[EUDGEN]

Уважаемые коллеги!
Открыть такую тему побудил меня Прокурат (старший) и госп.Pooh, и конечно же мой горький многолетний опыт производства расчетов на ПК.
1. Выложу картинку Му для одноэтажной двухпролетной рамы. В одном из пролетов д/ж. Нагрузка поверху ригеля 5 т/м. Нижние узлы на упругом основании КЭ53 (EFz=1000).
Представьте, что творится в армировании?
2. Прокурат (старший) описал это словом: "бред".
Я это объяснил по-своему - деффект РС при потере континиума.
Какие будут мнения?
PS
Подобные нелогизмы встречаются ежедневно, особенно на моделях О-Ф-З. Представьте себе, если всему доверять... :roll:
Кому интересно - выставлю и файлик .spr. Собственно, такая задачка формируется за одну минуту.
[ATTACH]1164898191.jpg[/ATTACH]

Сообщение от andsan МГСН 4.19-2005 ВРЕМЕННЫЕ НОРМЫ И ПРАВИЛА ПРОЕКТИРОВАНИЯ МНОГОФУНКЦИОНАЛЬНЫХ ВЫСОТНЫХ ЗДАНИЙ И ЗДАНИЙ-КОМПЛЕКСОВ В ГОРОДЕ МОСКВЕ 6.27. Предельные горизонтальные перемещения верха высотных зданий fult с учетом крена фундаментов при расчете по недеформированной схеме в зависимости от высоты здания h не должны превышать: - до 150 м (включительно) - 1/500; - при h = 400 м -1/1000,)

Этот пункт известен и понятен.
вопрорс как раз относился к требованию о необходимости моделирования крена - как такового (а не причин его)

Сообщение от andsan 6.2.6. ... Расчетом определяются горизонтальное перемещение верха здания (с учетом крена фундамента)...

Такое же требование есть и в СНиП 2.01.07-85* "Нагрузки и воздействия".
Но, это не означает, что сам крен нужно моделировать. Этот пунктик говорит о том, что горизонтальные перемещения конструкций здания нужно определять для модели(здания), стоящем не на скале, а на "реальном основании", т.е. в лире и скаде это коэф. постели, а в других прогах по своему.
моделирование же самого крена не нужно см. п.74, п.77.

[andsan]

ЛИС

В СНиП 2.01.07-85*, п. 10.14. "...следует определять, как правило, с учетом крена (поворота) фундаментов."

Я хотел подчеркнуть, что для высотных зданий учет крена фундаментов обязателен.

[p_sh]

Сообщение от _Alex Сообщение от EUDGEN Это как? Вот схема. Абстрактная. Повернул этажерку на 1 или 2 градуса(не помню). Вес и нагрузки задал в глобальной системе координат. [ATTACH]1168330889.rar[/ATTACH]

крен получился весьмя больщим - 0,47/27=1/57,44т.е. гораздо больше чем 1/500.

суто проблемы ЯТД в том как геометрическое смещение (крен) в 1/500 повлияет на продольные силы и моменты

я подозреваю что усилия в конструкциях увеличатся не сильно.

[_Alex]

2 p_sh
Не претендую на истину. Поворот от балды задавал. Просто чтоб проверить можно так али нету.

В любом случае так удобнее чем вычислять и задавать горизонтальные нагрузки. Хотя это сугубо мое мнение.

Сообщение от andsan ЛИС В СНиП 2.01.07-85*, п. 10.14. "...следует определять, как правило, с учетом крена (поворота) фундаментов." Я хотел подчеркнуть, что для высотных зданий учет крена фундаментов обязателен.

Все верно - обязателен.
Только задавать здание с заведомым креном в расчетной схеме не надо (при новом строительстве) да еще на упругом основании (любом другом основании отличном от жесткой заделки) - это ошибка.
Крен получается сам собой при рассмотрении модели О-Ф-З.
или же сначала считается фундамент отдельно с выводом его кренов, осадок и т.п. и уже надземка моделируется на жестком основании с "реальным" (полученным при расчете фундаментов) кренами и перемещениями(но это тема уже другой ветки Юджина :wink: )
думаю разобрались :wink:

[p_sh]

Сообщение от ЛИС Только задавать здание с заведомым креном в расчетной схеме не надо (при новом строительстве) да еще на упругом основании (любом другом основании отличном от жесткой заделки) - это ошибка.

