Сообщение от ETCartman железобетон сильно нелинейный материал. минус что в российских программах реализован в большинстве своем криво.

Так вся суть именно в "криво". Создаётся впечатление, что отечественные разработчики, за редким исключением, варятся в собственном соку.
Никогда не говорил, что нелинейные расчёты невозможны в принципе. Если корректно проводить нелинейный расчёт, то он войдёт в противоречие со снип.
Я только пытаюсь донести простую мысль "Или СНиП или нелинейность" но не одновременно.

[ETCartman]

Сообщение от bahil Я только пытаюсь донести простую мысль "Или СНиП или нелинейность" но не одновременно.

Почему вы так думаете? Например СНиП "Железобетонные конструкции" испокон века содержал целую главу по вычислению кривизны изгибаемого элемента с трещинами
Спрашивается зачем?
Вы формулу Мора конечно знаете для вычисления премещений. Там интегралы от (M*M'/(EJ))*ds. ЧТо такое M/(EJ)? Да это кривизна выведенная на основе гипотезы плоских сечений и в предположении упругой работы материала. Коль для жбк последнего обстоятельства не наблюдается - то и выражение для кривизны отдельное. Причем EJ (жесткость) зависит от М. Сама формула Мора верна и в нелинейной постановке (с заменой выражения кривизны). Коль под интегралом виртуальная работа внутренних сил - а работа она и с нелинейностью работа. На базе формулы Мора строится метод сил для расчета статически неопределимых конструкций. Все подобные рассуждения можно применить и к МКЭ - и там тоже будет та самая кривизна. Есть в том же нелюбимом вами ANSYS специальные элементы для учета нелинейностей в которых график кривизны от М, продольной деформации от N и относительного сдвига от Q - является исходными данными для расчета. То есть это как бы обобщенная жесткостная характеристка в общем случае. Если график - прямая от нуля - то вы имеете обычный линейный элемент (стержень или оболочку)
Почему в отечественных программах такого не реализовали? Это же прямой путь к расчету именно по СНиП? Пусть пользователи сами вводят график какой им надо. Причем по старому и новому СНиП и даже по тому, который еще не выпущен а будет выпущен через 100 лет.
Вопрос не ко мне и не к вам. То что там сейчас реализовано - это дикая помесь инженерии и теории, в принципе не проверябельно. Трудно понять в каком месте и почему не так. Да еще и с кривым нелинейным решателем. Поэтому я бы переформулировал ваше утверждение так - "считайте с нелиненостью осторожно и не принимайте решений, которые базируются чисто на нелинейном расчете, без подтвеждений что он верен для данного случая". При таком подходе можно даже избежать некоторых ошибок, потому что нелинейность все таки есть. И простая коррекция жесткости на постоянную независимую от стадии деформирования величину - это далеко не нелиненость.

Вопрос: Можно ли только по размерам сечения и диаграмме состояния бетона (не имея информации по арматуре) определить истинную жёсткость элемента? Если ответ да, то считайте на здоровье в нелинейностях.

[swell{d}]

можно. для бетонных конструкций

А для ж/б значит нельзя. То есть нелинейный расчёт можно проводить только тогда, когда известно армирование?
Только площадь или диаметры и положение в сечении?

[swell{d}]

точно так. а ты не знал?

Так всё-таки только площадь или диаметры и положение?

[swell{d}]

я не знаю. сниповская формула по определению ширины раскрытия трещин как бы намекает, что ширина зависит от диаметра стержней... надо разбираться..

Да бог с ними, с трещинами. Речь идёт о жёсткости. Может кто ответить?
Ну если кому не понятно, то о кривизне.

Сообщение от bahil Речь идёт о жёсткости. Может кто ответить?

Для определения жесткости приведенного сечения(с трещинами или без) необходим момент инерции площади арматуры относительно центра тяжести приведенного сечения. Что здесь не ясного?

Не ясно откуда эта площадь берётся. Где её взять?

Сообщение от bahil Не ясно откуда эта площадь берётся.

подбирается по предельному усилию или принимается как данность

Хорошо. Откуда берётся предельное усилие и зависит ли оно от армирования.
Offtop: А кем даётся "как данность",

[Stanum]

bahil, итерационный подход, ориентировочно определил армирование, ориентировочно его расположил, сделал нелинейный расчет, проверил сходимость по усилиям, при необходимости пересчитл с новыми параметрами, где-то в ветке ansys, видел алгоритм реализации такой задачи, по моему авторMrWhite.

Сообщение от bahil Хорошо. Откуда берётся предельное усилие и зависит ли оно от армирования.

Для статически определимых систем из статического линейного расчета, для статически неопределимых систем, в первом приближении, - из статического линейного расчета с учетом перераспределения по определенным правилам. И в первом приближении это усилие не зависит от армирования.

Сообщение от bahil Offtop: А кем даётся "как данность",

Кем угодно

Ага. То есть арматура определяется из линейного расчёта. А по какому предельному состоянию?

[swell{d}]

bahil,
1. http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=96815
2. http://xn--90ajn.xn--p1ai/forum/?PAG...612#message612 начиная с #37
После этих двух тем в моей голове полная каша и я вообще не знаю, как дальше жить.

Сообщение от bahil Ага. То есть арматура определяется из линейного расчёта. А по какому предельному состоянию?

По первой группе предельных состояний с последующей проверкой по второй.

Сообщение от palexxvlad По первой группе предельных состояний с последующей проверкой по второй.

Не совсем понял. Допустим получил усилия из лиры, забил их в арм и получил арматуру. Арматура подобрана только из расчёта по 1 пс? или и по 2 тоже?

[Stanum]

bahil, 1 + трещины из 2, без прогибов.

Сообщение от bahil Арматура подобрана только из расчёта по 1 пс? или и по 2 тоже?

Не знаю как там внутри лиры все устроено буквально, но логика такова
1) получил расчетные усилия из лиры, забил их в арм - получил требуемую для обеспечения прочности сечения площадь арматуры
2) получил нормативные(причем с разделением на длительные и кратковременные) усилия из лиры, забил их в арм - проверил полученную ранее расчетом по прочности площадь дискретизированной арматуры на предмет трещиностойкости и деформаций, при необходимости увеличил площадь.
Это самый простой инженерный подход, причем не экономиичный и слабо пригодный для полноценного расчета плоских нерегулярных конструкций

Сообщение от palexxvlad Это самый простой инженерный подход, причем не экономиичный и слабо пригодный для полноценного расчета плоских нерегулярных конструкций

Вот теперь более-менее ясно. Таким образом получили площадь арматуры, удовлетворяющую 1 и 2 пс.
Достаточно ли этой площади для определения жёсткости с учётом нелинейности? Или необходимы диаметры и положение арматуры?

диаметры и положение арматуры это эквивалент площади и расстояния до цента тяжести арматуры, которые принимаются изначально в виде исходных данных как для расчета по предельному усилию, так и для нелинейного. это одно и то же. для нелинейного расчета с определенной точностью можно использовать и то и другое.

Итак подходим к финишу. По усилиям из линейного расчёта законструированы элементы, формально удовлетворяющие требованиям СП для 1 и 2 пс. Далее проводим нелинейный расчёт?

[ETCartman]

Сообщение от bahil Хорошо. Откуда берётся предельное усилие и зависит ли оно от армирования. Offtop: А кем даётся "как данность",

Давайте перечислим все statements для стержневой конструкции по порядку.
1) если конструкция статически определимая - единственное решение для внутренних усилий M,N,Q может быть найдено из уравнений равновесия (6 уравнений).
2) если конструкция статически неопределимая то уравнений которые даются условиями равновесия недостаточно для определения внутренних усилий. То есть существует бесчисленное множество вариантов эпюр M,N,Q которые (при заданных геометрических размерах и нагрузке) удовлетворяют им. Назовем их "равновесные решения для внутренних усилий". Для того чтобы определить единственный набор из множества - необходимо привлечь дополнительные уравнения (нулевые перемещения по формуле Мора по отброшенным связям для метода сил - о чем я писал несколькими постами выше). В случае МКЭ все записывается немного иным образом (там как таковых уравнений равновесия и нет - все до кучи) но суть дела не меняется.
3) Результат расчета статически неопределимой конструкции зависит не зависит от жесткостей а зависит от соотношения жесткостей в стержнях. То есть можно принять таковое равным соотношению для жесткостей для бетонных сечений (с поправками на разную коррекцию Е для балок и колонн)
В результате расчета будет получена единственное из множества "равновесное решение для внутренних усилий". Эти усилия используются для армирования по первой группе предельных состояний.
4) После того как арматура задана - возможно произвести точный расчет конструкции (с точным соотношением жесткостей) и найти точное решение. Так делают для стальных конструкций (когда сечения переподбирают - перерасчитывают повторно) но не делают для жбк. Почему?
5) Расчет по первой группе предельных состояний производится в предположении текучести арматуры и в отсутствии хрупкого разрушения бетона. То есть при таких условиях данное сечение будет представлять шарнир с приложенным к двум разделенным частям одинаковым пластическим моментам. Величина момента зависит от сечения и арматуры. То есть фактически вы находите арматуру по заданному моменту (из уравнения). И ваш предельный момент будет равен заданному вами.
6) Если вы попытаетесь пересчитать конструкцию точно и нелинейно то в результате придете к тому, что в предельной стадии в наиболее слабых местах образуются пластические шарниры и фактически конструкция станет статически определимой. То есть доп уравнения перестают работать. И вы получаете (только в предельной стадии а не в промежуточной!) ту же самую картину усилий которую использовали для армирования изначально! Ваш расчет придет к тому от чего вы ушли. При этом не важно - было ли верным начальное сооношение жесткостей или нет.
7) Для расчета в промежуточной стадии жесткости все таки важны. И тем более они важны для проверки прогибов (вторая группа).
Все вышеописанное называется методом предельного равновесия. Хорошо описан в Бондаренко, в справочнике бр. Вайнбергов и во многих других книгах.
Для стержневых конструкций реализован в бесплатной программе Wolsink Framework (2D0 можете скачать и попробовать. Увидете где шарниры появляются в предельной стадии.
Замечение1: Метод предельного равновесия - не является нелинейным расчетом но принцип суперпозиции для него не применим в общем случае. Смысл его для ЖБК в использовании одного из множетсва равновесных наборов усилий. Если арматура изначально не задана - то ее можно задать взяв за основу любой равновесный набор усилий. Линейный расчет применим даже с приблизительными жесткостями потому что он дает равновесную систему усилий.

