[Juss_00]

Доброй ночи. )

Разрешите спор с коллегой. Мы с ним оба понижаем модуль деформации бетона при предварительном расчете. Я пользуюсь :

6.2.6 В результате расчета несущей конструктивной системы должны быть установлены: в колоннах - значения продольных и поперечных сил, изгибающих моментов, а в необходимых случаях - и крутящих моментов; в плоских плитах перекрытий, покрытия и фундаментов - значения изгибающих и крутящих моментов, поперечных и продольных сил; в стенах - значения нормальных и сдвигающих продольных сил, изгибающих и крутящих моментов и поперечных сил.

Определение усилий в элементах конструктивной системы следует производить от действия расчетных постоянных, длительных и кратковременных нагрузок, особых нагрузок, а также их расчетных сочетаний.

На первой стадии расчета для оценки усилий в элементах конструктивной системы допускается принимать приближенные значения жесткостей элементов, имея в виду, что распределение усилий в элементах конструктивных систем зависит не от величины, а, в основном, от соотношения жесткостей этих элементов. Для более точной оценки распределения усилий в элементах конструктивной системы рекомендуется принимать уточненные значения жесткостей с понижающими коэффициентами. При этом необходимо учитывать существенное снижение жесткостей в изгибаемых плитных элементах (в результате возможного образования трещин) по сравнению с внецентренно сжатыми элементами. В первом приближении рекомендуется принимать модуль упругости материала равным с понижающими коэффициентами: 0,6 - для вертикальных сжатых элементов; 0,3 - для плит перекрытий (покрытий) с учетом длительности действия нагрузки.

На последующих стадиях расчета жесткости следует определять согласно п.6.2.5.

Соответственно:
для стен и колонн 0,6 -> 3,06e+006*0,6*=*1836000 т/м^2
Для плит и балок 0,3 -> 3,06e+006*0,3*=*918000 т/м^2 (Считаю в SCAD)

Он пользуется Excel таблицей от сюда
Которая использует

КРИВИЗНА ЖЕЛЕЗОБЕТОННОГО ЭЛЕМЕНТА НА УЧАСТКЕ БЕЗ ТРЕЩИН В РАСТЯНУТОЙ ЗОНЕ
4.23. Кривизну железобетонного элемента на участке без трещин определяют по формуле...
КРИВИЗНА ЖЕЛЕЗОБЕТОННОГО ЭЛЕМЕНТА НА УЧАСТКЕ С ТРЕЩИНАМИ В РАСТЯНУТОЙ ЗОНЕ
4.24. Кривизну изгибаемого железобетонного элемента на участках с трещинами в растянутой зоне определяют по формуле...

Он применяет:
Для колонн и стен (Без трещен) - 874285 т/м^2
Для перекрытий и балок (С трещенами) -675000 т/м^2 (считает в Лире)

так как в данной схеме важнее жесткость вертикальных конструкций, различие очень существенное.

Я так понимаю что способ с применением модуля жесткости по пунктам 4,23 и 4,24 пособия к СП 52-101-2003. Можно применять учитывая проектируемое армирование плиты.
Как результат, прогиб станет меньше.
А применив понижение по пункту 6.2.6 СП 52-103-2007 мы получим прогибы близкие по значению.

Подскажите, прав я или не прав понижая жесткости на 0,6 для вертикальных конструкций.

Заранее благодарен.

[swell{d}]

это ж нелинейно всё. жёсткость зависит от напряжений. так что однозначно можно сказать только то, что вы оба не правы =)

[Juss_00]

Как в анекдоте про математика.
Ответ правильный, но пользы ноль... )

п.с. мне бы хотелось понять. Применяя формул из СП 52-101-2003 должны ли мы учитывать фактическое армирование. Если да то оно должно уменьшить прогибы.
Мои опыты с расчетами в Robot выдавали примерно 3-х кратное увеличение прогибов от нормативного модуля упругости.

[Stanum]

А на сколько у вас результаты отличаются? И результаты чего отличаются?

[Juss_00]

Отличия в горизонтальных перемещениях, 60 против 120 при допустимых 100. Включая модуль монтажа получаю перемещения 30. (Все в мм)

п.с. Как я понимаю причину такой разницы в горизонтальных деформациях. Центрально сжатые колонны оттягивают плиты от ядра, так как их жесткость была понижена не на 0,6 а на 0,286.