не могу с вами согласиться.
ведь учет геометрической нелинейности это не есть ошибка.
вопрос в том на сколько ошибаемся мы не учитывая её (геометрическую нелинейность) в пределах 1/500H. вероятно счет идет на считаные проценты.

Сообщение от p_sh ведь учет геометрической нелинейности это не есть ошибка. вопрос в том на сколько ошибаемся мы не учитывая её (геометрическую нелинейность) в пределах 1/500H. вероятно счет идет на считаные проценты.

Что есть в данном случае "геометрическая нелинейность" тогда?
мы ведь когда расчитываем фонарный столб моделируем его строго вертикально? так? но на "реальном основании". и он уже под действием каких то там сил кренится и дает осадку. и получаем крен столба с учетом крена фундамента.
Мы же заведомо не ставим столб под наклоном к горизонту.
Дык теперь все вышенаписанное к высотному зданию применить.

[p_sh]

вот к примеру рама высотой 43м с нагрузкой на ригели 12т/м
сечение ригелей и колонн 0,6*0,6 м Е=30000МПа.
высота колонн 3м, пролет ригелей 6м.

на неизменяемой (упругой) схеме моделирую "крен" горизонтальной поуровневой нагрузкой 0,5т/м на ригели. получаю
перемещение верхушки 75,3 мм.
Усилие в нижней колонне N=7207.9 кН
В данном случае отвлечемся от моделирования крена таким образом и допустим что он происходит от другого фактора - например от неравномерности осадок фундамента и посмотрим на сколько изменятся усилия в нижней колонне если учесть влияние крена (геометрическую нелинейность)
при учете геометрической нелинейности усилие в нижней колонне увеличилось и составило 7291,2 кН
перемещение верхушки 79.мм

а разность в усилиях составила (7207,9-7291,2)/7291,2=0,0114
т.е 1,2% - в общем пустяк.



ps
стоит отметить что просадка основания и крен по этому случаю могут вызывать уменьшение нормальных усилий в вертикальных конструкциях под просадкой.
[ATTACH]1168366955.GIF[/ATTACH]

[p_sh]

Что есть в данном случае "геометрическая нелинейность" тогда?

я понимаю как влияние изменения геометрической формы конструкции на усилия в ней. т.е. непропорциональность в зависимости перемещение=жесткость*сила.

мы ведь когда расчитываем фонарный столб моделируем его строго вертикально? так? но на "реальном основании". и он уже под действием каких то там сил кренится и дает осадку. и получаем крен столба с учетом крена фундамента.

от наклона столба в его сечениях возникает дополнительный момент от смещения его оси от вертикали.
учет данного обстоятельства в частности производится при расчете ж.б. сечений при учете их прогиба на несущую способность, и влияние м.б. весьма существенным

я понимаю как влияние изменения геометрической формы конструкции на усилия в ней. т.е. непропорциональность в зависимости перемещение=жесткость*сила.

Согласен.

на неизменяемой (упругой) схеме моделирую "крен" горизонтальной поуровневой нагрузкой 0,5т/м на ригели. получаю перемещение верхушки 75,3 мм. Усилие в нижней колонне N=7207.9 кН В данном случае отвлечемся от моделирования крена таким образом и допустим что он происходит от другого фактора - например от неравномерности осадок фундамента и посмотрим на сколько изменятся усилия в нижней колонне если учесть влияние крена (геометрическую нелинейность) при учете геометрической нелинейности усилие в нижней колонне увеличилось и составило 7291,2 кН перемещение верхушки 79.мм а разность в усилиях составила (7207,9-7291,2)/7291,2=0,0114 т.е 1,2% - в общем пустяк.

вот собственно на что я и пытался обратить внимание (не удобно все таки без цифр :roll: ) на что скорее всего и СНиП опирается в своих ограничениях.
43000/500=86мм.
отклонения рамы не превысили этого значения, следовательно она "проходит" и учет ГН не обязателен. скорее всего она "пройдет" и при большем крене, но его уже надо будет обосновывать расчетом и еще массой доводов, начиная от физилогии человека и технологии производства до свойств других материалов и конструкций, применяемых в этом сооружении.

ps стоит отметить что просадка основания и крен по этому случаю могут вызывать уменьшение нормальных усилий в вертикальных конструкциях под просадкой.