Картман, слишком много буковок. Давай по порядку. Жду ответа на №70.

[Stanum]

bahil, да. (но не совсем) вы не получите ответа о прогибах конструкции

Сообщение от bahil По усилиям из линейного расчёта законструированы элементы, формально удовлетворяющие требованиям СП для 1 и 2 пс. Далее проводим нелинейный расчёт?

Это лишь один из вариантов дальнейшего развития событий.

Сообщение от Stanum вы не получите ответа о прогибах конструкции

Почему не получим?

[atos88]

Offtop: ETCartman Не подскажите литературу на русском с точным разделением по теории "верхней границы" и "нижней границы" и что к чему относится. Особенно применительно к модели тяжи/распорки. В американской литературе разделение точное - потихоньку изучаю того же James K. Wigh, но охото на русском что-нибудь.

[ETCartman]

Сообщение от bahil Картман, слишком много буковок. Давай по порядку. Жду ответа на №70.

Вы никогда не поймете этого, пока сами не разберетесь с каждым statement и не изучите МПР. Кстати Гвоздев есть в dnl. Еще хорошая книга Ржаницына Была

Вопрос был поставлен чётко. Проводим нелинейный расчёт после того, как законструирован элемент?
Насчёт прогибов. Предполагается, что они посчитаны на упругие усилия по СП. Другой вопрос действительные-недействительные. СП говорит считать, мы и посчитали. Со всеми кривизнами и трещинами. Я же написал "формально".
Так всё таки "да" (проводим нелинейный расчёт) или "не совсем" (не понял на этом всё заканчивается?).

[Stanum]

palexxvlad, а на основании чего ?
Арматура на первом шаге неизвестна. Соответственно реальную жесткость не задать, прогибы очень приближенно получим. (в данном случае говорил о Лире. в ней проверка II П.С. только трещины, поправьте меня если я неправ)

Сообщение от bahil Вопрос был поставлен чётко.

ничего четкого в вопросе я не увидел. а вот ответ ETCartmanа очень четок и строг, т.к. касается определенного вида конструкций

Сообщение от bahil Насчёт прогибов. Предполагается, что они посчитаны на упругие усилия по СП.

Ну-ну, посчитайте в лире прогибы плиты от "упругих" усилий

palexxvlad, а на основании чего ? Арматура на первом шаге неизвестна.

но она же известна на втором шаге, почему бы ее не использовать для вычисления неупругих прогибов?

Сообщение от Stanum в данном случае говорил о Лире. в ней проверка II П.С

Да причём тут лира? Что трудно посчитать прогибы по СП, если есть упругие усилия? Я тогда не понимаю как вы вообще проходите экспертизу, если не считаете прогибы? Или вы пргибы из линейного расчёта берёте?

[ETCartman]

Сообщение от bahil Вопрос был поставлен чётко. Проводим нелинейный расчёт после того, как законструирован элемент? .

Для точного определения прогибов он нужен (в том числе СНиП регламентирует). Для проверки по первой группе - нет. То есть если вы даже произведете его - получите в предельной стадии ту же заданную систему усилий которая была в начале (использовалась для армирования). Причем это доказывается математически (на тех допущениях на которых работает МПР).

Сообщение от bahil Я тогда не понимаю как вы вообще проходите экспертизу, если не считаете прогибы?

Я в свою очередь не понимаю, как вы считаете прогибы проходите экспертизу плит с нерегулярной сеткой колонн. Разве я говорил, что не считаю прогибы?

[Stanum]

bahil, palexxvlad, я видимо неясно строю свою мысль. Я говорил именно о первом шаге. На котором мы определяем армирование.
Мне экспертизу проходить пока не доводилось)
Но именно для этого и нужен нелинейный расчёт, чтоб определить действительные перемещения конструкций+ возможное перераспределение усилий (изменение статуса соединения с жесткого на жестко-податливое)

Сообщение от Stanum Но именно для этого и нужен нелинейный расчёт, чтоб определить действительные перемещения конструкций+ возможное перераспределение усилий (изменение статуса соединения с жесткого на жестко-податливое)

Верно, но можно обойтись и без нелинейности в явном виде. Посмотрите как удобно устроен расчет неупругих прогибов плит в Роботе http://docs.autodesk.com/RSAPRO/2014...3ABB80760E.htm Да и в лире что-то подобное попытались устроить

Вопрос не в том насколько правильно или неправильно вычислен прогиб по линейным усилиям. Вопрос в том, что после конструктивного расчета на упругие усилия по СП, формально удовлетворяющему 1 и 2 пс проводить или не проводить нелинейный расчёт всей системы?

Для точного определения прогибов он нужен (в том числе СНиП регламентирует)

Конкретный пункт, пожалуйста.

[phebr]

Сообщение от ETCartman 5) Расчет по первой группе предельных состояний производится в предположении текучести арматуры и в отсутствии хрупкого разрушения бетона. То есть при таких условиях данное сечение будет представлять шарнир с приложенным к двум разделенным частям одинаковым пластическим моментам. Величина момента зависит от сечения и арматуры. То есть фактически вы находите арматуру по заданному моменту (из уравнения). И ваш предельный момент будет равен заданному вами.

А если разрушение таки хрупкое? Например во внецентренно сжатой колонне

Сообщение от bahil формально удовлетворяющему 1 и 2 пс проводить или не проводить нелинейный расчёт всей системы?

Формально, нелинейный расчет современными российскими нормами допускается не делать для определенных комбинаций внутренних усилий и расположений арматуры.

[ETCartman]

Сообщение от phebr А если разрушение таки хрупкое? Например во внецентренно сжатой колонне

Когда есть M и N - задается предельная кривая в осях M-N , такое разрушение хрупким не считается. Хотя конечно метод предельного равновесия тут хуже работает (хотя бы потому что завязка на устойчивость кроме всего прочего).
В общем я попробую более четко изложить основные положения и ответить на вопрос "Почему расчет жбк по первой группе не следует производить заново, после того как армирование произведено с учетом линейного приближенного расчета"
Итак существующий порядок расчета жбк таков
1) производится линейный расчет (при любых жесткостях, можно даже взятых совершенно от фонаря)
2) найденная равновесная система усилий используется для подбора арматуры исходя из известной сниповской схемы пластического шарнира (Rs в арматуре, Rb - в бетоне)
3) Предположим что после подбора армирования мы захотели произвести нелинейный расчет заново. Очевидно что зависимость Момент- Кривизна для любого жб сечения будет в точке М=0 иметь касательную (1/EJ)*M (начинает работать линейно)
При М=Мпредельное - касательная к кривой будет параллельна оси абсцисс (кривизна увеличивается с сохранением постоянного момента, потому как арматура течет а напряжение в бетоне остается Rb)
4) Предположим что мы решили произвести нелинейный расчет исходя из точного значения кривизны (по СНиП ЖБК). При начальной нагрузке (процентов 5-10% от полной) система будет работать линейно. то есть для EJ посчитанного по приведенному сечению с учетом арматуры. затем возникнут трещины и усилия начнут перераспределяться (мы не знаем как! нелинейный расчет не так прост)
5) Но в результате какие то сечения потекут быстрее и образуются пластические шарниры. Конструкция станет статически определимой (лишних связей больше нет, работают только условия равновесия!). Что мы имеем в этот момент?
Как я писал выше - усилия в статически определимой системе не зависят от жесткости сечений (то есть нелинейность стала не важна - в этот момент она уже не играет роли!).
6) Поскольку решение для предельной стадии (до того как возник N+1 шарнир и конструкция стала механизмом и после того как ликвидировалась последняя лишняя связь) - это решение для статически определимой системы. Важно! Оно обладает свойством единственности (двух разных быть не может). Далее - в тех сечениях в которых появились пластические шарниры - моменты известны и равны предельным. Откуда взяты предельные моменты? Из равновесной схемы в пункте 1. Отсюда легко заключить что в предельной стадии конструкция придет к состоянию в пункте 1. Даже если жесткости взяты были от фонаря!
Самое главное - условие равновесие. А любая система сил полученная для данной схемы и системы нагрузок - независимо от сечений - является равновесной.
Как я выше писал - все это прекрасно моделируется для плоской схемы например в бесплатной программе Wolsink FrameWork (скрины прилагаю)
К слову сказать, МПР был развит в СССР и опередил западные страны лет на 60. Не знать его стыдно. Изучая как то проекты з/к Норильлага - я понял что его применяли активно уже тогда - сразу после войны. кстати монолитные балки покрытия (весьма компактные) пролетом 15-18 м там были посчитаны и сделаны без преднапряжения. Благодаря тому что использовалась мягкая арматура А1 - площадь ее была достаточной для того чтобы со второй группой проблем не было. Нелиненый расчет железобетона сложен и всегда будет сложен. МПР прост и основан только на уравнениях равновесия. Соответственно для первой группы состояния он всегда рулил и будет рулить.
Все что сейчас подается под видом "расчета железобетонных конструкций" - утащено на западе из программных комплексов. То есть помимо того что утащены не самые удачные вещи, в добавок еще перельмутеры просто криво реализовали это надстройкой над Миражем и подают это как "прогрессивные современные методы расчета". так что меньше шастайте по семинарам и больше читайте классические книги (Ржаницын, Гвоздев, Рабинович, Голышев, и тд)

Сообщение от palexxvlad Формально, нелинейный расчет современными российскими нормами допускается не делать для определенных комбинаций внутренних усилий и расположений арматуры.

Т.е. на этом можно поставить точку.
Но всё же, допустим у нас супер-пупер программа, которая по заданному армированию делает нелинейный расчёт.
Сделав десяток (как минимум) нелинейных расчётов на статические нагрузки, что мы в результате получим?

