Здравствуйте!
В своем дипломном проекте хотелось бы мне запроектировать безбалочное монолитное перекрытие. Нам в институте начали «преподавать» Scad. «Преподавать» в кавычках, так как наши преподаватели сами знают его пока только на уровне мануала. У меня возник вопрос: каким образом смоделировать стык колонны и плиты. Учителя что-нибудь сносное ответить не могут (предлагают делать только вручную). Я сама покопалась в Интернете и нашла два варианта моделирования стыка (см. рисунки).
В обоих случаях нужно использовать «жесткие» крестообразные элементы, только в первом - их 4 (повернуты относительно друг друга на 90 град.), а во втором 8 (- на 45 град.). Однако не ясно: какую назначать жесткость этих элементов, какое принимать для них сечение (при очень большой жесткости Scad воспринимает систему как геометрически изменяемую)? Верен ли размер элементов равный Нколонны/2+Hплиты/2 (для 1 элемента).
На этом форуме есть знатоки программ, использующих МКЭ. Помогите, пожалуйста.

P.S. Если нужна конкретика, то здание одноэтажное в плане 30х18 м, высота подвального этажа – 3, высота 1 этажа – 5 м, колонны 40х40см, перекрытие и покрытие толщиной 20 см, класс бетона В20, временная нагрузка на перекрытие – 600 кг/м2, на покрытие – 240 кг/м2. Сейсмики нет, но присутствует карст (однако это уже относится к фундаментам). Это все данные задания на диплом.

[Дмитрий]

Я сама покопалась в Интернете и нашла два варианта моделирования стыка (см. рисунки).

А где обещанные рисунки? Ссылки в студию!

Теперь вставить рисунки попробую.
1 вариант стыка

2 вариант стыка
а)в виде объемных элементов

б) в виде расчетной схемы

Вставить рисунки грамотно у меня не получается, так что переходите по ссылкам:
http://lena-ufa.narod.ru/Styk1.JPG
http://lena-ufa.narod.ru/Styk2.JPG
http://lena-ufa.narod.ru/Styk3.jpg

[X-DeViL]

Размер элементов важен.. чем мельче тем "точнее" у тебя получатся значения расчетного армирования! (посчитанного в скаде, разумеется). А для выдачи усилий лучше уменьшать значение шага триангуляции у колонн и т.п. (в ключевых сечениях) Жесткие крестообразные элементы необходимы для того чтобы уменьшить концентрацию напряжений в месте стыка и передать их на соседние узлы!!! я делал такой вариант.... но в этом варианте - ты теряешь армирование крайнего сечения колонны... (говорил с разработчиками... они мне такой вариант одобрили ) ее надо будет считать отдельно можно еще сделать колонну ОБЪЕМНЫМИ элементами! правда потом надо считать армирование колонны ручками или а АРБАТЕ
[ATTACH]1097645746.jpg[/ATTACH]

[Дмитрий]

Есть еще вариант с жесткими площадками: сечение колонны в "теле" плиты задается как абсолютно жесткое тело...

[X-DeViL]

Дмитрий
А как же тогда быть с теми напряжениями которые возникают при стыке разножесткостных эл-тов?

[maestro]

Давайте рассмотрим минуса всех указанных вариантов:
X-DeViL:
Некорректно моделируется колонна в месте стыка. Возникают сомнения в корректности полученных моментов в связи с моделированием изменения жесткости колонны в расчетной схеме при фактическом постоянстве ее сечения. Это по-моему, не хорошо.
по ссылкам:
1. Не указаны размеры этиж жестких элементов как функции геометрии плиты и колонны. Не явна жесткость этих элементов. Не приведены рекомендации по их определению.
2. Аналогично- не приведены рекомендации по жесткости, нет обоснования шага КЭ и соответственно размера вставок. Возможны дополнительные усилия в колонне вследствии появления элементов большой жесткости.
3. Мало что понятно.... Но если предположить, что это просто незамоделированы надколонные КЭ, то можно предположить, что всплески усилий в таком случае автоматом перейдут на ближайшие КЭ( по моему опыту. Я когда то что-то подобное объединением перемещений пытался делать и видел эту картину).

Лена

Моя оценка- ни один из этих способ не является корректным. Кроме того, влечет усложнение расчетной схемы.

Мой совет- моделировать простыми оболочками без всяких выкрутасов. При этом шаг КЭ в приопорной зоне выбирать как 2H плиты, но не более сечения колонны. У меня и статья была на эту тему. Значения главных усилий при таком расчете показывают хорошую согласованность с результатами пространственного расчета, а значит и площади армирования будут более-менее корректными. Поэтому рекомендация, данная Вам преподавателем, в принципе близка к истине, как я ее понимаю.

Кстати, я лировец. А Лиру у вас не преподают?

[Дмитрий]

X-DeViL
Ты о чем? :?
Создавая жесткую площадку, я воспроизвожу гипотезу плоских сечений и ничего более...
[ATTACH]1097658913.jpg[/ATTACH]

[maestro]

Дмитрий

Создавая жесткую площадку, я воспроизвожу гипотезу плоских сечений и ничего более...

Не совсем. Гипотеза плоских сечений предполагает, что все сечения элемента остаются плоскими при деформировании. А здесь для плиты ты вводишь не гипотезу плоского сечения, а гипотезу отсутствия изгиба (т.е. равенство перемещений) в точке опирания. Это чуть-чуть разные вещи.
Когда я учился считать плоские перекрытия, то подобного я добивался путем объединения перемещений точек перекрытия, находящихся внутри колонны по Z. Это не спасало. Вот основные грабли:
1. Необходимость в уменьшении шага треугольников в приопорной зоне вызывает увеличение усилий в этих элементах. Есть такой эффект. Чем мельче шаг КЭ в приопорной зоне, тем выше в них усилия. Причем- абсолютно левые. Я из любопытства как-то довел пощадь расчитанной надопорной раматуры до 100см2/мп таким вот методом- уменьшая КЭ.
2. Всплески усилий ты получишь просто в соседних элементах. Проверено.
3. Из-за излишней жесткости стыка колонна-перекрытия в таком случае колонна еще поймает и дополнительные усилия от горизонтальных воздействий

Поэтому- лучше всего у меня, лично, зарекомендовала практика делать хорошую "правильную" триангуляцию в приопорных зонах. И дает хорошую сходимость с пространственными расчетами.

[Влад]

Maestro "Поэтому- лучше всего у меня, лично, зарекомендовала практика делать хорошую "правильную" триангуляцию в приопорных зонах. И дает хорошую сходимость с пространственными расчетами."

Полностью поддерживаю(сам так делаю), но при таком способе задания схемы на колонны не передаются крутящие моменты от перекрытия, а они иногда бывают достаточно большие.
Будем ждать когда в SCAD введут оболочки с учетом момента в плоскости оболочки.

P.S. Вопрос не по теме: как при ответе в форуме делать цитирование предидущего сообщения?

[Дмитрий]

maestro

Гипотеза плоских сечений предполагает, что все сечения элемента остаются плоскими при деформировании. А здесь для плиты ты вводишь не гипотезу плоского сечения, а гипотезу отсутствия изгиба

Гипотезу плоских сечений я ввожу не для плиты, а для колонны (узлы жесткого тела только в пределах сечения колонны). А про плиту - так ее на самом деле там (в теле колонны) ваще нет! Потому и нехрена ей там изгибаться! :wink:

[maestro]

Влад


но при таком способе задания схемы на колонны не передаются крутящие моменты от перекрытия, а они иногда бывают достаточно большие.


Честно говоря- не замечал.


Будем ждать когда в SCAD введут оболочки с учетом момента в плоскости оболочки.