зато доп. моменты и усилия в горизонтальных элементах :wink:

[p_sh]

Сообщение от ЛИС ps стоит отметить что просадка основания и крен по этому случаю могут вызывать уменьшение нормальных усилий в вертикальных конструкциях под просадкой. зато доп. моменты и усилия в горизонтальных элементах :wink:

да именно.
это я про то что моделирование крена вызванного просадкой с помощью наклона сооружения или введением дополнительных горизнтальныз сил может оказаться качественно неверным и привести к ошибочным результатам. Здесь я присоединяюсь к вам в том что в данном случае корректнее моделировать причину - местным уменьшением жесткости основания

[EUDGEN]

Всем привет!
Еще один из приемов моделирования перемычек, вызывающий определенные сомнения в реализме.
Поясню: на картинке ниже фрагмент Д/Ж с перемычками над проемами (толщина Д/Ж и перемычек 400). Армирование по оси У дано на одну грань. Основным силовым фактором является сейсмика. Армирование в основном получено от вклада Txz. Концентрация арматуры (соответственно и тау) в центре перемычки.
Вопросы и сомнения:
1. Полученое армирование сложно разместить в сечении даже графически. Может быть неверно наложена сетка КЭ? Или надо бы учесть пластику бетона?
2. При стержневом аналоге перемычки, армирование совершенно иное. Возможно, в данной схеме работа перемычки ближе к стержневому аналогу?
3. Какие еще подводные камни не видны?
[ATTACH]1169315008.jpg[/ATTACH]

[p_sh]

сетка из D25 с шагом 100 мм прокатывает .

большие силы - видимо из за большой жесткости... так что бредовость пока недоказана...

посмотрите если стенка ДЖ будет 200 мм - каакое армирование получится?

[Romka]

Сообщение от EUDGEN на картинке ниже фрагмент Д/Ж с перемычками над проемами. Армирование в основном получено от вклада Txz. Концентрация арматуры (соответственно и тау) в центре перемычки. 2. При стержневом аналоге перемычки, армирование совершенно иное. Возможно, в данной схеме работа перемычки ближе к стержневому аналогу?

EUDGEN
1. Не понятно. Ведь Тау-это касательные напряжения (аналог поперечной силы в балках). Так почему максимум находится в середине пролета?
2. В балках учитывали сдвиговую жесткость? Предлагаю продолжить тему с перемычками здесь http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=...r=asc&start=30 .
ЗЫ. EUDGEN!Как провели каникулы в горах? Где были?

[EUDGEN]

Romka

1. Не понятно. Ведь Тау-это касательные напряжения (аналог поперечной силы в балках). Так почему максимум находится в середине пролета? 2. В балках учитывали сдвиговую жесткость? Предлагаю продолжить тему с перемычками здесь http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=...r=asc&start=30 . ЗЫ. EUDGEN!Как провели каникулы в горах? Где были?

Начну с приятного:
Отдых д.б. активным и приятным... Горы Балканские (Банско) на высоте 2000-2500м сказочны, особенно если температура в долине +12, я в горах -2...-6, и снег, и солнце... Одним словом - отдых удался, чего и всем желаю...
И по теме:
1. Тотоже. При горизонтальных воздействиях, перемычки наиболее уязвимы по НДС. Очевидно, что нужно учитывать пластику бетона и понижать жесткость в напряженных зонах... Я практически всегда
такие манипуляции выполняю, но они нестроги - основываются на логике и интуиции, да и на опыте... Понимаю, что строгое решение - это применение нелинейных процедур для всей РС. Но вместе с тем понимаю и сложность осуществления таких строгих решений: это и РСУ, и знакопеременность сейсмики, и назначение армироввания, и конечно же - размеры задачи, и временной фактор. И это - далеко не все сложности...
2. Почему я свои проблемы выставляю напоказ? Не потому, что они парализовывают мою деятельность, а потому, что хочу услышать мнение профессионалов, решающих подобные проблемы современными методами при достаточном реализме о обоснованности.
3. Те результаты (фрагменты), которые я выставил, граничат с бредовостью, и по ним конструировать нельзя - никто не поймет, когда перемычка заармирована 25-кой с шагом 100.
PS
Жаль, пока не засветились реалистичные оппоненты из сейсмозон...Подождем...

[DTab]

Сообщение от EUDGEN Всем привет! Еще один из приемов моделирования перемычек, вызывающий определенные сомнения в реализме. 1. Полученое армирование сложно разместить в сечении даже графически. Может быть неверно наложена сетка КЭ? Или надо бы учесть пластику бетона? 2. При стержневом аналоге перемычки, армирование совершенно иное. Возможно, в данной схеме работа перемычки ближе к стержневому аналогу? 3. Какие еще подводные камни не видны?