[ETCartman]

расчет по второй группе может не выполняться если ваша конструкция типовая или близка к типовой. То есть таких уже 1000 построено и просчитано, и проблемы прогибов (при адекаватном расчете по первой группе) не возникает. Можно применять некоторые очевидные допущения - вырезать отдельно балку или плиту и проверять ее по прогибам в несложной программе (или настроенной электронной таблице). Если конструкция нетиповая то также не требуется считать 100 комбинаций. Прогиб в основном от постоянной и полезной нагрузки. Пара очевидных комбинаций и все. Расчет по раскрытию трещин вообще особняком стоит. Эта методика очень приближенная и основана на эмпирических формулах. По СНиП ширина раскрытия будет всегда меньше для диаметра арматуры менее 8 при классе до АIII и при превышении процента армирования выше определенного порога. То как сейчас делают - просто берут предельный момент для расчета (реальный будет меньше предельного). Так расчет по первой группе (по МПР) фактически можно совместить с оценкой ширины раскрытия трещин (при этом надо помнить, что такая методика может быть сильно консервативной, и если площадь арматуры определяется шириной раскрытия трещин - то тут возможно что нелинейный расчет производить целессобразно)
Также идут особняком вещи вроде аквапарка в ясенево. Это пологая оболочка и для нее устойчивость играет главенствующую роль. МПР не работает на устойчивость (приближенный учет в кривой M-N) - также нужен нелинейный расчет (причем аккуратный, потому что это уже не прогибы а гораздо серьезней).

[swell{d}]

ETCartman, а что насчёт 4 расчётов (расч. длит/кратк и нормат. длит/кратк) и вариации моделей?

[MrWhite]

Сообщение от palexxvlad диаметры и положение арматуры это эквивалент площади и расстояния до цента тяжести арматуры, которые принимаются изначально в виде исходных данных как для расчета по предельному усилию, так и для нелинейного. это одно и то же. для нелинейного расчета с определенной точностью можно использовать и то и другое.

Я вот тут хотел бы уточнить, если можно.
Для балок/колонн с косым изгибом положение и диаметры дискретной арматуры обязательны.

И вообще нелинейный расчет лучше проводить как поверочный т.е. не с расчетным армированием, а фактически принятым в конструкции. На мой взгляд нелинейный расчет это не только средство получения приближенной к реальной деформированной схемы, но и общая оценка(проверка) работы конструкции

Сообщение от MrWhite И вообще нелинейный расчет лучше проводить как поверочный т.е. не с расчетным армированием, а фактически принятым в конструкции. На мой взгляд нелинейный расчет это не только средство получения приближенной к реальной деформированной схемы, но и общая оценка(проверка) работы конструкции

Мудрое замечание. Кто-ж будет спорить?
Итак мы выполнили нелинейный расчёт (причём только на статические нагрузки). Я даже могу предположить, что наша супер прога сама определяет наихудшие комбинации нагрузок.
Возможны 3 варианта.
1. Оптимистичный. Деформации получились меньше допустимых. С чувством глубокого удовлетворения сдаём в архив расчёт и
2. Менее оптимистичный. В каких-то элементах деформации получились больше допустимых. Корректируем арматуру, снова выполняем расчёт и опять имеем 3 варианта.
3. Пессимистично-депрессивный. Происходит лавинообразное обрушение. Выкидываем супер-пупер на помойку и навсегда завязываем с нелинейными расчётами.
Предлагаю провести опрос, какой вариант наиболее реалистичен.

[swell{d}]

Стоп стоп стоп. А как же пульсации ветра, когда надо динамический расчёт делать?

[phebr]

Сообщение от ETCartman Когда есть M и N - задается предельная кривая в осях M-N , такое разрушение хрупким не считается

Кем не считается? На кривой предельной несущей способности M-N будут точки, соответствующие как пластическому, так и хрупкому разрушению. А если сечение переармированно - только хрупкому.
Вы все правильно пишете про МПР, но краеугольным камнем этого метода при расчете статически неопределимых систем является именно предпосылка о возможности перераспределения усилий (то бишь пластическом характере разрушения), и за этим обязательно нужно следить.
Взять даже сниповский расчет нормального сечения. Первым делом проверяется относительная высота сжатой зоны, чтобы удостовериться в пластическом характере разрушения.

[vanAvera]

Сообщение от bahil 3. Пессимистично-депрессивный. Происходит лавинообразное обрушение. Выкидываем супер-пупер на помойку и навсегда завязываем с нелинейными расчётами. Предлагаю провести опрос, какой вариант наиболее реалистичен.

Почему сразу выкидываем? Корректируем армирование/жесткости и заново - три варианта. Хотя скорее всего, проблемы будут с прогибами, а не с возможностью обрушения.

Сообщение от swell{d} А как же пульсации ветра, когда надо динамический расчёт делать?

по методике СП - только в упругой стадии. Можно конечно в ансис, но тогда не по СП.
Можно даже и сейсмику, но тогда

... осуществлять по специальным техническим условиям и при научном сопровождении специализированной организации...

[swell{d}]

В упругой - ок. Жёсткости какие? Опять любые?

[СергейД]

по опыту нелинейных расчетов (ANSYS)
=только проверочные на назначенную арматуру и на несколько основных сочетаний нагрузок (обычно 1-2, выбранных по рез. линейных расчетов)
а) проверка максимальных прогибов в больших пролетах
б) расчет типового этажа на прогрессирующее обрушение (поочередно 2-3 колонны, выбранные из предварит линейных расчетов и Кинематического расчета по Шапиро)
в) расчеты типовых стены, перекрытия и колонны на огнестойкость

у нас конструкторы очень опытные. еще ни разу проблем не обнаруживалось.
трещинобразование начиналось при 70-80% расчетной нагрузки
при 100% расчетной нагрузки пластика в арматуре была максимум десятые доли процента.
существенные пластические деформации начинались при 150% и выше.
так что, если надежно армировать, ничего плохого нелин не покажет. наоборот, можно где-то обоснованно и уменьшить арматуру.

еще был случай. увы,один.
сделали модель= верх - суперэлемент на основе модели скада. грунт- коэфф постели. нелинейно объемниками моделировалась плита с прилегающими колоннами и стенами.
арматуру для начала задали назначенную после расчетов скада. 10-20 зон элементов назначено и 7 кажется уровней армирования (см2/m)
реализован алгоритм=
если в зоне элементов где-либо напряжение в арматуре превысило 300 Мпа= армирование зоны увеличиваем на уровень (не выше 7го), если же всюду в зоне напряжение меньше 100 Мпа= армирование понижаем на уровень (не ниже первого)
где то так. надеюсь, идею сумел объяснить.
после семи таких итераций (каждая тогда (2008)проходила полчаса-час, всего=вечер) общая масса арматуры в фундаментной плите уменьшилась процентов на двадцать.
спрашивается, какой вред от нелина? = это контроль и совет

[vl74]

Вопрос давно назрел (малость оффтоп) согласно СП 52,103-2007 п.6.2.7 для расчета деформаций в первом приближении принимаем пониженные модули деформации. На последующих стадиях принимаются уточненные модули жесткости с учетом армирования согласно действующим нормативам. Вот тут как говорится "в мелочах кроется дьявол". Согласно каких норм никто не знает? Точнее вопрос, где эта методика описана.

Сообщение от ETCartman меньше шастайте по семинарам и больше читайте классические книги (Ржаницын, Гвоздев, Рабинович, Голышев, и тд)

Вот под этим подписываюсь. Только есть один нюанс.
То что ты предлагаешь (пластические шарниры и МПР) весьма приближённый расчёт. К сожалению, бетон не работает по диаграмме Прандля. Для корректного нелинейного расчёта надо использовать гипотезу плоских сечений и диаграммы состояния бетона и арматуры. Другой вопрос, насколько этот метод справедлив для низкопрочного бетона.

так что, если надежно армировать, ничего плохого нелин не покажет. наоборот, можно где-то обоснованно и уменьшить арматуру.

т.е. нелин нужен только для гипотетического уменьшения армирования?
Вот мне интересно, кто-нибудь из реальных проектировщиков рискнёт уменьшить арматуру после, пусть даже правильного, но не СНиПовского расчёта?

Сообщение от vl74 Согласно каких норм никто не знает?

СНиП/СП 52-101-2003

[MrWhite]

Сообщение от bahil Мудрое замечание. Кто-ж будет спорить? Итак мы выполнили нелинейный расчёт (причём только на статические нагрузки). Я даже могу предположить, что наша супер прога сама определяет наихудшие комбинации нагрузок. Возможны 3 варианта. 1. Оптимистичный. Деформации получились меньше допустимых. С чувством глубокого удовлетворения сдаём в архив расчёт и 2. Менее оптимистичный. В каких-то элементах деформации получились больше допустимых. Корректируем арматуру, снова выполняем расчёт и опять имеем 3 варианта. 3. Пессимистично-депрессивный. Происходит лавинообразное обрушение. Выкидываем супер-пупер на помойку и навсегда завязываем с нелинейными расчётами. Предлагаю провести опрос, какой вариант наиболее реалистичен.

Наихудший вариант не обязателен, достаточно просто один из худших, т.к. расчет на II группу предельных состояний не влияет на механическую безопасность здания.
Если же у Вас происходит разрушение конструкции при нелинейном расчете тут два варианта:
1. Вы не правильно что-то сделали в нелинейном расчете - учитесь его делать.
2. Вы неправильно сделали расчет по I группе предельных состояний. Таким образом нелинейный расчет оправдал себя как дополнительная проверка. Но честно говоря это вообще нонсенс какой-то, потому что несущая способность конструкций при нелинейном расчете намного выше.

Сообщение от MrWhite Наихудший вариант не обязателен, достаточно просто один из худших

Я тоже думаю, что третий вариант маловероятен, но всё-же...
Итак можно подводить итоги.
1. Нелинейный расчёт ж/б не даёт увеличение арматуры по 1пс в принципе?
2. Нужен только для определения "истинных" перемещений?

[swell{d}]

Непонятно

Сообщение от bahil 1. Нелинейный расчёт ж/б не даёт увеличение арматуры по 1пс в принципе?

не дает, также как и линейный

Сообщение от bahil 2. Нужен только для определения "истинных" перемещений?

а также "истинных" раскрытия трещин и "истинных" усилий

palexxvlad, мы армирование получили как раз из линейного расчёта.
Так всё же кто-нибудь (за исключением высоких научных мужей) рискнёт уменьшить расчётную арматуру после проведения нелинейного расчёта?
Offtop: palexxvlad, у тебя гвоздик в туалете есть? Если нет, то забей и повесь на него приведённые листки.

Сообщение от bahil Так всё же кто-нибудь (за исключением высоких научных мужей) рискнёт уменьшить расчётную арматуру после проведения нелинейного расчёта?