Нет. Будем ждать, когда в Lira введут оболочки с учетом момента в плоскости оболочки. Шутка. Насколько я знаю, с этим как раз- с работой оболочки в своей плоскости- есть серьезная теоретическая проблема. Она связана с тем, что жесткость оболочки в своей плоскости есть функция общего числа КЭ оболочек, работающих вместе с избранным КЭ элементом и представляющим единый конструктивный элемент. А этого, ессно, отдельный треугольник знать не может.

Дмитрий


Гипотезу плоских сечений я ввожу не для плиты, а для колонны (узлы жесткого тела только в пределах сечения колонны). А про плиту - так ее на самом деле там (в теле колонны) ваще нет! Потому и нехрена ей там изгибаться!


Эт-то все мило, ессно. Но есть тонкости. Дело в том, что наибольшая концентрация растягивающих напряжений в плите как раз и наблюдается на опоре, т.е. там, где вводишь бесконечные жесткости. Максимальные углы поворота плиты (можешь проверить) тоже в приопроной зоне. Влияя на жесткость этого узла и мешая перекрытию поворачиваться на колонне как ему вздумается, ты можешь изменить работу плиты во всяком случае в приопорной зоне. Кроме того- как это "ее там нет"? Есть арматура плиты (а тем более- максимум растянутой)- значит, есть и плита. Да, там повышенная жесткость. Да, перемещения этих точек по Z практически одинаковы ввиду жесткости колонны. Но- дело, конечно, твое, но с введением дополнительных жесткостей в схему и спецэлементов нужно вообще быть очень осторожным. Если есть возможность, то я всегда стараюсь этого избегать. Описанного тобой эффекта можно добиться проще и надежней- объединением перемещений.

[X-DeViL]

Дмитрий
Ой... на самом деле я слегка "перпутал" бывает.. эту схемку я применял когда у меня капители были... (на 100$ спорю... щас появится maestro и скажет что так низя делать - он же у нас спец по капителям ))))))))) )

Вопрос... А каким обзом затать ЖЕСТКИЕ ПЛАСТИНЫ в !!!!СКАДЕ!!!!!?

[X-DeViL]

To ALL
Господа!!!! а зачем эта "ловля миллиметров"?Что вам даст повышение точности на 1%? ничего! в крайнем случае экономию на D арматуры (я не говорю о принципиально неверных рез-тах) а как показала практика... у нас на стройке все равно "+- трамвайная остановка"что-то типа "строители опять не тот бетон заказали"!!!

все это мысля в слух

[maestro]

X-DeViL

Угадал, прааативный Вот несколько минусов:
1. Оболочка остается тойже высоты, т.е. не моделируется увеличение h0 за счет капители
2. Неявен способ вычисление жесткостных характеристик дополнительных стежней, а ведь их жескость будет сильно влиять на схему.
3. Неявна адекватность такого узла по жесткости реальному узлу.
4. Возникающе концентрации напряжений в местах примыкания наклонных стержней.
5. При моделировании большой капители для больших пролетов количество стержней еще более возрастет. Подбор жесткостей станет еще более неявным.

Вот такая фигня.
Теперь о точности. Я согласен- сверхвысокая точность и супервылизывание не нужны. Нужны и запасы на дурака. Но это не отменяет необходимость правильных расчетных схем, ибо неправильные могут дать и качественно неправильную картину, а вот тут уже ни одним запасом прочности не отмажешься.

[X-DeViL]

(заметте, запугали девочку своими умными дискуссиями, на тему "сейсмика в несейсмичных районах") Хорошо... а если задать капитель ОБЪЕМНЫМИ элементами? и жесткость реальная.. и проблем с распределением усилий в сечениях не возникнет

Могу посоветовать книгу
А.В. Перельмутер, В.И. Сливкер "Расчетные модели сооружений и возможности их анализа", Киев, Изд. "Сталь" 2002

В главе 5.3.1 очень подробно все написано.

А если кратко, то стержень моделирующий колонну сопрягается с плитой при помощи абсолютно жесткого тела, имеющего размеры колонны.

[Дмитрий]

maestro

Но- дело, конечно, твое, но с введением дополнительных жесткостей в схему и спецэлементов нужно вообще быть очень осторожным.

Я не ввожу НИКАКИХ дополнительных жесткостей! Просто на узлы пластин накладываются такие кинематические условия, что они перемещаются подобно абсолютно жесткому телу. А объединение перемещений, к примеру, по Z блокирует возможность поворотов из плоскости, что не вполне верно...
А есть "там" плита или нет - вопрос не принципиальный, главное, что реальное опирание не на точку.
А измельчение шага КЭ не рашает саму проблему - учет реальных размеров сечений и совместности работы. Это простая подгонка результата, основанная на осреднении прогой усилий в центре КЭ. Хорошо, когда знаешь к чему подгонять (что само по себе спорно), а вот если нет?

ЗЫ. Конечно, ты не согласишься насчет подгонки, но какова тогда физическая основа этого способа?

>Maestro
Я не совсем понял Ваши возражения Дмитрию, по жесткой вставке. ИМХО он совершенно верно поступил. Он взял схему и сказал---вот в этой точке будет максимальный момент, то бишь у края жесткой вставки. Давайте отложим кляксу изолиний напряжений плиты от колонны, то они будут смещены к пролёту, и отметим эту точку.
Теперь выполним расчёт, как Вы утверждаете, будет более правильно. Отложим от оси изолинию напряжений к пролёту отметим точку и увидим ,что она ушла к колонне. А это значит, что мы в данной точке сечения не требуем должного армирования. Конечно и безусловно, в численном выражении это мало что значит, вопрос в принципе, в самой идее. Зачастую вряд ли стоит заниматься кгм. когда речь идет о тм. Или как говорят в народе ловить блох. Но всё дело в том, что отчасти и благодаря блохам люди стали развивать хим. промышленность, да и чаще мыться тоже:))))

[wjea]

Гость это я ---wjea

Всем большое спасибо за участие! Но честно говоря, все стало только хуже :cry:
Я провела расчет 3 способами для своей расчетной схемы (см. 1 постинг):

1) плита стыкуется через жесткие элементы в пределах геометрических размеров колонны - похожие варианты предлагали X-Devil, Дмитрий и hralgar, но я предпочла, тот что нашла сама: стык колонны с плитой моделировался 8 жесткими крестовыми стержнями. Жесткость назначалась в 100 раз больше чем у бетона В20 (пробовала в 10 и в 1000 раз больше – разница в результатах не велика); сечение «жестких» элементов равняется толщине плиты (20 х20см); по длине элементы не выступают за геометрические размеры колонны (40х40 см). Шаг триангуляции 20 см (при сетке колонн 6х6 м, сетка триангуляции была идеально ровная). Результат (вдоль одной оси) – максимальная арматура над опорой – 18,6 см2/пм; нижняя арматура в пролете - 7,8 см2/пм.

2) Вариант Maestro: стык не моделируется – колонна просто стыкуется с плитой; шаг триангуляции равен 2Hплиты (что равняется сечению колонны) – 40 см (сетка триангуляции опять же получилась красивая). Результат – максимальная арматура над опорой – 25,9 см2/пм; нижняя арматура в пролете - 9,1 см2/пм. Уменьшение сетки триангуляции приводит к еще более высоким результатам.

3) Ручной расчет – по совету учителей и рекомендациям по проектированию безбалочных безкапительных перекрытий: система режется на полосы шириной 6 м, из которых компонуются рамы с ригелями сечением 0,2х6м. Подбирается арматура, которая затем по коэффициентам перераспределения из рекомендаций распределяется на надколонную и межколонную полосы. Затем проверяется, способно ли сечение плиты над колонной воспринять момент от колонн и, при необходимости, армирование повышается (см. выложенные на этом сайте рекомендации). Результат – максимальная арматура над опорой – 14,34 см2/пм; нижняя арматура в пролете - 6,5 см2/пм.

