать. По большому счету, разницы между трещиной в балке и трещиной в колонне в районе узла нет никакой.

to Arikaikai>

Если просто соединение "стержень-плита", то вообще все плохо должно быть же?)

Это написано в книжках, которые большинство просматривает по диагонали, в лучшем случае. Большинство лепят стержень в плиту, мысленно выкидывают всплеск армирования и радуются жизни. Для обычных задач армирование похожее на схему с "пауками" или АЖТ.

[swell{d}]

Разница между трещиной в балке и трещиной в колонне огромная! В колонне нет таких огромных Q.
Пилоны - надо смотреть, что по расчёту получается. Проблемы то чаще всего с крайними элементами. Я стараюсь крайние пролёты делать меньше основных - тогда и часть вопросов отпадает

П.С. Я не настолько уверен в правильности своих решений, чтобы запилить об этом статью. Время покажет, но пока тьфу-тьфу всё стоит