Конечно, перераспределение моментов рекомендовано нормами и классиками. А конструкция получится не менее надежной.
Вдруг кто-то не увидел катриночки, повторю

Offtop: palexxvlad, у тебя гвоздик в туалете есть? Если нет, то забей и повесь на него приведённые листки.

Offtop: bahil, да пошел ты...

[MrWhite]

Сообщение от bahil Я тоже думаю, что третий вариант маловероятен, но всё-же... Итак можно подводить итоги. 1. Нелинейный расчёт ж/б не даёт увеличение арматуры по 1пс в принципе? 2. Нужен только для определения "истинных" перемещений?

1. С точки зрения механической безопасности увеличение армирования произойти не должно. Однако возможно увеличение с точки зрения II группы предельных состояний.
2. Нужен для определения более точного деформированного состояния и в качестве проверки принятых конструктивных решений. Очень часто например возникают вопрос по сингулярностям во время линейного расчета, ну т.е. армирование то посчитано по нормам, а вот НДС определено не верно. Нелинейный расчет должен дать ответ на реальное НДС на этом участке.

[СергейД]

2 bahil
да не уменьшали мы еще нигде арматуру... могли бы, если бы нелин указал на ошибочное завышение.
проверка, не более.
непросто с вами переписываться= выдергиваете отдельные слова.

Сообщение от СергейД после семи таких итераций (каждая тогда (2008)проходила полчаса-час, всего=вечер) общая масса арматуры в фундаментной плите уменьшилась процентов на двадцать.

Так всё таки уменьшили или оставили как есть?

Очень часто например возникают вопрос по сингулярностям во время линейного расчета, ну т.е. армирование то посчитано по нормам, а вот НДС определено не верно. Нелинейный расчет должен дать ответ на реальное НДС на этом участке.

Ага, уже кое-что. Но для этого есть более простые пути. К тому же нелинейный расчёт не позволяет учитывать динамику ветра по СП. Но это конечно мелочи.
Offtop: 2palexxvlad. То что в линейном расчёте прогибы меньше это известно. Сравнивать надо с прогибами, полученными по СП от линейных усилий.

[Ravl]

А бывали случаи когда нелинейный расчет показывал, что армирование принятое ранее недостаточно? Или обычный расчет (в том же скаде) это всегда в запас?

[MrWhite]

Сообщение от bahil Ага, уже кое-что. Но для этого есть более простые пути. К тому же нелинейный расчёт не позволяет учитывать динамику ветра по СП. Но это конечно мелочи.

Это один из примеров, на самом деле там много чего. Например еще работа скрытых балок или балочных перекрытий. Очень часто возникают вопросы по их работе в общей структуре конструкции, нелинейный расчет может дать ответы и на эти вопросы. Ну и кроме этого, как абсолютно точно отметил Сергей Иванович, нелинейный расчет это путь расчету на аварийную ситуацию по ФЗ №384 (например прогрессирующее разрушение).

А бывали случаи когда нелинейный расчет показывал, что армирование принятое ранее недостаточно? Или обычный расчет (в том же скаде) это всегда в запас?

По моему опыту - всегда в запас, что и логично вообще-то

[VGolovanov]

Открыл эту тему и встретил утверждение «Если корректно проводить нелинейный расчёт, то он войдёт в противоречие со снип.» Надо полагать, что здесь под нелинейным расчетом понимается определение перемещений и усилий в железобетонной конструкции с учетом нелинейных свойств бетона и арматуры, а также с учетом образования трещин. Но в СНиПе по железобетону фактически отсутствуют указания по методу определения усилий в произвольных железобетонных конструкциях. Так что с процитированным утверждением согласиться нельзя. Вообще, определение перемещений и усилий в ж/б конструкции с учетом нелинейных свойств материалов является сложной задачей. Для стержневого элемента такая задача решается в программе 406. Изгибная жесткость ж/б элемента при нелинейном расчете оказывается, как правило, значительно меньше жесткости в линейной постановке. Во вложении привожу кривые, которые я рассчитьвал много лет назад для mb.

[СергейД]

2 bahil
"Так всё таки уменьшили или оставили как есть" = ОСТАВИЛИ, НЕ ВОЛНУЙТЕСЬ!
чертежи были уже готовы.
это был деморасчет для шефа другой организации, интересовавшимся практической пользой от ансиса с его нелинейностями...
эти 20% экономии были вдвое больше тогдашней стоимости ансис.
но в 2008 у него вскоре иные заботы вдруг возникли.

я подхожу с этому так= кто может считать нелинейно, тот считает.
кто не может, тот говорит, что нелин нужно запретить.

нелинейности (правда, для металла), учет контакта и пр. плюсы ансис помогли правильно рассчитать конькобежный центр в Крылатском, который устоял при натуральной опасности прогрессирующего обрушения (лопнуло полуметровое звено цепи, плохо сделанное заводом).

[Ravl]

Сообщение от СергейД я подхожу с этому так= кто может считать нелинейно, тот считает. кто не может, тот говорит, что нелин нужно запретить.

Не все так говорят)

Например, для моих практических задач вполне хватает и скада. Если если шаг колон +-6мх6м и перекрытие 200мм, то зачем делать нелинейный расчет?

Мое мнение: нелинейный расчет нужен для нестандартных и уникальных зданий.

Сообщение от СергейД конькобежный центр в Крылатском

а в разработке усиления ты не участвовал? то что показывали демо на каком-то семинаре - сделано вроде было в микрофе - хотя давно было - могу ошибаться.

Сообщение от Ravl Если если шаг колон +-6мх6м и перекрытие 200мм, то зачем делать нелинейный расчет?

С каких это пор СКАД считает не упругие прогибы плит? Или по старинке "ручками" по усилиям из скада? Если так, то "автоматизация" процесса проектирования на лицо.

[vanAvera]

Сообщение от palexxvlad С каких это пор СКАД считает не упругие прогибы плит? Или по старинке "ручками" по усилиям из скада?

Коэффициентами 0.3 и 0.6, по СНиП.

Сообщение от vanAvera Коэффициентами 0.3 и 0.6, по СНиП.

Да уж...

[Ravl]

palexxvlad, пару раз пересчитывали в лире, ну и периодически ручками. При такой схеме(6х6 и 200) и нагрузках(жилье) прогибы за норму не выходили. Ну и коэффициенты, да.

Сообщение от Ravl пару раз пересчитывали в лире, ну и периодически ручками.

это понятно

Сообщение от Ravl Ну и коэффициенты, да.

а это нет

[Ravl]

Коэффициенты советовал Чорномаз из ЦНИИпромзданий на скадовском форуме в 2008, оттуда ноги и выросли.

Сообщение от Ravl Коэффициенты советовал Чорномаз...

И для надопорных и для пролетных участков одинаковыми советовал принимать, как и vanAvera посоветовал?

[Ravl]

Да вопрос не в коэффициентах, а в том что в стандартных схемах и проверять нечего. Прогибы всегда меньше нормативных с запасом.

[swell{d}]

всё равно непонятно. причём, непонятно вообще ничего. попробую сформулировать алгоритм, как я его понял (для жбк)

расчёт по 1 группе ПС на кратковременное действие нагрузки на жёстком основании
1. собираем модель, назначаем E начальное для всех элементов (в1: надо ли снижать для горизонтальных? на сколько? по логике - в 2 раза. сп 52-103 умалчивает об этом. какие жёсткости у элементов при расчётах на динамику?), считаем обычную жёсткость какого-то основания и сразу (!!!) увеличиваем её в 10 раз (или вообще связи ставим по низу), прикладываем все статичные нагрузки - проводим модальный анализ, считаем собственные частоты. если частоты ниже нормативных, проводим динамический расчёт (считаем пульсации). смотрим прогиб здания от пульсации (от нормативных длительных нагрузок + полная ветровая) и ускорения верхних этажей (от нормативных длительных нагрузок + 0,7 от пульсационной составляющей). запоминаем получившиеся РСУ от всех (пост+длит+кратк) нагрузок. про сейсмику я хз - ни разу её не считал.
п.с. Для элементов, воспринимающих нагрузки от 1 перекрытия можно использовать коэф-ты fi1 - fi2, от 2х и более - дополнительно fi3 - fi4.

расчёт по 1 группе ПС на кратковременное действие нагрузки на обычном основании
2. возвращаем обычную жёсткость какого-то основания (в2: как это делается? через вариацию моделей?), считаем ещё раз, но уже квазистатику (пульсации должны быть заданы обычной нагрузкой). запоминаем получившиеся РСУ от всех нагрузок. здесь же, если я правильно понимаю, считаем общую устойчивость (положения).

расчёт по 1 группе ПС на длительное действие нагрузки
3. назначаем E как 0,6/0,3 от начального для вертикальных/горизонтальных элементов, оставляем обычную жёсткость какого-то основания, оставляем нагрузки - считаем. запоминаем получившиеся РСУ от постоянных и длительных нагрузок. на этом этапе краешком глаза можно заглянуть в перемещения и оценить их. в3: нужен ли этот этап? может надо уже на втором этапе снижать E? но коэф-ты из СП учитывают и ползучесть, как я понимаю
п.с. при определении длительной нагрузки не забываем про 0,35 от кратковременной. fi1-fi4 не используем.

4.подбираем армирование по РСУ предыдущих трёх расчётов, конструируем (в т.ч. унификация), дорабатываем модель с учётом информации об армировании всех элементов.

расчёт по 1 группе ПС с учётом реальных жесткостей и кратковременным действием нагрузки
5. проводим нелинейный расчёт на какую-то (в4: какую? как быть с динамикой?) комбинацию всех (пост+длит+кратк) расчётных нагрузок, проверяем принятое армирование. диаграммы закладываем "расчётные кратковременные".

расчёт по 1 группе ПС с учётом реальных жесткостей и длительным действием нагрузки
6. проводим нелинейный расчёт на какую-то другую комбинацию постоянных и длительных расчётных нагрузок, проверяем принятое армирование. диаграммы закладываем "расчётные длительные" (с учётом коэф-та 0,9 к Rb).

расчёт по 2 группе ПС с учётом реальных жесткостей и кратковременным действием нагрузки
7. проводим нелинейный расчёт на какую-то третью комбинацию всех нормативных нагрузок, проверяем кратковременную ширину раскрытия трещин. диаграммы закладываем "нормативные кратковременные".