[Stanum]

На всякий случай уточню, сочетания для второй группы ПС правильные?(частая ошибка просто)
А так в лире есть учёт физ нелинейности, пусть Ваш коллега пересчитает с учётом фактического армирования, полученные результаты примите как достаточно правильные (ну и на всякий случай тоже, при расчёте все диаграммы должны быть для нормативных значений, как и все нагрузки)

[Juss_00]

Спасибо за тактичность. )
Да, деформации сравниваем по комбинациям нормативных нагрузок. (понижаем от расчетных, заданных в схемах, коэффициентами меньше 1)
На неделе обсудим с ним что задано в Лире. Но хотелось бы и в Scad получить близкие к фактическим результаты.

п.с. получается что Лира учитывает физ нелинейность, но ей как раз нужно задать фактическое армирование и еще больше пониженный модуль упругости бетона? И получим абстрактный коэффициент 0.6 для бетона как для материала без нелинейности. Правильно ли я думаю?

[Stanum]

Да физ. нелиней в лире присутствует. Задается сигма - эпсилон диаграммы бетона (по значениям без понижающих коэффициентов) и метала, расположение арматуры в сечении, количество разбиений сечения элемента (если честно влияние этого параметра на расчет мною особо замечено не было) , задаются параметры решателя: количество шагов равномерность-неравномерность, количество итераций (сам решатель скорее всего Ньютона -Рафсона, но не знаю точно о принципах его реализации в Лире, критерий сходимости тоже за кадром). Далее нагрузка прилагается пошагово и на каждом шаге, исходя из деформаций каждого участка сечения пересчитывается его модуль упругости, в итоге получаете эти коэфициенты от 1 до 1е-10(малое число для разрушенных элементов), но для каждого кэ свои и меняющиеся в процессе нагружения.
Мне подход вашего коллеги кажется более точным, так как в нем реализована еще СяНиПовская методика, основанная на серьезных исследованиях, но она весьма трудоемка, так как для каждого элемента (хотя бы конструктивного) её надо пересчитывать по новой.
А что у Вас за здание?

Сообщение от Stanum сам решатель скорее всего Ньютона -Рафсона

Offtop: Какие слова мы знаем!
Это не "решатель", а метод приближения. "Решатель", практически везде Гаусса. Вообще эти термины и разбивка программы на "предпроцессор", "процессор" ("решатель") и "постпроцессор" пошли от американцев, когда НАСА подарила всем американцам процедуру решения линейных уравнений (где-то в 70-х). С тех пор многое изменилось, но термины прижились.
Что касается вопроса, то усилия должны быть получены из расчёта в упругой стадии (Eb).
Деформации считаются по СП и только на статические нагрузки. В крайнем случае можно выполнить расчёт по деф. схеме, как предлагает Stanum.
То что вы с коллегой предлагаете - ППП.
А от чего горизонтальные нагрузки от которых нормируются перемещения?

[Juss_00]

Утро доброе. )
Спасибо за ответы, отвечу тоже )

Здание - 50 метров высотой. Каркасное с ядрами жесткости смещенными от центра.
Соответственно перекрытия "провисают", сжимая колонны не симметрично, а с одной стороны. И тянут здание.
Проверка 1/500 высоты здания допустимое горизонтальное перемещение. Нагрузки: собственный вес 65%, полезная 35 %, ограждающая - вдогонку по периметру.
Схему нужно проработать еще нормально, но на стадии 2-3 дня разработки схемы возникли такие отличия по перемещениям.

Я считаю в SCAD - физ нелинейности в нем нет. Есть рекомендации для учета её "грубо" но их вписали в норматив 2007 года которому я и следую. Получаю 60 в обычном расчете. Применяя монтаж -> 50% перемещений появляющиеся от собственного веса уходят.
(Если посчитать на СНиПовский модуль упругости перемещения получаюся 20-25 мм)

Резюмирую. (Проверяйте )
SCAD - не считает физ. нелинейность -> применяем рекомендации с понижением E. (Прикладываю фрагмент из лекции "Спецкурс Кабанцев") -
Вывод 01 - в SCAD я моделирую правильно
Лира - Считает физ. нелинейность -> можно применять понижение E п.п. 4,23 но только введя информацию о армировании каждого элемента -> трудоемкость высока, отличия не должны быть принципиальные от SCAD -> Возможно коллега не задал арматуру по элементам (Он схему делал 2-3 дня с нуля)
Вывод 02 - в Лире нужно проверить задана ли Арматура для всех элементов

Offtop: Уф.. спасибо Вам. Вроде немного почувствовал откуда ноги растут. Просто дико смущает что все кого знаю считающих в SCAD применяют такую технологию и экспертизу проходят нормально. И я отдавал экспертам, вопросов не возникало. А тут такой сюрприз...