А попробуйте-ка разбить конечные элементы перемычек на 3 шт. по высоте, ( да и пару по длинне). Мне кажется это из-за вычисления скадом усилий в середине элемента, а не в узлах. Просто похоже программа сама не поняла что сосчитала, т.к. в идеале в верху армирование должно быть одно, а в низу другое, а она все это свела к одной точке (и как-то усреднила).

[EUDGEN]

p_sh
Схема размещения Д/Ж продиктована паркингом в подвале. Жесткости и так по минимуму - утоньшать Д/Ж опасно...
DTab
Пробовал и игры с сеткой - существенно картина не меняется - граничные условия те же. Тут что-то специфичное - погонная жесткость перемычки уж очень большая и соответственно сопротивляется сдвигу берегов...Упрого-линейный элемент - грубый инструмент для реалистичной фиксации НДС. Надо искать компромиссы в облегчении жизни перемычки, особенно, если сопрягаемые зоны Д/Ж недогружены.
А вот фрагмент плана:
[ATTACH]1169485526.jpg[/ATTACH]

[EUDGEN]

Еще из разряда "бредовых результатов":
ИСХ.ДАННЫЕ:
1. Фунд. плита, габаритом 40х20м (площадь=800 м2).
2. Грунты - суглинок Е=1200т/м2, н=20 м. ню=0.35.
3. Нагрузка сплошная 25 т/м2.
Считаем по СКАДу. При деформируемом основании С1=50 т/м3 (для заданного грунта), при площади фактического опрания =800 м2.
Осадка плиты = 511 мм! Не бред ли?
Размышляю:
а) можно ввести законтурные элементы - что-то уточнится, но в целом бред останется;
б) понимаю, что такая равномерная нагрузка нереальна, но все же предположим - это же тест... При сосредоточенных нагрузках это еще более проявляется...
в) почему параметр "Площадь фактического опирания" так сильно влияет на С1? Видимо, здесь требуются особые оговорки, но в контексте справки об этом ни слова 8) . С этим параметром в корне не согласен, да, но других моделей В СКАДе не предлагают...
г) И вообще, для плитных фундаментов, положения СНиПа по"Основаниям..." не очень-то подходят. Тогда, чем руководствоваться?
д) плюнуть на бред и начать уплотнять основание до каменного - это уж точно посчитают за бред...
е) Осадку считать по другим специализированным программам, т.е. плюнуть на "Сертифицированный" СКАД? А что КРОСС? Счас проверю...
ж) Может быть в ЛИРЕ это не проявляется? Счас проверю...
з) Виноват, ручками не проверил и в других программах тоже...
и) Да, есть тема "Моделирование модели С1, С2"... но там о бредовых результатах говорить не к месту.
к) В заключении признаюсь, что "Факт. площадь опирания" принимаю интуитивно (обосновываю величиной грузовой площади по шагам осей) , что не очень хорошо - любой проверяющий формально может такой расчет зарубить. Приходится подстраховываться поверочными результатами других программ.
ВОПРОСЫ:
Заданы в контексте, но основной вопрос - моделирование работы грунта оснований для фундаментных большеразмерных плит. Какие сущ. нормативные требования, методы, методики, программы? Кто реально это использует? Не брежу ли я, выставляя на обозрение очевидность бредовых результатов? Кто-нибудь со мной согласен?
О моделировании работы грунтов для сейсмических районов - тема отдельная, но описанный выше бред, там особо проявляется.
PS
Хорошо бы было - вынести вирдикт в виде рекомендаций. Конва у меня имеется, но жду и другие мнения...

[DTab]

хороший вопрос.
В СП50-101-2004 (к основаниям) появилась, при определении сжимаемой толщи, одна очень интересная цифра , которой ранее ни где я не видел. (Напомню ч то в СНиПе глубина определялась когда выполнялось условие: давлен. от сооружения = 0,2*давление от грунта), дак вот для плит более 20м это отношение - 0,5. Может не зря эта цифра появилась?

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN Еще из разряда "бредовых результатов": ИСХ.ДАННЫЕ: 1. Фунд. плита, габаритом 40х20м (площадь=800 м2). 2. Грунты - суглинок Е=1200т/м2, н=20 м. ню=0.35. 3. Нагрузка сплошная 25 т/м2.

по снипу 22 см.
[ATTACH]1170079362.rar[/ATTACH]