расчёт по 2 группе ПС с учётом реальных жесткостей и длительным действием нагрузки
8. проводим нелинейный расчёт на какую-то четвёртую комбинацию постоянных и длительных нормативных нагрузок, проверяем прогибы и длительную ширину раскрытия трещин. диаграммы закладываем "нормативные длительные".

п.с.1. при этом для всех расчётов предполагается наличие двух диаграмм - для вертикальных и горизонтальных элементов. для вертикальных - 0,85 к Rb.
п.с.2. количество повторений пунктов 5-8 растёт с увеличением учитываемых направлений действия ветра.

где, факинг, сп, в котором всё это было бы написано?!!!

Сообщение от Ravl Да вопрос не в коэффициентах, а в том что в стандартных схемах и проверять нечего.

Зачем тогда вообще считать стандартную схему

Сообщение от Ravl шаг колон +-6мх6м и перекрытие 200мм

по прочности. Ведь она "типовая". Или Вы ее и на прочность считать не будете?
Для того, что бы проверять что угодно, причина найдется всегда. Это Вы эксперту скажите, когда будете отвечать на замечания по отсутствию расчета неупругих прогибов в спроектированной Вами "типовой" плите.

[Ravl]

palexxvlad, как раз теми коэффициентами и выполняется грубая проверка. Если перемещения меньше нормы с запасом - значит ок. В других случаях считаем ручками или нелинейно.

[vanAvera]

Сообщение от palexxvlad И для надопорных и для пролетных участков одинаковыми советовал принимать, как и vanAvera посоветовал?

ага-ага, я посоветовал...
п.6.2.5 СП 52-105-2007: значения нелинейных жесткостей следует устанавливать в зависимости от стадии расчета, требований к расчету и характера напряженно-деформированного состояния элемента. (...)
п.6.2.6: на первой стадии (...) допускается принимать приближенные значения жесткостей элементов (...). В первом приближении рекомендуется принимать модуль упругости материала равным Eв с понижающими коэффициентами: 0.6 - для вертикальных сжатых элементов, 0.3 - для плит перекрытий(покрытий) с учетом длительности действия нагрузки.

Это для усилий, для вертикальных перемещений - 0.2 или 0.3 для плит (п.6.2.7)

Сообщение от swell{d} в1: надо ли снижать для горизонтальных? на сколько? по логике - в 2 раза. сп 52-103 умалчивает об этом. какие жёсткости у элементов при расчётах на динамику?

Разумнее принимать начальные жесткости. Дело в том, что при построении модели здания из РС исключаются жесткости второстепенных конструкций(перегородок, наружных стен и т.п.), т.е. строится только несущий каркас. Жесткости этих элементов существенно влияют на частоты колебаний здания, повышая их.

Сообщение от swell{d} в2: как это делается? через вариацию моделей?

По-моему второй этап вообще не нужен.

Сообщение от swell{d} в3: нужен ли этот этап? может надо уже на втором этапе снижать E? но коэф-ты из СП учитывают и ползучесть, как я понимаю

Думается, нужен

Сообщение от swell{d} в4: какую? как быть с динамикой?

Можно никак. На этом этапе нелинейный расчет можно проводить для отдельных элементов(фрагментов здания) используя к-ты динамичности к нагрузкам, полученные на первом этапе.

[swell{d}]

кстати, жёсткость основания у нас тоже нелинейная
Offtop: интересно, сколько людей в этой стране думают, что они знают как правильно делать расчёты (в т.ч. нелинейные) и сколько конструкторов (считающих по линейке) всего. и какое соотношение...

Сообщение от swell{d} кстати, жёсткость основания у нас тоже нелинейная

Ну, вот поэтому и появляются расчеты типа таких http://xn--90ajn.xn--p1ai/video/seism_k30.php

[vanAvera]

palexxvlad, вот вы в расчетах - человек явно очень опытный, нелинейностью вот занимаетесь. Поделитесь, насколько отличаются прогибы при нелинейном расчете от расчета с учетом обобщенных коэффициентов?

Сообщение от swell{d} Offtop: интересно, сколько людей в этой стране думают, что они знают как правильно делать расчёты (в т.ч. нелинейные) и сколько конструкторов (считающих по линейке) всего. и какое соотношение...

Я думаю отношение где то 0,001. Печально всё. Ещё раз просмотрел СП63. Думаю ему и всем СП самое место на гвоздике рядом с бумажками palexxvladа.
swell{d}, ты сгущаешь краски. Этапы такие
1. Считаешь в упругой стадии (хоть с основанием, хоть без). Е можешь брать пониженное или как есть не важно. Чем ниже Е, тем выше усилия и ускорения от динамики ветра.
2. Проводишь конструктивный расчёт, армируешь по 1пс, если есть возможность проверяешь по 2 пс.
3. Если очень хочется (ну или экспертиза требует) проводишь нелинейный расчёт. Вот тут уже с учётом основания. Единственный вопрос в чём считать? Знающие люди рекомендуют лс-дину, ну или, на худой конец, ансис.

[ETCartman]

Сообщение от bahil В То что ты предлагаешь (пластические шарниры и МПР) весьма приближённый расчёт.

Это не я предлагаю. Это вы так фактически считаете по СНиП! (и вы и все остальные). Я вам просто попытался объяснить почему так - чисто на базе теории и теорем строймеха. Это кстати объясняет почему можно не перерасчитовать конструкции после задания арматуры.
Никакого линейного расчета на самом деле нет и не было никогда. А тот что есть имеет единственное обоснование с точки зрения МПР. Ахинея про "линейный расчет расчет жбк" до 2000 года попадалась мне только единожды в учебнике Байкова. Но он там тоже имел в виду МПР (и про него там в частности есть), просто выразился некорректно (то что результаты линейного могут быть использованы для армирования по МПР а не то что работа конструкции является линейной). Потом это стало встречаться регулярно в статьях "по скаду". Сейчас типичный ж-бетонщик уверен что считает линейно, при этом имея стойкий разрыв шаблона по поводу того, что как можно посчитать вообще железобетон без арматуры? Когда арматура собственно и есть основная часть жбк.
При этом конечно я согласен с замечанием по поводу высоты сжатой зоны - основные предпосылки МПР должны соблюдаться при проектировании. Это то почему это надо знать и понимать. Но гипотеза плоских сечений для МПР совсем не важна - она там не работает. А вот в любом нелинейном расчете (кроме объемных элементов) от нее не уйти никуда.

[swell{d}]

ничего я не сгущаю, я пытаюсь соответствовать нормам. каждый свой пункт могу подкрепить какими-нибудь ссылками на нормы.
Offtop: да у меня целый квартал запроектировать стоит дешевле, чем ансис... =/

[vanAvera]

Сообщение от bahil проводишь нелинейный расчёт. Вот тут уже с учётом основания.

Ага, в который для грунта берешь модель Кулона-Мора, втыкаешь туда "цэ" и "фи" из бумажек изыскателей, называешь это "упругоплатическим учетом нелинейности основания" и самое главное - очки и очень умный вид.

Картман, я ничего не понял. Тут речь идёт о том, можно ли проведя линейный расчёт, например по лире, на этом остановиться. А конструктивный расчёт по 1 и 2 пс проводить по СП на усилия из линейного расчёта.
Одни говорят, что всё ОК и на этом ставят точку. Другие утверждают, что для страховки надо выполнить нелинейный расчёт со всеми его прелестями и только он покажет истинные деформации и НДС (правда осталось непонятным в чём этот нелин проводить). И как выясняется нелин ничего особенного и не показывает.
При этом все проги, реализующие нелин основаны на гипотезе плоских сечений, а не на МПР.

Ага, в который для грунта берешь модель Кулона-Мора, втыкаешь туда "цэ" и "фи" из бумажек изыскателей, называешь это "упругоплатическим учетом нелинейности основания" и самое главное - очки и очень умный вид.

Хоть один реальный проектировщик забрёл не форум. А я о чём талдычу. У нас весьма приближенные характеристики материала, а с нагрузками вообще каша.

[swell{d}]

Сообщение от bahil Хоть один реальный проектировщик забрёл не форум. А я о чём талдычу. У нас весьма приближенные характеристики материала, а с нагрузками вообще каша.

вопрос не в каше (для этого есть аппарат метода предельных состояний с кучей коэф-тов), а в том, что хочется получать результат, отличающийся от жизни не более (хотя бы) чем в 2 раза =)

п.с. имеется ввиду значения, полученные расчётом в сравнении с аналогичным экспериментом

Сообщение от vanAvera Поделитесь, насколько отличаются прогибы при нелинейном расчете от расчета с учетом обобщенных коэффициентов?

Делюсь. Задачка вот от сюда http://www.liraland.ru/lira/verif/279/#872
Результаты:
-упругий прогиб - 2,01мм
-неупругий прогиб - 12,45мм
-упругий прогиб с использованием, так всеми любимых, к-тов к жесткости(в данном случае примем 0,2) - 10 мм
разница 20% не в запас
при упругоподатливом защемлении одного из краев и при неизменном армировании разница "не в запас" будет только возрастать

[swell{d}]

2 мм фигня. снятая на третий день опалубка (при пролёте до 6м) даёт прогиб 50мм =)

Сообщение от swell{d} для этого есть аппарат метода предельных состояний с кучей коэф-тов

МПС и нелинейный расчёт две большие разницы.

Сообщение от palexxvlad -упругий прогиб - 2,01мм -неупругий прогиб - 12,45мм

А как посчитан неупругий прогиб? Что-то слишком большая разница. обычно 2-3 раза максимум.
Offtop: Допустимый 15мм

Сообщение от bahil А как посчитан неупругий прогиб?

Offtop: В тех бумажках, что ты на гвоздик повесил в моем сортире, посмотри

Что-то слишком большая разница. обычно 2-3 раза максимум.

Обычно это как? По аналитическому расчету неупругий прогиб вообще 13,5мм

[ETCartman]

Сообщение от bahil Картман, я ничего не понял. Тут речь идёт о том, можно ли проведя линейный расчёт, например по лире, на этом остановиться. .

вы укажите что вам непонятно в моих обяснениях по пунктам. Я просто перечислял теоремы и положения строймеха - они есть в частности в "Механике стержневых систем" Рабиновича. Понять это по другому (кроме как с математикой в руках) нельзя.
проведя линейный расчёт - правильно сказать "заармировав по МПР на основе приближенного линейного расчета. Да - можно в большинстве случаев остановится - первая группа будет обеспечена. Если везде выполняются предпосылки МП вроде высоты сжатой зоны.