[Medoved]

Сообщение от Juss_00 Нагрузки: собственный вес 65%, полезная 35 %, ограждающая - вдогонку по периметру

А если ветер добавить, то сколько горизонтальное перемещение получается?

Что значит фраза

Сообщение от Juss_00 перекрытия "провисают...И тянут здание"

?
Куда тянут? Что за "провисающие" КЭ.
Перемещения только за счёт неравномерности вертикальных нагрузок на диафрагмы?
И как моделировались Диафрагмы?
Что-то не так со схемой или конструктивной схемой.

[Juss_00]

Medoved, вы правы, ветер может быть проблемой. И грунт правильный то же. По этому уже думаю про модуль Монтаж. Но так как основные деформации все же от сжатия колонн есть надежда (которую проверю расчетом) что вклад ветра будет не сильный.

bahil, колонны сжимаются и плиты вместе с ними опускаются, при этом возникает горизонтальное усилие которое дает перемещения горизонтальные. Это я для простоты назвал "провисают"
В схеме нет диафрагм, только стены ядер жесткости.

[Stanum]

Juss_00, колонны тянущие за собой плиты, звучит как-то не очень правильно, покажите деформированную схему.

[Medoved]

Если получаются большие горизонтальные перемещения от вертикальных нагрузок, то, я думаю, что зданию не хватает жесткости, и следует добавить диафрагм.
Если выложите схему, то можно будет обсудить вопрос более детально.

[Juss_00]

Stanum, колонна находится под нагрузкой в 200-900 т. -> сжимается. -> точка опоры плит опускается и в плите появляются горизонтальные усилия.

Medoved, согласен, но в том то и был мой вопрос. Модуль деформации какой применять. Понизив E в два раза -> EI понижается в два раза. -> Почему E такое убогое применили? )
Я посоветовался с 3-мя специалистами, никто не применял модули ниже чем в СП указаны.

К сожалению схема на работе, приходится общаться на пальцах. (

Juss_00, в американском ACI - коэффициенты почти такие, при этом вводятся они в колоннах только к EI - осевая жесткость остается неизменной.
Более того - любое адекватное здание с коэффициентами из СП 52-103-2007 спокойно проходит проверки на горизонтальные перемещения.
Может у Вас слишком разнесены центры тяжести и жесткости? Раз уж без ветра уже проблемы. С учетом последовательности возведения считали? Тем более такой маленький домик - 50м... Если реально не проходит - переделывайте конструктив. Такая мелочь должна легко проходить с коэффициентами 0,3-0,6. И расчет на общую устойчивость с такими же коэффициентами - тоже.

По всей видимости косяк в расчётной схеме. Ну не могут быть большими горизонтальные перемещения от вертикальных нагрузок, хоть какой Е не принимай.

[Juss_00]

Вся инфа в шапке.
С коэффициентами 0,6 для колонн горизонтальные перемещения составляют 30мм на высоте 50м. (включён модуль Монтаж)
Коллега мой, колоннам понизил Е на 0,286. Получил перемещения 120мм.
Ал-й, как раз сейчас и определяем есть ли глобальные проблемы. В моем понимании дом нормальный, да жесткость смещена, да наклоняется но в пределах нормы. Не хочется зря стройную архитектуру ломать.

Вложил профиль дома ОЧЕНЬ грубый, два крайних пролета одинаковые.
Моя схема то же "наклоняется" но на 30 мм.
Буду смотреть схему в Лире )

Кстати в целом я уже понял. Жестость так сильно понижать нельзя, на основании чего в Лире он так понизил, так и не понял.
Хочу проверить фактический модуль деформации железобетонных колонн с учетом армирования, дабы окончательно снять вопрос. )

Сообщение от Juss_00 Коллега мой, колоннам понизил Е на 0,286.

В колоннах? Это бред.
Таблица, которую использует Ваш коллега - не имеет отношения к тем пунктам, которые Вы привели ниже из СП 52-101-2003. Ваш коллега - ошибся.

Справа что? Как моделировалось. Перемещения верха колонн и этого пилона одинаковые?

[Juss_00]

Справа ядро жесткости. Лестницы, лифты. Слева колонны основные.