Так что же правильно?!!! Если подходить с точки зрения статистики, то 2 и 3 вариант надо отбросить как экстремальные. Но может я где ошиблась? Помогите, плиз!!!

Если можно, вышлите мне кто-нибудь реальную расчетную схему под Scad 7.31 или Лиру 9.0 для безбалочного перекрытия в контакте с колонной. Пожалуйста!
Адрес: lena-ufa@yandex.ru

P.S. А Лиру у нас не преподают. Хотя программа есть. Большой разницы от Scada для небольших задач я не заметила.

[Дмитрий]

Лена
Я думаю, надо ориентироваться на результаты ручного расчета.
Со сгущениями ситуация, на мой взгляд, такая: в плоских КЭ, примыкающих к стержню, есть один узел, в котором решение получается сингулярно, но т.к. в остальных узлах оно нормальное, при осреднении все это более-менее разгоняется. При уменьшении размеров КЭ, а также при использовании треугольников (узлов меньше) ситуация усугубляется, т.к. мы приближаемся к "нехорошей" точке и средние значения усилий в КЭ резко возрастают.

[X-DeViL]

Дмитрий

...средние значения усилий в КЭ резко возрастают.

А про усилия Лена ничего не говорила... она говорила про армирование!А вот тут большая путаница получается!Дело в том что СКАД считает армирование не в "узлах" а в центре тяжести элемента!Дальше вопрос к лене!

Лена
Лена.. хотелось бы увидеть все 3 варианта схемы... "помацать их мышкой" (или можете просто озвучить усилия в стыковом узле колонны (именно колонны)! вот по разнице в этих значениях можно судить о правильности той или иной схемы! И рез-ты ручного расчета приложите (если не трудно!!!) можете скинуть на мыло.. я подумаю и выложу сюда... свои мысли

[maestro]

Лена!

Если вы решили разобраться окончательно, то рекомендую такой способ:

1. Проведите полное моделирование ячейки перекрытия из пространственных КЭ
2. Рассчитайте
3. Запишите величину главных усилий в верхних пространственных КЭ
4. Сравнивайте с верхними главными напряжениями в оболочках по разным вариантам. Кто ближе всего будет из плоских расчетов- тот и прав.

В свое время я так подбирал расчетную схему моделирования этого узла.

[X-DeViL]

maestro

Т.е. ты предлагаешь сделать узел стыка колонны и плиты объемными КЭ? или...? скриншот в студию!

[maestro]

wjea

Ой... Друг wjea! Или перефразируй замечания, или дай рисунок. Понять твой текст я не в силах

Дмитрий

Хорошо, предположим, я тебя не понял. Тогда объясни, пожалуйста, что такое "ввожу абсолютно жесткое тело". Пластина большой жесткости? Объединение перемещений? Стержневые КЭ большой жесткости? Что?

[maestro]

X-DeViL

Нет. Так нельзя. Я пробовал. Дело в том, что... я толком объяснить видимо не смогу.. На подсознательном уровне это звучит так: объемные КЭ не воспринимают моментные нагрузки. Чтобы в этом убедиться, сделай простенькую схемку из объемных КЭ- ну, скажем какой-то кубик... И пригрузи там узелок моментом. Посчитай. И попытайся вывести усилия в них, перемещения- бесполезно. В каждом узле объемного КЭ есть только 3 степени свободы- X,Y,Z. Поворотов- нет. Поэтому нет и моментов. Поэтому скрещивать оболочки с объемниками надо оччень аккуратно, наперед зная, что моменты, которые оболочки приведут в узлы, объемники не воспримут.

А моделить для сравнения нужно ВСЮ ячейку объемниками- плиту из объемников, колонну из объемников, нагрузку- на объемники. Стержневых или пластинчатых вообще быть не должно. Вот потом и сравниваешь результаты расчетов плоских и объемных схем по величине главных напряжений- больше-то не по чему. А зная, что площадь армирования в современных кад-системах есть функция главных напряжений, то можно сделать выоды и о том, где корректней армирование будет.

Картинку дать и расчетную схемку не могу- дома лежит все. но постараюсь не забыть завтра.

[Дмитрий]

maestro

Хорошо, предположим, я тебя не понял. Тогда объясни, пожалуйста, что такое "ввожу абсолютно жесткое тело". Пластина большой жесткости? Объединение перемещений? Стержневые КЭ большой жесткости? Что?

Повторяю еще раз: совместность работы и распределение усилий в стыке плиты и колонны обеспечивается тем, что на узлы плиты, принадлежащие сечению колонны, накладываются условия их перемещения как точек абсолютно жесткого тела. При этом жесткость (толщина, E, мю) самих КЭ в области, занимаемой сечением колонны, остается такой же, как и у остальных КЭ плиты. Только, блин, узлы у них перемещаются не кто как захочет, а как точки абсолютно жесткого тела. Вот и все колдуйство! Что уж тут такого сложного?

[X-DeViL]

maestro

"Ты прав пятачек, твоя ж.... шире, чем мои четыре" ))

Действительно как показала практика (тока что проверил) объемный КЭ НЕ ВОСПРИНИМАЕТ моменты! НО!! Перемещения воспринимает УЗЕЛ на который приложена нагрузка... причем БЕЗ учета жесткости элемента!!!!!!! "вот и верь после этого людям" (с)

Вы уж извините, я ввела всех в заблуждение - при проведении расчета по второму варианту я допустила ошибку в исходных данных: моделирование колонны жесткими крестовыми стержнями проводилось не в пределах геометрических размеров колонны, а в пределах зоны А=Hколонны+Hперекрытия (см. 1 рисунок в моих первых постингах). Если же стержни располагать только в пределах сечения колонны, то результаты получаются примерно такими же как и в варианте maestro, когда стык не моделируется – колонна просто стыкуется с плитой. Однако результаты армирования над опорой по-моему слишком велики.

[/quote]
maestro
1. Проведите полное моделирование ячейки перекрытия из пространственных КЭ
2. Рассчитайте
3. Запишите величину главных усилий в верхних пространственных КЭ
4. Сравнивайте с верхними главными напряжениями в оболочках по разным вариантам. Кто ближе всего будет из плоских расчетов- тот и прав.

Отличная идея! Но вопрос: какого размеры брать "единичные" объемные элементы? Я взяла "большие" 40х40х20см - максимальные растягивающие напряжения над опорой примерно 250 т/м2; и "мелкие" 10х10х10см - результат примерно 500 т/м2. Нужно ли дробить еще мельче? Кстати наиболее близкие результаты по сравнению с "мелкими" элементами дает модель, где жесткие стержни располагаются в пределах зоны A.

Дмитрий

Только, блин, узлы у них перемещаются не кто как захочет, а как точки абсолютно жесткого тела.

Очень интересно! А как наложить такие условия в Scade? Объединение перемещений? Наложение связей? По каким осям?

Ой. С цитатами я что-то напутала.

[Дмитрий]

Лена

К сожалению, точно сказать как наложить такие кинематические условия в SCAD или Лире я не могу...
Вроде там нет такой "готовой" функции (правда, есть жесткие вставки - надо посмотреть). В Stark этот фокус проделывается без проблем...