[vanAvera]

Сообщение от bahil А как посчитан неупругий прогиб? Что-то слишком большая разница. обычно 2-3 раза максимум.

Вот и у меня так получалось - в 2-3 раза по прогибу (при пролетах метров по 6, слишком большие не попадались). Подозреваю, что коэффициент 0.3 к жесткости плиты даст приемлемое совпадение с нелинейными результатами. Но вот мы видим другие результаты у palexxvlad, правда там и плита толщиной 120мм

Сообщение от vanAvera правда там и плита толщиной 120мм

И что с того?

Вот и у меня так получалось - в 2-3 раза по прогибу

Ну так задайте решенную Вами задачу, проверим

[Дрюха]

Offtop: palexxvlad, дайте ссылку вот в таком виде, будет сразу на тест 2 направляться
http://www.liraland.ru/lira/verif/279/#872

Сообщение от ETCartman проведя линейный расчёт - правильно сказать "заармировав по МПР на основе приближенного линейного расчета. Да - можно в большинстве случаев остановится - первая группа будет обеспечена. Если везде выполняются предпосылки МП вроде высоты сжатой зоны.

Именно об этом и речь. То что 1пс обеспечена, это мы уже выяснили. Дальше о прогибах. Пользуясь твоей терминологией вопрос стоит так
"можно ли, от усилий, полученных из "приближенного линейного расчета" получить прогиб близкий к действительному?"

[swell{d}]

Сообщение от bahil МПС и нелинейный расчёт две большие разницы

с чего это вдруг. вы же нагрузки задаёте расчётные (увеличенные) и характеристики материалов расчётные (сниженные)

[ETCartman]

Сообщение от bahil Именно об этом и речь. То что 1пс обеспечена, это мы уже выяснили. Дальше о прогибах. Пользуясь твоей терминологией вопрос стоит так "можно ли, от усилий, полученных из "приближенного линейного расчета" получить прогиб близкий к действительному?"

Линейный расчет не приближенный. Он сам по себе (для тех данных которые вы для него берете) - точный. И для железобетона он является точным только в единственный момент расчета - в предельной стадии. Термин "линейный расчет" лучше не употреблять. Лучше называть его "условный линейный расчет, для армирования по методу предельного равновесия".
Если вы поймете этот факт, детально пройдя по пунктам с примерами, то само собой вы также поймете и то, что прогибы из такого расчета (по МПР) расчитаны быть точно не могут.
(в отл. от первой группы - которая вами считается точно а не приближенно, по СНиП)
Чтобы определить прогибы - надо принять тот факт, что жб все таки нелинейный материал и использовать СНиП ЖБК с его выражениями для кривизны. Расчет выполняется по МКЭ в какой нибудб программе. Которой как бы и нет. Хотя вроде бы есть - в МикроФе и лире. нет только по моему в скаде.
Все что есть остальное - грубая приближенная оценка. Нелинейным расчетом простая корреция модулей упругости не является. Оценка как правило очень консервативная но иногда наоборот может давать сильно заниженный результат. Другого быть как бы и не может. Вы нелинейность которая фактически есть ни на какой кобыле не объедете

Что-то непонятки пошли ближе к ночи. Я к тому, что все эти прогибы будут определены на нагрузки далёкие от реальности. Как бы это по понятней выразиться. МПС предполагает наихудший случай в каком либо одном элементе, вероятоность которого весьма мала, но всё же существует. А нелин мы считаем на некоторые усреднённые значения по всему объекту.

[swell{d}]

Сообщение от bahil А нелин мы считаем на некоторые усреднённые значения по всему объекту.

поясни

Сообщение от ETCartman Линейный расчет ... является точным только в единственный момент расчета - в предельной стадии.

я очень извиняюсь, но это какая-то полная чушь.

Сообщение от swell{d} поясни

Что-то я не въезжаю о чём? Чувтсвую надо эту бодягу заканчивать.
метод предельного состояния рассматривает два предельных состояния. с первым вроде разобрались. А со вторым непонятки. Предполагается, что в предельном состоянии напряжения в арматуре и бетоне достигли предельных значений. На самом деле ж/б начинает работать нелинейно задолго до наступления предельного состояния.

Offtop: интересно дотянете до кол-ва страниц этих тем?
http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=4990
http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=33903

[swell{d}]

не так. в 1ПС предполагается, что в предельном состоянии напряжения в арматуре или бетоне достигли предельных значений.
для 2ПС предполагается, что прогибы, перемещения, раскрытие трещин, ускорения и т.п. достигли своих предельных значений.
но я изначально вообще не про это говорил. разговор зашёл про то, что не знаем точных характеристик материалов и грунтов. так вот на этот случай у нас есть всякие коэф-ты, которые нас выручают...

Сообщение от swell{d} но я изначально вообще не про это говорил. разговор зашёл про то, что не знаем точных характеристик материалов и грунтов. так вот на этот случай у нас есть всякие коэф-ты, которые нас выручают...

Они выручают нас, но не конструкции..
Offtop: Ладно, пойду сниму с гвоздика СП и что нибудь посчитаю.

[ETCartman]

Сообщение от swell{d} поясни я очень извиняюсь, но это какая-то полная чушь.

Это звучит как чушь если не вникать в детали (которые я постарался подробно объяснить тут). Потому что если выразить эту мысль точнее - то нужно написать такЖ
"при существующей практике расчетов ЖБК по МПР (методу предельного равновесия, не одно и то же что МПС!) используются равновесная система сил взятая из линейного расчета (условного). Фактически после достижения предельной стадии, система придет к этой равновесной системе сил - чисто математически.
Метод предельного равновесия - это чистая математика, и вы иначе его не поймете не вдаваясь в теорию.

[swell{d}]

какие тут могут быть детали. железобетон работает не так, как вы его рассчитываете, а так, как вы его заармируете. я уже 10 раз выкладывал картинку, выложу ещё раз: http://forum.dwg.ru/attachment.php?a...9&d=1356596250
линейный расчёт даст "точный" результат только до того момента, пока не раскроется первая трещинка. т.е. где-то процентов 10 от нагрузки. дальше - всё, никакой линейности больше нет.

[Stanum]

swell{d}, у Вас по моему не правильная картинка, там кое чего не хватает(моментов на опорах). Момент с опоры не пропал, он там остался на своем предельном значении, и уже не увеличивается, у Вас же напряжения в этих местах не исчезли. Поэтому нулевым момент на опоре быть не может.

[swell{d}]

если в балке нет арматуры над опорой, то и момента на опоре не будет. зуб даю.

[Stanum]

swell{d}, тогда куда денутся напряжения, в бетоне , после появления трещин? Момент будет, и я согласен он будет постепенно убывать с ростом нагрузки, но что выйдет в ноль не верю.
И по моему изначально шел разговор о перераспределении усилий, или я не прав?

[swell{d}]

Если арматуры нет, то трещина раскроется сразу после достижения моментом над опорой момента трещинообразования. После этого никаких напряжений в сечении над опорой не будет. Балки будут работать как простые, шарнирно опёртые.

Сообщение от swell{d} Если арматуры нет, то трещина раскроется сразу после достижения моментом над опорой момента трещинообразования. После этого никаких напряжений в сечении над опорой не будет. Балки будут работать как простые, шарнирно опёртые.

Всё правильно. Только, как говаривал Василий Иванович, есть нюанс. Это по сути стадия локального разрушения.
Почитал ещё раз СП. Нашёл в приложении Г хитрую диаграмму с ниспадающей ветвью и хитрыми формулами. Кстати, верхушка получается при дельта примерно 0,002 для всех классов с небольшими копейками. Сдаётся мне, что все эти фокусы с диаграммой направлены на примирение гипотезы плоских сечений с действительной работой бетона.

[swell{d}]

Ну разрушилось локально и ладно, чего переживать. Заложите доску над опорой, тогда будет ещё и деф.шов заодно

[ETCartman]

чтобы не ждать милости от природы - можно взять и написать свой оболочечный и стержневой элемент при принципу описаному тут За основу взять тот же CalculiX или GMSH. Первый лучше потому что нелинейный решатель там фактически есть, а также все прочее (типа отображения изополей и т.д.)
Практически данный элемент очень простой - не нужно дополнительных точек интегрирования по толщине.

Сообщение от ETCartman чтобы не ждать милости от природы - можно взять и написать свой оболочечный и стержневой элемент при принципу описаному тут За основу взять тот же CalculiX или GMSH. Первый лучше потому что нелинейный решатель там фактически есть, а также все прочее (типа отображения изополей и т.д.) Практически данный элемент очень простой - не нужно дополнительных точек интегрирования по толщине.

Ну так в чём дело. Что мешает написать?

[ETCartman]

Сообщение от bahil Ну так в чём дело. Что мешает написать?

за вечер не напишешь и за неделю по вечерам скорее всего тоже. кроме того есть такая вещь как тестирование, которое отнимает даже больше времени чем программирование.
в принципе то писать в общем и не надо - есть многослойная оболчка в том же CalculiX, каждому слою можно задавать свой (в том числе нелинейный с произвольным графиком) материал. Можно просто подогнать график кривизны с заданным армированием под кривую условного материала. Конкретно у CalculiX есть свои минусы для строителей - это все таки унверсальная программа как классический ANSYS и там много по мелочи не удобно применительно к строительным задачам (а что то наоборот очень удобно и превосходит обычные программы). и кстати там есть и модель материала - железобетон, правда не по снип.
Лучше эту идею подбросить производителям строительных программ, может кто и внедрит (естественно в рамках организации это проще).
Вероятней всего они откажутся внедрять, потому что на самом деле 90% пользователей не поймут зачем это и как по снип сгенерировать самому свой график, это же "много буков" как вы написали выше.
Энтузиастам же из числа инженеров тоже ничего самим писать не обязательно - ибо есть уже такие кладези как тот же CalculiX или Code-Aster, сертифицированный по iso - там их проще изучить, протестировать и адаптировать.
если рассуждать с точки зрения "народного хозяйства" то на сегодняшний день - конкретно существующая практика расчетов приводит просто к перерасходу материалов без какого либо профита с точки зрения надежности и прочности. Толстенные плиты, арматурины в запястьте толщиной - в результате расчеты делаются на пороге высоты сжатой зоны и не исключено что такие постройки будут рушиться через некоторое время (аккурат когда жильцы выплатят ипотеку). А еще инноваторы с стеклопластиковой арматурой подоспеют - тогда тушите свет. Это мои мысли насчет всего этого, хотя мне это побоку - хватает своих вопросов по своей части.