Ал-й, вот и я так же думаю. Сделаю расчет на фактическое Е и успокоюсь. )
Завтра буду искать формулы )

п.с. Отпишусь что получится.

[Andrei 1777]

считаю что пользоваться коэффициентами для понижения модуля деформаций не стоит, потому что если вводить к примеру колоннам коэффициент 0,3 одна картина, 0,6 - другая. Всё это ввели, чтобы приблизить деформации в линейной постановке с нелинейной. Но это зависимость оч грубая. Вот более похожая на правду методика предложенная разработчиками того же СП, сначала делаем линейный расчёт, получаем арматуру и делаем нелинейность для прогибов. Понятное дело что динамика и нелинейность одновременно не реализованы в комплексах, это другой вопрос. Просто математика линейного расчёта и нелинейного отличается не коэффициентом понижения модуля деформаций, если рассматривать к примеру данное высотное сооружение (там целая эмпирика), в том числе и ползучесть и т.п. Я за то, чтобы поверх делать нелинейный расчёт за линейным, чем в линейном понижать модулю деформаций бетона. Согласен что времени на это порой нет, но так картинка будет более правильной с точки зрения той же математики.

Сообщение от Andrei 1777 Я за то, чтобы поверх делать нелинейный расчёт за линейным, чем в линейном понижать модулю деформаций бетона.

Ну и что ты надеешься получить в результате? Действительные перемещения? А на фига? Да и вряд ли они будут соответствовать действительным. Проще посчитать по снипу и не заморачиваться.

Сообщение от Andrei 1777 Всё это ввели, чтобы приблизить деформации в линейной постановке с нелинейной.

Не совсем - внимательнее гляньте п. 6.2.6. Сп 52-103-2007. К-ты 0.3 - 0.6. - это первое приближение. Они введены не для прогибов, а для того, чтобы к итоговому распределению жесткостей Вы пришли через меньшее число итераций. в Лире-САПР процесс пересчета жесткостей уже автоматизирован.

Сообщение от Andrei 1777 Понятное дело что динамика и нелинейность одновременно не реализованы в комплексах

смотря в каких, но это уже и впрямь, другой вопрос...

А вообще порядок расчета расписан в СП 63.13330.2012, в Приложении В. Теперь не надо ничего выдумывать.

[Juss_00]

Спасибо, Большое Всем )

Отпишусь как обещал.
1) С расчетом вышел у меня затык (может плохо искал) когда понял что не могу вычислить реальное усилие "сигма" в бетоне, учитывая сколько нагрузки взяла на себя арматура.
2) Выяснилось что в схеме из Лиры, арамтура не была учтена, а модуль упругости бетона был понижен на 0,285 -> "пружинки" колонны получились мягче сем должны были.
3) Коллега предложил сделать тестовую задачку в Лире и Скад. Сошлись на том что 0,6 -> для вертикальных пойдет, особенно учитывая что работает они все на сжатие, с 35% запаса.

колонна 15 этажей по 3 метра закрепленная скользящей заделкой на каждом этаже. и по X Y Z внизу. Линейная нагрузка вертикальная 20т/м (900 т в основании)
Результаты вышли (пишу по памяти).
Scad:
Eb = 9.5 мм
Eb*0,6 = 17.5 мм
Лира линейно:
Eb = 10.2 мм
Eb*0,6 = 18.7 мм
Лира нелинейно:
Eb (без арамтуры) = 19.2 мм
Eb (с арамтурой) = 20,1 мм (Результаты нас обоих удивили, но решили забить и применить 0,6 коэффициент как очень похожий на правду

Andrei 1777, да, и времени нет (трудоемко очень если детально), и SCAD не считает. Жаль что тему перенесли из СКАД тем, там люди меньше про нелинейность говорят, создавал я там. (SCAD говорит что нет алгоритма расчета нелинейности надежного, а есть только упоминание про то что бы "как-то" считали -> они и не внесли в расчеты.
По поводу того как вы говорили считать, т.к. я модель делаю в Revit->Robot->Scad активно обкатываю Robot, пока его результатам на ЖБ не доверяю. Но тестовые задачи что делал, мне очень нравились. Он явно учитывает заложенное армирование и дает два типа перемещений плиты - Без армирования, и с армированием (грубо в 3 раза больше выходит)

Теперь ковыряюсь дальше. Еще раз всем, СПАСИБО.