[maestro]

Лена

Ваши деления оба слишком крупные. Чтобы получить хоть какую-то картину по сечению плиты, его нужно раздробить хотя бы на 5 частей. Можно- и на семь-восемь. Это нужно для того, что получить реальную работу, чтобы увидеть, как не сработает гипотеза плоских сечений. Т.е. я бы рекомендовал размеры 100х100, 150х150, 200х200 в плане и толщиной скажем 200/5=40мм. Вот. А вообще- если хотите научится КЭ анализу, то вам хорошо сейчас много эспериментировать. Сделайте 4-5 ячеек из пространственных КЭ с разными шагами, обратите внимание на моделирование связями несуществующих частей перекрытия в случае пространственных КЭ. Там все не так просто- учтите, что пространственным КЭ бесполезно запрещать поворот, т.е. при наложении традиционных для плоских оболочек "паровозиков" по краям (т.е. запрещения поворотных связей) вы ничего хорошего не получите- реально сечение из объемников все равно повернется. Обязательно попробуйте Лиру. Посравнивайте все. Вобщем экспериментируйте. Вовсю используйте свой главный плюс по сравнению с большей частью здесь собравшихся- вам не надо выдавать рабочку

[maestro]

Дмитрий.

А вы уверены, что это не банальные объединения перемещений? Эти самые ваши кинематические условия? Если нет, то пожалуйста, если вам не трудно, объясните разницу.

[Дмитрий]

maestro
Это принципиально разные вещи...
При объединении перемещений узлы премещаются одинаково.
Узлы, принадлежащие абсолютно жесткому телу перемещаются таким образом, что расстояния между ними не изменяются.

Простым объединением линейных перемещений мы фактически "запираем" возможность соответствующих поворотов реального сечения колонны, что не есть правильно...

[maestro]

Дмитрий

Имеет место недоразумение в твоем понимании "объединение перемещений". Дело в том, что объединять перемещения точек можно по различным направлениям. Объединяя перемещения точек над колонной только по Z я тем саммы имитирую абсолютно жесткое тело колонны- перемещение точек по Z будут одинаковы. При этом собсно повороты узлов, т.е. перемещения по направлениям Ux, Uy, Uz могут быть у этих узлов произвольные и какие угодно разные. То же касается линейных перемещений X, Y. Объединением перемещений различных узлов по различным направлениям, в том числе по направлениям локальных осей узлов можно добиваться моделирования различных эффектов в конструкции.
Так что скорее всего, имхо, мы все-таки об одном итом же говорим.

[Дмитрий]

maestro
Недопонимание действительно имеет место, но только с твоей стороны :wink:

Объединяя перемещения точек над колонной только по Z я тем саммы имитирую абсолютно жесткое тело колонны- перемещение точек по Z будут одинаковы. При этом собсно повороты узлов, т.е. перемещения по направлениям Ux, Uy, Uz могут быть у этих узлов произвольные и какие угодно разные.

Объясни, как при условии равенства перемещений Z точек 1, 2, 3 (на приложенном рисунке) может существляться поворот U?
[ATTACH]1097845293.jpg[/ATTACH]

[maestro]

В приведенной тобой- никак. Как может реализовываться поворот в узле 2, если ты зажал плечи- узлы 1 и 3? Но даже в приведенной тобой схеме может реализовываться, например перемещение точек 1,2,3 по Х-У., повороты в узлах 1-3. Если ты хочешь, чтобы узлы 1и3, перемещаясь оставались в одной плоскости общего вида (т.е. с возможными поворотами), то этого придется добиваться введением повышенной жесткости элементов 1-2, 2-3. Иного пути нет. В любом случае, любые объединения перемещения- это условная дополнительная жесткость. Поэтому я и отказался от них при моделировании капители и стыка колонна-перекрытие.

Кажется, наконец-то, я разобралась. Поэкспериментировав с объемными элементами, я обнаружила, что наибольшим образом работе безбалочного перекрытия соответствует схема с жесткими крестовыми элементами в пределах зоны А=Hколонны+Hперекрытия или с жесткими элементами перекрытия в пределах этой зоны (мне это схема казалось правильной с самого начала).
Кроме того, добрые люди выслали мне проект безбалочного перекрытия, запроектированного Concrete30 (большое ему спасибо!). Я его пересчитала в Скаде (конечно схему пришлось упростить), моделировав стык плиты и колонны вышеприведенным образом. Результаты верхнего армирования совпали везде кроме угловых колонн - там у меня армирование получается несколько меньше. Однако результаты нижнего армирования у меня получились значительно (на 30%) меньше. Возможно, добавив нижней арматуры Concrete30 ограничивал прогибы? Я пересчитала схему без моделирования стыков колонны и плиты. Теперь результаты нижнего армирования совпали. Правда, результаты верхнего армирования, конечно, оказались сильно завышены. Напрашивается такой способ расчета: верхнюю арматуру считать, моделирую стык, а нижнюю арматуру или увеличивать на 30% от выданной Скадом, или пересчитывать схему без моделирования стыка.

У меня остался последний (надеюсь) вопрос: как из перемещений, выдаваемых Скадом (или Лирой) получить реальные (с учетом раскрытия трещин и ползучести), чтобы определить прогибы и сравнить их с допустимыми?

[maestro]

Лена


Кажется, наконец-то, я разобралась.


НИчего страшного. Со временем это пройдет


Поэкспериментировав с объемными элементами, я обнаружила, что наибольшим образом работе безбалочного перекрытия соответствует схема с жесткими крестовыми элементами в пределах зоны А=Hколонны+Hперекрытия или с жесткими элементами перекрытия в пределах этой зоны (мне это схема казалось правильной с самого начала).


Удачи! Кстати, как жесткости этих элементиков определяла? А почему имеено так?


Я пересчитала схему без моделирования стыков колонны и плиты. Теперь результаты нижнего армирования совпали.


Что и требовалось доказать. Увеличивая жесткость стыка, ты перераспределяешь усилия. Вот они у тебя в плите и уменьшаются. Все логично.


Напрашивается такой способ расчета: верхнюю арматуру считать, моделирую стык, а нижнюю арматуру или увеличивать на 30% от выданной Скадом, или пересчитывать схему без моделирования стыка.


Неправильный вывод. И опасный.


У меня остался последний (надеюсь) вопрос: как из перемещений, выдаваемых Скадом (или Лирой) получить реальные (с учетом раскрытия трещин и ползучести), чтобы определить прогибы и сравнить их с допустимыми?


Никак. По результатам линейного расчета прогнозировать прогиб ЖБК- дело неблагодарное. В Лире можно провести физ. нелин. анализ. В Скаде- никак. ОТ себя добавлю, что нелинейные прогибы обычно больше как минимум в 2 раза. Это если мы говорим об обычных конструкциях, без сверхконсолей, сверхпролетов, маленьких толщин и т.д.
Если дашь мыло, я могу тебе дать парочку своих тестовых просчетов для Лиры по решению о моделировании стыка.

Сообщение от Лена У меня остался последний (надеюсь) вопрос: как из перемещений, выдаваемых Скадом (или Лирой) получить реальные (с учетом раскрытия трещин и ползучести), чтобы определить прогибы и сравнить их с допустимыми?

Вот это вопрос, на 5+ интересно, что ответят спецы :!:
Думаю это большая проблема и не только этих программ...

maestro

Кстати, как жесткости этих элементиков определяла? А почему имеено так?

Жесткость пластин или стержней в зоне стыка я назначала на 2 порядка больше, чем у бетона перекрытия. Пробовала и на 3 и на 5 порядков больше - напряжения почти не отличаются. А вот если делать жесткость еще выше, то Скад выдает предупреждение о геометрической изменяемости системы и вводит дополнительные связи.

Увеличивая жесткость стыка, ты перераспределяешь усилия. Вот они у тебя в плите и уменьшаются. Все логично.