Похоже все высказались, поэтому подвожу итог.
Итак подвожу итог в соответствии с названием темы.

I. Порядок для несейсмических районов.
1. Линейный расчёт пространственной системы с учётом основания. модули можно принять с понижающими коэффициентами.
2. На полученные усилия проводим конструктивный расчёт.
3. По результатам п.2. армируем с выполнением конструктивных требований СП.
4. Сдаём проект заказчику.
5. Выполняем нелинейный расчёт.

II. Для сейсмических районов.
1. Выполняем упругий расчёт. Модули принимаем без снижения. Пространственная схема с жёстким закреплением по обрезу фундаментов (без учёта основания).
2. Проводим конструктивный расчёт по 1пс на особое сочетание и по раскрытию трещин на основное.
3. Если сейсмичность не более 7 баллов, то выполняем расчёт по схеме I.
4. По результатам п.2. армируем с выполнением конструктивных требований СП.
5. Сдаём проект заказчику.
6. Выполняем нелинейный расчёт.

[ETCartman]

снижение модулей продавили в каком то СП (для одного вида конструкций, с ограничениями по тому же СП), но как вам выше уже писали - нелинейным расчетом такая практика не является. Там как раз написано не "нужно" а "допускается" (как грубая оценка в первом приближении)
снижение производят для условного бетонного сечения (которое близко не стояло с армированным по характеристикам), причем в результате половина бетона в сечении вообще не работает - после образования трещин и пластических шарниров.
На этом фоне "учет пространственной системы с учётом основания" как лечение мертвого припарками, рекомендация из разряда суеверий не дающая близко никакой точности.

То есть говоря по взрослому - ваша последовательность для типовых конструкций, в которых вторую группу проверять не надо и никакие вещи связанные с нелинейностью на практике не нужны (по идее для них и сам расчет имеет не более чем оформительские значение - сдать томик с картинками и таблицами в экспертизу). А для первой группы такой расчет годится только потому что в действительности как я писал выше, армирование производится по методу предельного равновесия. Для которого чисто математически вообще можно брать жесткости от фонаря - лишь бы полученное решение удовлетворяло условиям равновесия (тогда любой нелинейный расчет приведет в предельной стадии к тем же усилиям которые были заданы).
Я просто пытаюсь объяснить что "линейного расчета железобетона" не существует и линейность только в вашем сознании. Есть метод предельного равновесия (который всеми фактически неосознанно применяется) и условный линейный расчет используемый для армирования по первой группе (причем такое армирование может быть произведено бесчисленным множеством способов и конструкция все равно будет стоять). Старые советские учебники в которых МПР описан (для плит почти везде, для стержней - особенно хорошо в Бондаренко) - лежат в dnl. Ничего вам не мешает их прочитать.
Если вы серьезно занимаетесь расчетами железобетона - вам нужно иметь инструмент, не только генерирующий картинки а еще и помогающий проектировать надежно и экономно - вам нужна программа в которой нелинейность присутствует. В некоторых (по моему в МикроФе) также присутствует еще и метод предельного равновесия в произвольной постановке для произвольно армированной конструкции (то есть когда армирование уже задано -можно проверить его по факту - какова несущая способность). Когда я работал в России я был свидетелем того, что все серьезные жбк организации (в которых были старые специалисты) выкинули скад на помойку (отдали студентам) и купили МикроФе (хоть оно и дороже). Потому как инструмент нужен хороший - не будет автомеханик крутить гаечки пальцем и шурупчики - перочинным ножиком, а купит набор ключей, отверток и гайковерт. с расчетчиком точно такая же штука


я попозже свою версию напишу. тут кстати выше человек описал очень подробно.

Картман, я с тобой полностью согласен, за исключением некоторых моментов.
У Гвоздева деформации рассматриваются в предельной стадии. По существу он оперирует секущими модулями.
У Бондаренко, с его интегральным модулем бетона и диаграммой состояния для бетона и арматуры несколько получше. Но тоже есть определённые спорные моменты.
Ты ещё забыл упомянуть Гениева с его пластичностью бетона.
У Карпенко своя метода. Да можно ещё с десяток привести фамилий и методов.
Я уже не говорю о таком факторе, как ползучесть. После Арутюняна ею вообще никто серьёзно не занимался.
Спрашивается по какой методе проводить нелинейный расчёт? А считать по диаграмме момент-кривизна это вообще БСК.
Offtop: Что-то я слишком много буковок написал

[ETCartman]

вы просто усложняете все, наводите тень на плетень по моему. Я не говорю что надо считать по какому то учебнику. Считать надо по СНиП = в котором даны полуэмпирические, согласующиеся с опытом соотношения для вычисления кривизны (я писал об этом в первом посте данной темы и немного развивал эту мысль далее). Это - чистая инженерия.
Все остальное - в том числе нелинейный расчет (на основе известных соотношений кривизны) и Метод предельного равновесия (который не является нелинейным расчетом в чистом виде и вычленяет только одну единственную последнюю стадию деформирования) - это чистая математика.
Учебники и статьи нужны чтобы понимать что вы делаете, для объяснения почему так а не эдак. Чтобы вы представляли как все работает и каковы допущения и пределы применимости тех или иных методов. Учебники имеют тот минус, что предполагают наличие начальных познаний у читающих (линейная алгебра, физика, теормех, понятие работы и виртуальной работы и тд). Без них для читающего будет "много буков". И все что останется - идти на форум и обсуждать во сколько раз снижать модуль и какую кнопочку какого цвета нажимать.

Сообщение от ETCartman Считать надо по СНиП = в котором даны полуэмпирические, согласующиеся с опытом соотношения для вычисления кривизны

Cчитать кривизну по приложению Г или по п. разделам 8 и 6 СП 63?

[ETCartman]

Тю, ля - щас глянул СП и узрел что там в общем все написано. И про метод предельного равновесия, и про надобность нелинейных расчетов, как по сути единственно верных для обоих групп предельных состояний. В Старом снипе к которому я привык, все было несколько более туманно. Поэтому объяснения по вашим пунктам - читайте там же, в деталях.

Не ну а всё таки? Я бы считал по "Г", хотя всё это и липа. Но как быть с разделом 8?
Что то не нахожу в СП ответы на свои вопросы.
Ты не глянь, а внимательно почитай. То же самое, что и в предыдущем СНиПе. Единственно можно было бы использовать прил.Г, если бы на него была ссылка.

[VGolovanov]

Хочу акцентировать внимание читающих эту тему на том, что под нелинейным расчетом надо понимать одновременное определение деформаций и напряжений в конструкции. Вычисление прогиба по изгибающему моменту, найденному при помощи линейного расчета не заменяет нелинейный расчет. Нелинейный расчет состоит в решении краевой задачи для нелинейной системы обыкновенных дифференциальных уравнений или уравнений с частными производными. Например, в случае прямого изгиба стержня одним из уравнений системы является уравнение вида d2w/dx2=k(M), где k – нелинейная функция от M(x). Прогиб w(x) и изгибающий момент M(x) являются искомыми функциями. Если в качестве M(x) взять момент, найденный из линейного расчета, то определение прогиба сведется к двукратному интегрированию.

В Еврокоде 2 (EN 1992-1-1:2004) раздел 5 называется «Ermittlung der Schnittgroessen» (в немецком издании), что можно перевести как «Определение внутренних силовых факторов». В п.5.1.1(Р) говорится о том, что «целью статического расчета является определение распределения внутренних силовых факторов или напряжений, деформаций и перемещений во всей несущей системе или в одной части». В п.5.1.1(7) говорится о том, что могут применяться следующие идеализации: линейно-упругое поведение, линейно-упругое поведение с ограниченным перераспределением, пластическое поведение, включая стержневые модели, нелинейное поведение. Аналогичного раздела в отечественных нормах нет.

Одним из случаев, когда требуется нелинейный расчет, является расчет сжатого элемента с учетом прогиба (продольно-поперечный изгиб). В этом случае в нормах предлагается метод условных критических сил. Площадь требуемой арматуры, определенная с использованием этого метода, может оказаться меньше, чем площадь арматуры, найденная при помощи нелинейного расчета с учетом начальных несовершенств и деформаций ползучести. Это обстоятельство иллюстрируется примером расчета консольной колонны по программе 406, результаты которого приведены во вложении (СП.jpg и Нелин.jpg).

В качестве другого примера, когда результаты нелинейного и линейного расчета заметно различаются, можно рассмотреть расчет ленточного фундамента под колонны по программе 520. Во вложении приведены результаты для фундамента ф.jpg . На рисунке w1.jpg показана осадка при линейном расчете фундамента, а на рисунке w2.jpg – при нелинейном расчете. При этом максимальное значение изгибающего момента в фундаменте получается заметно меньшим при нелинейном расчете, чем при линейном расчете.

Сообщение от VGolovanov Например, в случае прямого изгиба стержня одним из уравнений системы является уравнение вида d2w/dx2=k(M)

Offtop: Решено в прошлом века

Сообщение от VGolovanov Одним из случаев, когда требуется нелинейный расчет, является расчет сжатого элемента с учетом прогиба (продольно-поперечный изгиб)

Offtop: Прям по Даркову

Сообщение от VGolovanov «Ermittlung der Schnittgroessen» (в немецком издании)

Offtop: Что немцу хорошо - русскому смерть. Немецкая народная мудрость
Ты заголовок ветки читал?

Сообщение от bahil Я только пытаюсь донести простую мысль "Или СНиП или нелинейность" но не одновременно.

Так вот, как учесть нелинейность в расчётной программе, если СП оперирует, в лучшем случае, секущими модулями?
Есть правда приложение "Г", но оно справочное. И там только диаграмма, но нет методики.
Посчитать прогиб статически-определимой балки по СП не проблема. А вот с неопределимой - полный затык.

[swell{d}]

Остаётся искусственно вводить в систему шарниры, чтобы привести её к определимой, которую мы уже представляем, как посчитать...

[Омская птица]

Сообщение от swell{d} Остаётся искусственно вводить в систему шарниры, чтобы привести её к определимой, которую мы уже представляем, как посчитать...