[Andrei 1777]

Ал-й, частично согласен с Вами, что в СП пониженные коэффициенты используют для распределения жесткостей, но вы посмотрите п.6.2.7 где деформации плит учитываются также через эти коэффициенты. Стало быть в такой постановке прогибы определяют, значит при таких итерациях рассматривать перемещения каркаса есть гуд. Я это к чему говорю, раньше когда был СНиП старый отменённый не было этих коэффициентов и все считали в упругой постановке и всё, но все мы прекрасно понимаем, если взять туж же плиту монолитную шарнирно опёртую и посчитать прогиб в той же Лире в упругой постановке от нормальной эксплуатационный нагрузки то получаем 2-3 ну 5 мм, считаем прогиб по СНиП с учётом радиусов кривизн и получаем 17мм. Выполняем нелинейный расчёт в ПК "Лира" - прогиб 18мм. На опыте прогиб плиты 16мм. Вот для этого и ввели эти коэффициенты, чтобы деформативную картину железобетонного каркаса в линейно постановке приблизить к нелинейной. Ведь в той же Лире увеличение прогибов к примеру той же плиты в 5 раз приведёт к значительному увеличению армирования. Единственное что немного не понятно, зачем после нескольких итераций в линейке нас же отправляют в нелинейку. Вот тут смысла немного не улавливаю, ведь в нелинейке используется диаграмма бетона и для неё не нужны итерации линейки. Одно приближение можно и без коэффициентов сделать получить армирование и кинуть в нелинейку и там уже отталкиваться от результатов. Вот если бы после итераций линейки можно было бы закончить расчёт не переходя в нелинейку, тогда понятно для чего введено это всё.

Сообщение от Andrei 1777 но вы посмотрите п.6.2.7

там уже для плит коэффициент 0.2. И это тоже первое приближение. Я бы даже сказал, что для плит это уже длинный способ.

Сообщение от Andrei 1777 раньше когда был СНиП старый отменённый не было этих коэффициентов и все считали в упругой постановке и всё

Раньше был раздел по прогибам с огромными эмпирическими формулами. Именно он и применялся для вырезанных полосовых участков или ригелей заменяющих рам.
Наш главспец говорит, что коэффициенты начали применять в конце 90-х уже во всю...

а что касается порядка расчета - надеемся, СП по МКЭ расчетам жб конструкций все же выйдет, там доведут до ума.
Это вообще тема отдельного разговора - очень много нюансов и закономерностей, возможностей выполнять отдельные расчеты на разных схемах...

[Andrei 1777]

Раньше был раздел по прогибам с огромными эмпирическими формулами. Именно он и применялся для вырезанных полосовых участков или ригелей заменяющих рам. Наш главспец говорит, что коэффициенты начали применять в конце 90-х уже во всю..

эта импирика и сейчас сидит в СП 52-101-2003 с элементами новизны в отличие того же СНиПа. Ну коэффициенты всякие были ещё в старом СНиПе, но вот в старом СНиПе не понижался модуль деформаций, как предложено в СП 52-103-2007, так же в старом СНиПе не понижался модуль деформаций за счёт ползучести бетона как предложено в СП 52-101-2003 . Были другие коэффициенты в эмпирики....которые те же прогибы в 2-3мм умножали на коэффициент "5" - образно говорю.

Andrei 1777, я к тому, что просто упругий расчет для оценки прогибов никогда не применялся. Ну, по крайней мере мне такие случаи неизвестны.

[frostyfrost]

Почитал топик и стало интересно каково реальное соотношение понижающих коэффициентов, поскольку сами пользуемся в большинстве случаев 0,6 и 0,3. Рассмотрел простой случай со сжатым стержнем одного сечения из различных классов бетона и различным процентом армирования с учетом продолжительности действия. В большинстве случае получилось меньше 0.6 причем существенно. Есть идеи как авторы СП получили 0.6? (Прикладываю график и Excel с таблицей). В этом случае (при К<0.6) вытянутые и узкие по высоте сооружения со смещенными ядрами жесткости (и центрами жесткости) относительно центра массы могут иметь бОльшие крены, чем при при K=0.6

[atos88]

frostyfrost, мне кажется, что Вы немного не так считаете.
Наши коэффициенты почти полностью совпадают с ACI318 (в ACI они вводятся в J, а не к E) - там эти коэффициенты также используются для расчета горизонтальных перемещений, кроме определений усилий от вертикальных нагрузок. Данный коэффициент скорее всего (по крайней мере по моим прикидкам) для кратковременных нагрузок. Чтобы определить этот коэффициент точно, нужно составить матрицу жесткости для деф модели для начального состояния и для того, которого ищем. После этого имеем коэффициенты приведения для всех членов матрицы. А дальше выбираем, тот, что нужен.