Ну да, но насколько это верно? Если не моделировать стык, то у нас расстояние между точками опоры в свету будет 6 м (для пролета в 6 м). Но в реальности для колонн сечением 40х40 см расстояние в свету между опорами будет 5,6 м. Может правильно будет моделировать стык для расчета нижней арматуры в пределах геометрических размеров колонны - так мы учитываем реальный пролет плиты? А для расчета верхней арматуры моделировать стык в пределах зоны А=Hколонны+H0плиты. Ведь эта зона является границей капители, "утопленной" в теле плиты.

По результатам линейного расчета прогнозировать прогиб ЖБК- дело неблагодарное

Тогда остается определять прогиб плиты так, как написано в рекомендациях: "Расчет условного ригеля по деформациям производится как линейной системы на действие изгибающих моментов, полученных из расчета заменяющих рам, по общим правилам расчета железобетонных конструкций. При расчете по деформациям рассматривается полное поперечное сечение условного ригеля, включающее всю продольную арматуру, расположенную в пределах расчетного поперечного сечения."

Если дашь мыло, я могу тебе дать парочку своих тестовых просчетов для Лиры по решению о моделировании стыка.

Будет очень интересно посмотреть на Ваши модели в формате Лиры 9.0 (9.2 у нас нету). Кстати, Вы в другой ветке форума демонстрировали стык с капителью - можно мне и его схему посмотреть, пожалуйста? Мой e-mail: lena-ufa@yandex.ru

[wjea]

Ай да Леночка!!!
Не бросай строительную механику милая дипломница!
Чувство у тебя к ней есть, на знаю потеряешь ли ты что либо, бросив её, но она потеряет, это точно.
Удачь тебе всяких и именно на этом поприще!

[maestro]

Лена

Ок, Лена, договорились. Дам. ТОлько, видимо, в понедельник уже. Все в формате 9,0.
ПРисоединяюсь к пожеланиям wjea. Учитесь, учитесь и учитесь настоящим образом. Не то, что мы, бестолковые

О пролетах. В КЭ все не так бквально. Я когда-то пытался обращать внимание на эти мелочи- в свету, в осях.. Потом плюнул и раз и навсегда запомнил, что все элементы пересекаются по центрам тяжестей.

[Net]

maestro
Вопрос к вам насчёт объединения перемещений. В отличие от вас использую объединение угловых перемещений при стыковке плиты и колонны ,а не линейных. Вы считаете, что это не правильно? Мне кажется, что при объединении перемещений по Z вы не достигаете реальной картины деформаций. А в Лире действительно нельзя задать кинематические ограничения, но можно к ним приблизится с помощью объединения перемещений и жёстких вставок.

[maestro]

Net, Дмитрий

К вопросу о работе плиты в надопорной зоне.

Итак, я седни замоделировал для нашего обсуждения, как в старые добрые времена пространственную условную ячейку перекрытия 6х6м, с колонной 40х40см и плитой толщиной 20см. Итак, картинки:

1.jpg Общий вид разрезанной расчетной схемы. Вырезана полоса объемных КЭ из середины плиты и колонны.

2.jpg Вырезанный надпорный узел с этой разреза

5.dwg Вырезанные совместные КЭ плиты и колонны. Деформации условно увеличены.

6. dwg То же, изометрия.

Выводы:
1. Можно заметить работу опорного узла с реальным нарушением гипотезы плоских сечений. Сечения по грани колонны работают совсем не по плоским сечениям. Посему любая расчетнаясхема с оболочками, где выполняется гипотез плоских сечений уже слегка некорректна. Как раз в опорной зоне эта гипотеза нарушена наиболее сильно.
2. Объединение перемещений точке плиты по Z некорректно ввиду того, что на картинках 5,6 четко видны разные перемещения этих точек попарно. Т.е. точки, находящие на равном удалении от центра колонны имеют равные перемещения. Но ВСЕ точки плиты, находящиеся в колонне, имеют разные перемещения по Z, т.е. лежат на сложной поверхности, а не на плоскости.
3. ВСЕ точки перекрытия, находящие внутри, либо по граням колонн, не находятся в одной плоскости произвольного вида. Т.е. Если я правильно понял идею кинематических объединений перемещений как "привязка" узлов к бесконечно жесткой произвольной плоскости, то и она тут не работает, т.к. точки лежат по сложной поверхности.
4. Объединение угловых перемещений некорректно, так как перещения угловые точек, симметричных относительно центра колонны равны по модулю и разные по знаку, т.е. не равны. Кроме того, будет наблюдаться равенство по модулю перемещению Ux, Uy точек, лежащих по направлениях X,Y от колонны. Объединением угловых перемещений мы исказим картину и не сможем смоделировать ни один из указанных эффектов.

Вот.. такие вот картинки... Поэтому сколько-нибудь корректными следует признать 2 схемы:
1. С моделированием этого стыка с помощью стержней большей жесткости
2. Просто хорошей триангуляцией, специально подобранной.

Итак, продолжаем обсуждение, господа

Ввиду невозможности разместить все картинки разом, будут 4 письма. Прошу прощение за спам.
[ATTACH]1098088322.jpg[/ATTACH]

[maestro]

Это картинка 2
[ATTACH]1098088372.jpg[/ATTACH]

[maestro]

Это картинка 5
[ATTACH]1098088403.jpg[/ATTACH]

[maestro]

Это картинка 6
[ATTACH]1098088435.jpg[/ATTACH]

[Дмитрий]

maestro

Объединение перемещений точке плиты по Z некорректно

Некорректно объединение не только по Z, но и вообще любых линейных перемещений...

Остальное довольно спорно, и вот почему:
1. Все остальные выводы сводятся к следующему: "сечение колонны испытывает изгиб из своей плоскости" что очень спорно, причем даже в плане методики моделирования такого эффекта.
2. Кажется, разбивка КЭ довольно грубая в пределах сечения колонны (по ширине колонны всего 3 элемента), наблюдаемые перемещения могут быть просто "притянуты" от соседних КЭ плиты. В общем, есть сомнения в плане точности...
3. Разбивка КЭ не вполне качественная (для правильного результата соотношение размеров КЭ должно быть не более 2), что, ИМХО не приемлимо для оценки таких микроэффектов. Опять-таки сомнения несчет точности...
4. Ну и уточни какие характеристики приняты для объемных элементов, линейные они или нет и т.п. Как говорил старина Мюллер, в таком деле не может быть пустяков :wink:

Ну а в общем, никто же не говорит о абсолютной истине гипотезы плоских сечений, тем более для бетона. Но ведь все познается в сравнении: ну пусть есть изгиб порядка 10е-6 м, но по сравнению с изгибом плиты в пролетной части можно считать, что его нет. Мы же все-таки говорим о инженерных методах.

[maestro]

Дмитрий

Некорректно объединение не только по Z, но и вообще любых линейных перемещений...

Согласен. В том числе и кинематические объединения, как я их понял.


1. Все остальные выводы сводятся к следующему: "сечение колонны испытывает изгиб из своей плоскости" что очень спорно, причем даже в плане методики моделирования такого эффекта.


Не понял. Причем ничего. У колонны нет плоскости. А изгиб колонны в разных плоскостях- это суть ее работы. Перефразируй, плз.


2. Кажется, разбивка КЭ довольно грубая в пределах сечения колонны (по ширине колонны всего 3 элемента), наблюдаемые перемещения могут быть просто "притянуты" от соседних КЭ плиты. В общем, есть сомнения в плане точности...


Дмитрий, чесслово нормальная. "Гоги! Дакажы тиарему!" "Мамай клянусь!" Я когда-то баловался моделированием этого стыка много. Так что более-менее чувствую сетку в этом районе. Хочешь- специально для тебя замоделю все из кубиков 10х10мм, но это ничего не изменит, кроме незначительных деталей. Суть останется та же и все эффекты останутся.