Вот только как узнать где будет шарнир! Точнее мест таких будет N, если система N+1 раз неопределима. И нелинейность учитывает перераспределение жесткостей. Нам в универе заостряли на это внимание, когда мы методом МКЭ считали рамы и составляли тензоры напряжений и перемножали матрицы внутренних усилий на матрицы внешних.
В каждом уравнении внутренних усилий момента или поперечной силы, начало было одним EI*f(перемещений)
где E-это усредненный модуль упругости жб элемента
I- момент инерции жб сечения.
И отсюда и выходит перераспределение усилий в элементе. Более жесткий стержень берет и меньше деформируется, тем самым передает энергию перемещения соседнему, менее жесткому и более нагруженному. Вроде того как сильный нагружает слабого.

[swell{d}]

Сообщение от Омская птица Вот только как узнать где будет шарнир

самому заложить их в схему

[Омская птица]

Сообщение от swell{d} самому заложить их в схему

Даже если система 101 раз статически неопределимая?
И вот тебе 100 факториал вариантов развития событий, добавляя здравый смысл анализа и кучи времени можно сократить количество аварийных сэжетов.

Offtop:

Сообщение от Омская птица Более жесткий стержень берет и меньше деформируется, тем самым передает энергию перемещения соседнему, менее жесткому и более нагруженному. Вроде того как сильный нагружает слабого.

Вроде бы более жесткий берет на себя бОльшую нагрузку.

[Омская птица]

Сообщение от ЛИС Вроде бы более жесткий берет на себя бОльшую нагрузку.

У него несущая способность большая но нагрузку он передает на слабого.
Попробуйте найти решенную задачку и поменять в ней жесткости, не меняя внешние нагрузки. Вот тогда и увидите как меняются перераспределения внутренних моментов.

Сообщение от Омская птица У него несущая способность большая но нагрузку он передает на слабого. Попробуйте найти решенную задачку и поменять в ней жесткости, не меняя внешние нагрузки. Вот тогда и увидите как меняются перераспределения внутренних моментов усилий.

именно этим и занимался много раз - вывод выше.

[swell{d}]

Offtop: Я, конечно, понимаю, что сколько людей, столько и мнений, но иногда становится страшно...

[obozluker]

Сообщение от Омская птица У него несущая способность большая но нагрузку он передает на слабого.

ага, все как у людей, правда? Эдакая "дедовщина по строймеховски"

Сообщение от Омская птица Попробуйте найти решенную задачку и поменять в ней жесткости, не меняя внешние нагрузки. Вот тогда и увидите как меняются перераспределения внутренних моментов.

Именно - попробуйте. И не пишите пожалуйста больше чушь, достойную троечника 2го курса. Даже на сопромате уже рассказывали, что такое стат.неопределимые системы и с чем их едят. Лучше послушайте умных людей (ЛИС), если нет желания посчитать 5 минут любую простую схемку или прочитать пару страниц учебника.

[Омская птица]

Сообщение от obozluker Эдакая "дедовщина по строймеховски"

Это не мои слова, а слова преподавателя. Это касается рамных конструкций.

Сообщение от obozluker obozluker

Поржал теперь ответь мне почему моменты перераспределились? Да еще и увеличились? Как так умный человек? По кнопкам бацать учили а в суть не вникал?
Мой препод делил конструкторов на нормальных и кнопочных.

[obozluker]

Сообщение от Омская птица Это не мои слова, а слова преподавателя. Это касается рамных конструкций.

Сочувствую, что такие Вас учили...

Сообщение от Омская птица Поржал

Да, поржал, что есть то есть!

Сообщение от Омская птица теперь ответь мне почему моменты перераспределились? Да еще и увеличились? Как так умный человек?

Не вижу никакого "перераспределения". Вижу две разных схемы, с разными жесткостями (если правильно понял циферки 1 и 2). Кто знает что Вы там намудрили в назначении жесткостей? если Вас:

Сообщение от Омская птица По кнопкам бацать учили а в суть не вникал

....

Сообщение от Омская птица Мой препод делил конструкторов на нормальных и кнопочных.

тут два варианта: либо Вы перепутали (забыли, не так поняли) то, что Вам рассказывал Ваш препод, либо он сам "кнопочный".

[Омская птица]

Сообщение от obozluker Не вижу никакого "перераспределения". Вижу две разных схемы, с разными жесткостями (если правильно понял циферки 1 и 2). Кто знает что Вы там намудрили в назначении жесткостей? если Вас:

Ну так я за это и говорю! Нагрузка одинакова, а эпюры моментов разные, первая жесткость брус 20х20 вторая брус 40х40.

[obozluker]

Сообщение от Омская птица Ну так я за это и говорю! Нагрузка одинакова, а эпюры моментов разные, первая жесткость брус 20х20 вторая брус 40х40.

На более жесткий элемент (40х40) пришлось бОльшее усилие. Это, несомненно, подтверждает предположение о том, что:

Сообщение от Омская птица Вроде того как сильный нагружает слабого.

[Омская птица]

Статически неопределимая задача в каждом случае ведет себя по разному!
Пример с передачей на мене жесткий - стенку подкрановой балки усилили пластиной установленной на высокопрочных болтах, в итоге стенка вокруг болта пришла в негодность чрез некоторое время. Наш доцент сказал (на лекции) что все это произошло из-за разности в модулях упругости болта и стенки.
И ты лучше посмотри на поведение среднего верхнего стержня! В нем напряжения возросли!!! А брусу 40х40 хоть бы хны, ему этот момент по барабану ведь у него несущая способность выше.

[obozluker]

Сообщение от Омская птица Статически неопределимая задача в каждом случае ведет себя по разному!

Ага, то как зверь она завоет, то заплачет как дитя

Сообщение от Омская птица Пример с передачей на мене жесткий - стенку подкрановой балки усилили пластиной установленной на высокопрочных болтах, в итоге стенка вокруг болта пришла в негодность чрез некоторое время. Наш доцент сказал (на лекции) что все это произошло из-за разности в модулях упругости болта и стенки.

Это не пример работы статически неопределимой системы, это пример словоблудия на тему "а вот у бабы Мани корова с вооот таким выменем!" Тем более я теперь уже сомневаюсь в Вашей способности адекватно оценивать то, что Вам говорили преподаватели и доценты на лекциях. (интересно, что же там за стенка и болты были, что там такая бешеная разница в модулях упругости?)

Сообщение от Омская птица И ты лучше посмотри на поведение среднего верхнего стержня! В нем напряжения возросли!!! А брусу 40х40 хоть бы хны, ему этот момент по барабану ведь у него несущая способность выше.

Посмотрел - напряжения у меня Лира не считает в обычном статическом расчете, а вот усилия там поменяли знак. И если совсем уж придираться к словам, то усилия уменьшились ("-x" явно меньше "+y" )

Сообщение от Омская птица А брусу 40х40 хоть бы хны, ему этот момент по барабану ведь у него несущая способность выше.

Да ему вообще так, что не описать без нарушения правил 3.8 форума. Ему по-барабану даже такие вот нажиматели кнопок, которые даже простую эпюру моментов не способны адекватно проанализировать...

[VGolovanov]

К посту 130 bahil

Еще раз. В том уравнении, которое я написал, M(x) – неизвестная функция. Таким образом, в приведенном уравнении содержится две неизвестных функции. Интересно, что Вы имели в виду, сказав, что это уравнение решено в прошлом веке?

Еврокод 2 – это общеевропейские нормы, а не немецкие. Просто я цитировал по немецкому изданию. Наши программы предназначены для расчетов не только по СНиП и СП, но и по СНБ и EC2.

Я привел результаты расчета для простого случая. Только как иллюстрацию. Программа 406 предназначена для нелинейного расчета по деформированной схеме произвольных статически неопределимых колонн при различных закреплениях в произвольных точках при произвольных сечениях колонны с учетом произвольных начальных несовершенств и деформаций ползучести с использованием нелинейных диаграмм бетона и арматуры.

P.S. Заголовок темы я прочитал. Он некорректен, если правильно понимать, что такое нелинейный расчет.

Offtop: Ох, как всё запущено... шли бы вы отсюда, девочки..

Сообщение от swell{d} Остаётся искусственно вводить в систему шарниры, чтобы привести её к определимой, которую мы уже представляем, как посчитать...

Ничего искусственно вводить не надо. Картман уже объяснил, как считать по МПР. Правда из его потока трудно выделить рациональное звено.
Делается это так.
1. Задаются упругие жёсткости.
2. Задаются предельные моменты в каждом сечении.
3. Вся нагрузка разбивается на малые порции, например на 100 (dP=P/100)
4. Выполняется пошаговый расчёт. На каждом i-ом шаге прикладывается нагрузка dP
5. Вычисляются изгибающие моменты во всех расчётных сечениях dM и Mi=Mi-1 +dM.
Если вычисленный момент (Mi) больше предельного, то вводится шарнир. Он называется пластическим, так как момент от предыдущих шагов в сечении остаётся.
6. Переход на шаг 4 с изменённой схемой.
Расчёт заканчивается когда cумма(dP) = P или схема превратиться в механизм.
Диаграмма состояния в этом случае - Прандля. Простейший нелинейный расчёт.

ВГолованову
Что есть деформированная схема? При упругом расчёте схема от приложенных нагрузок не деформируется?
И как же правильно понимать "нелинейный расчёт"?

Offtop:

Сообщение от bahil Offtop: Ох, как всё запущено... шли бы вы отсюда, девочки..

Нет уж. Никуда мы не уйдем... Пока не научите нас уму разуму.

Offtop: ЛИС, ты чё на свой счёт принял?

Offtop:

Сообщение от bahil Offtop: ЛИС, ты чё на свой счёт принял?

Имен не было... вот и

Offtop: Девочки - это те, кто сразу обидется и уйдёт.. А кто не уйдёт - те мальчики

[Geter]

А чем не устраивает приложение В СП 63?
Ну разве что МПР для оболочечных многоэтажек - это бред
А так, все четко-чечетко. Можно отбрасывать пункты по мере уменьшения "сложности" объекта.
Ну и еще, придется забить на РСУ и придумывать как вертеться.

Сообщение от Geter А чем не устраивает приложение В СП 63?

Да пожалуйста. Только по этому приложению можно получить разные результаты.