[frostyfrost]

atos88, согласен с ACI, вообще нужно вводить к J и А (тупо нужны в Лире и подобных программах линейные слоистые элементы стрежни/оболочки, в которые можно заводить армирование).
Я беру самый простой случай для постоянной гравитационной нагрузки по трехлинейной диаграмме - линейный участок до 0.6*Rb с учетом поправки от ползучести для начального модуля упругости.
[Eb0/(1+fi)*(1-процент)+Es*процент]/Eb0.
Ведь возможно же представить колонны упрощенно пружинками с осевой жесткостью.

[atos88]

Сообщение от frostyfrost с учетом поправки от ползучести для начального модуля упругости.

Вот это, мне кажется, немного лишнее. Коэффициенты приведения для кратковременной нагрузки, а коэффициент ползучести - для длительной.

Сообщение от frostyfrost линейный участок до 0.6*Rb с учетом поправки от ползучести для начального модуля упругости

Давайте прямо скажем, что в СП 52-101 не совсем много сказано про расчет конструктивных схем и многое приходится додумывать самому.
Диаграммы СП даны для расчета сечений. в п. 5.1.21-5.1.24 - расписано для чего какие применяются. Так вот диаграммы для продолжительного действия нагрузок, те самые, к которым вводится поправка ползучести, используются только для расчета по деформациям.
Для расчета по образованию и раскрытию трещин, а также по прочности, даже если речь идет о длительном раскрытии трещин, либо прочности сечений при длительном сочетании - используются диаграммы для непродолжительного действия нагрузки, единственная поправка - это коэффициент гамма б1. Таким образом, диаграммы с учетом ползучести (знаю, многие из тех, кто занимаются серьезными нелинейными расчетами закидают меня разными предметами) используются только для расчетов по деформациям. Учитывая то, что lateral loads не бывают длительными - коэффициенты 0,6 всяко разно определялись без учета фи.
Кстати, я уточнял в НИИЖБ - можно ли использовать пологие диаграммы для любых желаемых мною расчетов (к примеру, для длительной прочности сечений), или в СП все "правильно"? Мне подтвердили, что все правильно и пологие диаграммы только для прогибов. Т.к. только для расчетов по деформациям (при чем речь шла о прогибах балок - только для них проводились эксперименты) эти диаграммы (с фи) в принципе тестировались .
Отсюда делаю вывод, что и для определения усилий не стоит учитывать ползучесть именно в СП-м виде. Ее надо учитывать, такая глава в нормах нужна, нужен вообще нормальный документ типа старого руководства по статически неопределимым конструкциям, но не СП в нынешнем виде, который ориентирован именно на сечения.
Кстати, для любого высотного здания попытка учесть фи для определения коэффициентов к E - приведет также к тому, что не будет выполняться проверка на устойчивость (либо будет выполняться со скрипом).
Т.е. идея такова - фи они точно не учитывали

[frostyfrost]

Гравитационная нагрузка (собственный вес конструкций, пироги, полезная нагрузка) - продолжительного действия. Крен мы определяем от ее нормативной длительной части. Плюс горизонтальные перемещения от ветровой нагрузки (здесь конечно не стоит снижать модуль упругости).
Ал-й, я клоню к тому, что автор топика задавался как раз вопросами по перемещениям. Учет ползучести в определенной мере так же требуется при температурах и больших блоках.

frostyfrost, надо смотреть практику - реальные вертикальные деформации зданий, они, кстати, весьма большие.
Учет этапности поборет большую часть кренов.
случай с определением горизонтальных перемещений при длительных нагрузках в СП просто не рассмотрен - были бы другие коэффициенты. найти бы статью в БиЖБ по мониторингу за "Городом столиц" - там какие-то запредельные деформации вертикальные и их объяснение...

А автор то вообще все не так делает (его коллега-Лировец). Использует учет ползучести для секущего модуля упругости жб. Без учета армирования.
Для температуры (я читал еще тему в жбк.рф - но совсем в работе - не успеваю сильно следить) - могу порекомендовать Пример 8 на стр. 179 Руководства по расчету статически неопределимых железобетонных конструкций. Либо расчет с прямым учетом нелинейности. На практике применял оба варианта, с переменным успехом )