3. Разбивка КЭ не вполне качественная (для правильного результата соотношение размеров КЭ должно быть не более 2), что, ИМХО не приемлимо для оценки таких микроэффектов. Опять-таки сомнения несчет точности...


Ну- не более 2- это вам надо меньше кушать. Оптимальная оболочка считается до 5-6... Это еще нормальная... явный вырожденец- это уже начиная хотя бы с 10... То же самое, вобщем-то и здесь. Карочи, мамай кланусь! Но хочешь- перемоделю. Ничего страшного в этом нет.


4. Ну и уточни какие характеристики приняты для объемных элементов, линейные они или нет и т.п. Как говорил старина Мюллер, в таком деле не может быть пустяков


Ой... обычный бетон.. E=3e6 тс/м2, Пуассон- 0,2... Ессно, линейный, т.к. нелинейный- долго тра.. простите заниматься надо. Есть желание- могем и такой.. Но у меня времени пока очень мало для такого....

Ну а в общем, никто же не говорит о абсолютной истине гипотезы плоских сечений, тем более для бетона. Но ведь все познается в сравнении: ну пусть есть изгиб порядка 10е-6 м, но по сравнению с изгибом плиты в пролетной части можно считать, что его нет. Мы же все-таки говорим о инженерных методах.

Дмитрий, как ты знаешь, я вообще большой поклонник инженерных методов, за что по шапке уже получал от некоторых форумчан Дескать, мы тебя научим динамику уважать и коэффициенты Пуассона считать Поэтому я это знаю. Более того, моя диссертация, если когда-нибудь будет, то будет на тему разработки методов расчета безбалочных перекрытий- капительных и плоских. Поэтому этот вопрос я более-менее хорошо знаю. Поэтому и обращаю ваше внимание на наиболее серьезные проблемы в этой области, т.к. я их уже давно надыбал.
Главным образом эти картинки преследовали задачу показать, что ЛЮБОЕ объединение перемещений в данном случае- не корректно, т.к. вдобавок к игнорированию нарушения гипотезы плоских сечений еще и искажает реальную картину перемещения точек оболочки внутри колонны. Уж лучше- стержни повышенной жесткости. Те, как и вообще просто опирание оболочки на стержень только игнорируют фактор нарушения гипотезы плоских сечений и тем тоже искажают реальную работу, но не так сильно.

wjea, maestro! Большое спасибо за пожелания. Со строительной механикой постараюсь не расстаться никогда!

maestro

Ок, Лена, договорились. Дам. ТОлько, видимо, в понедельник уже. Все в формате 9,0.

Вы тут все интересно описывали с моделями объемных элементов, но я все жду письма с реальной расчетной схемы безбалочного перекрытия ... :cry: И капители тоже :roll:

И еще вопрос. По Вашему наущению, maestro, начала разбираться с Лирой. Я выяснила, что Лира позволяет подобрать арматуру в пространственных стержнях по трещиностойкости. В Скаде у пространственного стержня постпроцессор подбирает арматуру только по прочности. Одно из двух: или в Лире реализована методика по како-то причине не принятая в Скаде, или я просто не разобралась?

[Net]

maestro
Изначально мною было предположено ,что колонна изгибаемая, раз уж объединялись угловые перемещения и схема моделировалась плоскими элементами, поэтому эффекты перемещений точек внутри колонны не должны наблюдаться изначально.

Сообщение от maestro Выводы: 2. Объединение перемещений точке плиты по Z некорректно ввиду того, что на картинках 5,6 четко видны разные перемещения этих точек попарно. Т.е. точки, находящие на равном удалении от центра колонны имеют равные перемещения. Но ВСЕ точки плиты, находящиеся в колонне, имеют разные перемещения по Z, т.е. лежат на сложной поверхности, а не на плоскости. 4. Объединение угловых перемещений некорректно, так как перещения угловые точек, симметричных относительно центра колонны равны по модулю и разные по знаку, т.е. не равны. Кроме того, будет наблюдаться равенство по модулю перемещению Ux, Uy точек, лежащих по направлениях X,Y от колонны. Объединением угловых перемещений мы исказим картину и не сможем смоделировать ни один из указанных эффектов.

Вами было упомянуто объединение перемещений по Z, мною как лучшая альтернатива было предложено объединение угловых перемещений. При введении стержней большей жёсткости, получится почти таже картина без эффектов внутренних перемещений и равных угловых у жёстких элементах.
Если вы хотите уйти от плоских сечений, то уж не оставайтесь в линейной постановке.
Да и конструктивно будет ли работать узел в натуре именно так?
Ещё вопрос по диссертации.
Ваши исследования будут рализованы только вычислительными средствами или подтверждены опытным путём?
Как защититесь, интересно и полезно будет почитать Ваш автореферат

[vv]

В статьях г-на Карпенко Н.И. Лира весьма одобряется.
Как там реализуется практически нелинейность жбк, г-н maestro - при реальном проектировании это используете?

тут на сайте Лиры обнаружил в FAQ :

Триангуляционная сеть не должна быть слишком редкой, так как при этом результаты будут неприемлемо усреднены. Триангуляционная сеть не должна быть слишком густой, так как при этом время счета может быть неприемлемо большим, и, в ряде случаев, большая размерность задачи может привести к плохой обусловленности матрицы жесткости, и, следовательно, к большим вычислительным погрешностям.

Можно руководствоваться такими практическими рекомендациями - шаг триангуляции не должен превышать 1/4 минимального расстояния между опорами; количество узлов (элементов) не должно превышать 20-30 тыс.; размеры конечного элемента должны быть больше его толщины в 2-3 раза и т.п.

Хотелось бы,чтобы г-н maestro это прокомментировал.

И еще - после аварии Трансвааля ,узнав,что Канчели считал купол на Лире ,очень хочется узнать - может кто-то знает - он нелинейные деформации как-то учитывал - или только по упругой схеме считал? (Это не камень в огород,просто если действительно возможностей больше - может стоит и попробовать ,или - не стоит?)

Думаю,узел плита-колонна нужно как раз с нелинейностями посчитать - иначе где-же преимущества Лиры?

Да ,еще,армирование оболочек в SCAD и Лире по одной методике реализуется или нет? В SCAD методика Карпенко,но вот какая?

Предлагаю эту тему обсудить - раз мы 3Д элементами пользуемся,напряжения определям - как (по каким формулам) реализуется подбор армирования в оболочках в разных программах и КЭ ?

[maestro]

vv


Как там реализуется практически нелинейность жбк, г-н maestro - при реальном проектировании это используете?


Ой... хотелось бы пальцами, конечно поразброситься да похвастаться Но каюсь- нечем. Хоть Лира у меня и комплектная до немогу, но нелин. процессор в инженерной практике я не использовал. Частично это связано с тем, что все вопросы в моей профессиональной деятельности касаются проектирования нового строительства и вобщем, как правильно отметил Net, вполне заурядного по вычислительным сложностям. Да, есть перекрытия безбалочные 8х8- но что в этом сложного? Неделя разборок и вот уже год реализации разработанной методики. Да.. есть башни.. Но при чем тут нелинейность? Да, общий объем комплекса колосален- 110 000м2... Но в общем-то главное при таком строительстве- сроки и качество расчета, проектные технологии, разделение труда, хранение данных, организация работы бюро, в общем, а не грамотное применение физ. нелин процессора.
Есть у меня пару мест, куда хочется применить монтаж и физ.нелин в этом проектировании, но это опять-таки- если дадут А если опять за неделю сделать расчетную схему и выдать все задания на армирование, то ессно на этом все нелинейности и закончатся

Триангуляционная сеть не должна быть слишком редкой, так как при этом результаты будут неприемлемо усреднены.

Точно. Кроме того, при слишком редкой сетке (т.е. 3-6м и более) уже, имхо и искажения и в динамике, и в сборе нагрузок могут начаться.


Триангуляционная сеть не должна быть слишком густой, так как при этом время счета может быть неприемлемо большим, и, в ряде случаев, большая размерность задачи может привести к плохой обусловленности матрицы жесткости, и, следовательно, к большим вычислительным погрешностям.


Ну.. слишком большую схему для 32-разрядного числа трудно придумать, но в принципе это так. Кроме того, учащение сетки в сингулярных точках, указанных Дмитрием, может происходить немотивированный рост усилий и армирования, ессно...

Можно руководствоваться такими практическими рекомендациями - шаг триангуляции не должен превышать 1/4 минимального расстояния между опорами; количество узлов (элементов) не должно превышать 20-30 тыс.; размеры конечного элемента должны быть больше его толщины в 2-3 раза и т.п.

А где вы нашли эти рекомендации? Они либо частично устарели, либо вырваны из контекса. Например 20-30тыс. элементов- это очень мало. Размеры- да. Где-то так и есть. Есть прекрасное правило- если тебя интересует НДС КЭ, то максимальный размер- это как раз 2-3 тощины. Хотя для толстых оболочек (кстати такой КЭ уже есть) это не всегда работает- нужно меньше.


И еще - после аварии Трансвааля ,узнав,что Канчели считал купол на Лире ,очень хочется узнать - может кто-то знает - он нелинейные деформации как-то учитывал - или только по упругой схеме считал? (Это не камень в огород,просто если действительно возможностей больше - может стоит и попробовать ,или - не стоит?)


В первый раз слышу. Но в принципе, чем уникальней структура, тем лучше ее проверить на физ.нелин. процессоре. Я бы, во всяком случае, такую уникальную структуру точно нелинейностью бы погонял.


Думаю,узел плита-колонна нужно как раз с нелинейностями посчитать - иначе где-же преимущества Лиры?


Забудь. Физ. нелин.- это увеличение времени расчета как минимум раз в 10... Да и время подготовки расчетной схемы. Да и задавать армирование этих участков- ну его нафиг... Это не для серийного проектирования. Еще раз- физ.нелин.- для проектирования уникальных объектов, реконстукции, грунтовых массивов и т.д. Для проектирования заурядных объектов физ.нелин.- это та самая особь артиллерии, которая норовит уничтожить одного представителя отряда воробьиных При всем понимании сложности и проблематичности этого стыка назвать его уникальным- язык не поворачивается. Тем более, что вполне приличные решения могут быть получены в линейной постановке.


Да ,еще,армирование оболочек в SCAD и Лире по одной методике реализуется или нет? В SCAD методика Карпенко,но вот какая?


Теоретическая база- одна- г. Карпенко. Реализации- абсолютно разные, т.к. эти алгоритмы были разработаны уже после разрыва отношений между нынешним коллективом Скад и НИИАСС


Предлагаю эту тему обсудить - раз мы 3Д элементами пользуемся,напряжения определям - как (по каким формулам) реализуется подбор армирования в оболочках в разных программах и КЭ ?


Однажды в НИИАСС я видел краем глаза эти алгоритмы. Так вот, речь не идет о "формуле". Речь идет о сложнейшем итерационном алгоритме. Его разбирать- не у всех присутствующих, включая вашего покорного слугу образования хватит. Есть интерес- изучите труды г-на Карпенко. Там все указано.

Net


Изначально мною было предположено ,что колонна изгибаемая, раз уж объединялись угловые перемещения и схема моделировалась плоскими элементами, поэтому эффекты перемещений точек внутри колонны не должны наблюдаться изначально.


Не понял.


Вами было упомянуто объединение перемещений по Z


п.4 как-раз рассматривает объединение поворотов. Предлагаю вам лучше объяснить, что вы имели в виду под объединением угловых перемещений. Видимо, я опять не понял. Приложите скриншот расчетную схему, плз, ок? Тогда и поймем друг друга


Если вы хотите уйти от плоских сечений, то уж не оставайтесь в линейной постановке.


Физ. нелин. постановка не отрицает плоские сечения. Она тоже базируется на этой гипотезе. Там просто сечение изменяется и на каждом шаге могут быть разные модули деформаци.. А так- те же плоские сечения.


Да и конструктивно будет ли работать узел в натуре именно так?


как?


Ваши исследования будут рализованы только вычислительными средствами или подтверждены опытным путём?


Только в сочетании с опытным путем. ТОлько выяснилось, при всех моих знаниях и широкой известностью в узких кругах у меня слишком мало авторитета пока для того, чтобы убедить инвесторов вложить деньги в науку. Я очень горел желанием перед проектирование 110 тыс м2 построить 150-200 м2 и поломать их... Но мой главный конструктор послал меня на фиг. Он у меня старой закалки и на всю эту науку смотрит в советских традициях. Т.е. наука- отдельно, проетирование- отдельно. Он так и не смог понять, что фактически я разработал новую, никем не утвержденную, не апробированную методику расчета и что ее подкрепить нужно. Я у него, хоть и правая рука, но думает он сам. Поэтому- ждем-с, пока сам не наберу авторитета, чтобы убедить тысяч 15-20 гривен потратить на опытные испытания. Многие говорят, что такого не будет никогда, но я не верю.

Лена

Ленчик, прости меня, плз. Обещание в силе. Просто у меня тут юбилей на носу- вот про все и забываю. Но обещание в силе, подожди плз. еще чуть-чуть. Седни уже и крестик поставил на руке.


И еще вопрос. По Вашему наущению, maestro, начала разбираться с Лирой. Я выяснила, что Лира позволяет подобрать арматуру в пространственных стержнях по трещиностойкости. В Скаде у пространственного стержня постпроцессор подбирает арматуру только по прочности. Одно из двух: или в Лире реализована методика по како-то причине не принятая в Скаде, или я просто не разобралась?


Слабо знаю Скад. Но насколько я знаю, алгоритмы армирования там примитивней. ПРимер с модулем армирования колонны я уже приводил. Лира дает 8 значений, из них 4- по углам. Скад- только четыре. Угловые- думай сам. Это неправильно.
То, что Лиру стала изучать- это правильно. По крайней мере, у тебя теперь есть выбор. Мой совет- изучай и то, и то, если выбор прямо сейчас неявен. Выбор сделаешь после дипломирования под влиянием ситуации и сложившихся убежденией.

[Дмитрий]

maestro

Не понял. Причем ничего. У колонны нет плоскости. А изгиб колонны в разных плоскостях- это суть ее работы. Перефразируй, плз.

Это я про поперечное сечение колонны, "заделанного" в плиту, и его (сечения) плоскость...

Я попробовал смоделировать этот злополучный узел стыка, сначала с помощью самой лучшей проги всех времен и народов :wink: , но, увы - потерпел фиаско ибо считать Лира это отказалась не объясняя причин... Пришлось смоделить ячейку перекрытия 6х6 с колонной 400х400 в Solid Works и посчитать Cosmos Works'ом на весьма мелкой сетке объемных КЭ (опция крупности сетки была поставлена на максимальную точность). Надо сказать, был приятно удивлен скоростью счета: ~80 тыс. КЭ разложились за чуть более минуты - "дас ист фантастиш!"
Не могу сказать, что полученные результаты (вертикальные перемещения колонны в месте сопряжения с плитой) как-то противоречат гипотезе плоских сечений...
[ATTACH]1098181281.jpg[/ATTACH]

[Дмитрий]

maestro
P.S.
Чессно слово, не могу понять, почему Вы так хотите уйти от гипотезы плоских сечений, оставаясь притом поклонником инженерных методик? Чисто из духа противоречия или есть иные причины?
Кинематические условия - это совсем не объединение перемещений и куда как более культурное воплощение этой пресловутой гипотезы плоских сечений, чем жесткие стержни, 3Д-элементы и т.п...
Может, это просто неудобно или нельзя явно сделать в ЛИРЕ, но я уже говорю о самом принципе...

Кстати, Вы говорили о использовании объемных КЭ для моделирования капителей и т.п., интересно, можно как-то от напряжений в них перейти к вычислению арматуры в самой конструкции?
В принципе, наверное, да, но не приходит в голову культурный способ... Не занимались такими вещами?

Он так и не смог понять, что фактически я разработал новую, никем не утвержденную, не апробированную методику расчета и что ее подкрепить нужно.

Дык построють - и посмотрите... Так сказать, подтвердите экспериментально.
Кстати, если не секрет, все-таки как Вы решили задачку с пролетами перекрытия 8х8 м? Что там такого уникального, что требуются испытания?

[Net]

Сообщение от maestro Есть прекрасное правило- если тебя интересует НДС КЭ, то максимальный размер- это как раз 2-3 тощины. Хотя для толстых оболочек (кстати такой КЭ уже есть) это не всегда работает- нужно меньше.

Рекомендация 2-3 толщины для длины КЭ осталась. На одном из последних семинаров говорили о max- 4 толщины, дальше уже можно сказать вырожденцы.

Сообщение от maestro Вами было упомянуто объединение перемещений по Z п.4 как-раз рассматривает объединение поворотов. Предлагаю вам лучше объяснить, что вы имели в виду под объединением угловых перемещений. Видимо, я опять не понял. Приложите скриншот расчетную схему, плз, ок? Тогда и поймем друг друга [b]

Имеллись ввиду ваши слова

Сообщение от maestro Объединяя перемещения точек над колонной только по Z я тем саммы имитирую абсолютно жесткое тело колонны- перемещение точек по Z будут одинаковы. При этом собсно повороты узлов, т.е. перемещения по направлениям Ux, Uy, Uz могут быть у этих узлов произвольные и какие угодно разные.

Сообщение от maestro Если вы хотите уйти от плоских сечений, то уж не оставайтесь в линейной постановке. Физ. нелин. постановка не отрицает плоские сечения. Она тоже базируется на этой гипотезе. Там просто сечение изменяется и на каждом шаге могут быть разные модули деформаци.. А так- те же плоские сечения.

Вы отрицаете плоские сечения, преполагая перемещения внутренных узлов колонны, неучитывая армирование- что неверно.

vv

И еще - после аварии Трансвааля ,узнав,что Канчели считал купол на Лире ,очень хочется узнать - может кто-то знает - он нелинейные деформации как-то учитывал - или только по упругой схеме считал? (Это не камень в огород,просто если действительно возможностей больше - может стоит и попробовать ,или - не стоит?)

Купол считался на двух независимых программных комплексах, один из которых Лира, а вот другого не знаю. Картинки были на Ансис похожи, хотя может просто кто-то в Ансисе прогнал.
Сами проектировщики говорили о том, что учитывали физическую и геометрическую нелинейности. Но в экспертизу похоже эти расчёты не были представлены, потому что комиссия говорила, что нелинейность не учтена. На Лире была пересчитана схема с учётом динамики, но процессор зациклился- сделались выводы, что система не устойчива. Проверялось всё и на Starke- динамический расчёт тоже выявил неустойчивость конструкции. Вроде бы так вкратце было написано по расчёту в отчёте комиссии.

[maestro]

Дмитрий

Про картинку- предлагаю для дальнейшей дискуссии вырезать сосбсно узел, наложить сетку КЭ и сравнить. Желательно- в сечении. Взагали (т.е. вообще) у меня такая же картинка получается.

Про гипотезу плоских сечений. Да не стремлюсь я от нее уйти. Да и не куда. Просто полезно знать, применяя упрощения и допущения реальное положение дел. А то, что без нее- никак- это не обсуждается даже. Я видимо, неудачно выразился. Или вы так меня поняли. Я просто указывал, что она нарушается в приопорной зоне колонны. и сильно. Моральной оценки я не давал- плохо, хорошо, бороться, не бороться. Ясно одно- без гипотезы плоских сечений никуда.

О переходе от напряжений к армированию. Пытался. НИчего толком не получилось. Остались какие-то каракули и общее представление о способе, но имхо, оно мягко говоря, не бесспорно. Нелегкое это дело, как и вы заметили. Хочешь- можем пообсуждать. Мне эта тема тоже интересна. Можем создать новую тему.


Дык построють - и посмотрите... Так сказать, подтвердите экспериментально.


Да нормально с ней все, стоит. Методика хорошая и хорошо себя показала... Но... Без опытных испытаний в этом нет научной новизны, как вам скажет любой член ученого совета. Вот, сижу, молчу, жду, пока деньги найду


Кстати, если не секрет, все-таки как Вы решили задачку с пролетами перекрытия 8х8 м? Что там такого уникального, что требуются испытания?


Разработал методику моделирования таких перекрытий из плоских КЭ. Погонял. Посравнивал. С ручными результатами, объемными, здравым смыслом и опытом своего главного конструктора. Теперь по этой методике их и моделирую... Уже тыщ 50 площадей насчитали по этой методике... Все построенное пока стоит

NET

Имеется сильное непонимание. Я рассказывал об объединении по Z, как об одной из вех, пройденных мной при подборе расчетной схемы. На текущий момент я так не делаю, и не считаю, что это правильным.


Вы отрицаете плоские сечения, преполагая перемещения внутренных узлов колонны, неучитывая армирование- что неверно.


Не отрицаю. Просто констатирую факт серьезного нарушения этой гипотезы в указанных зонах.


Купол считался на двух независимых программных комплексах, один из которых Лира, а вот другого не знаю. Картинки были на Ансис похожи, хотя может просто кто-то в Ансисе прогнал.
Сами проектировщики говорили о том, что учитывали физическую и геометрическую нелинейности. Но в экспертизу похоже эти расчёты не были представлены, потому что комиссия говорила, что нелинейность не учтена. На Лире была пересчитана схема с учётом динамики, но процессор зациклился- сделались выводы, что система не устойчива. Проверялось всё и на Starke- динамический расчёт тоже выявил неустойчивость конструкции. Вроде бы так вкратце было написано по расчёту в отчёте комиссии.


М-да.. Все эти расчеты- пляски с бубном... Блин.. Даже страшно становится... Если и Кончелли вот так вот залетел... ТО что уж про нас говорить.. Я понял из отчета, что неудачной была сама схема. Там было мало "лишних" связей из-за какой-то сборности... Наверное, что-то не понял. Плз, дай ссылку, если есть.

[Net]

Сообщение от maestro Плз, дай ссылку, если есть.

http://www.trunov.com/cgi-bin/actual...20041307&num=4
для VV цитата
Расчет по программе Stark ES показал, что при действии постоянной и длительной части временной нагрузки (30% от полной снеговой, согласно 1 действующим на момент проектирования оболочки нормам) значение критического параметра нагрузки по 1-ой форме потери устойчивости составляет 0,6 75. Таким образом, при продолжительном действии, принятых при проектировании нагрузок оболочка теряет устойчивость при их 68%-ной части от расчетных.
Расчет по программе <Лира>, выполненный НИИАС (Киев), выявил: что при учете физической и геометрической нелинейности произошло зацикливание итерационного процесса - свидетельство неустойчивости системы.
Дополнительный расчет НИИЖБа по программе <Лира> также подтвердил неустойчивость осуществленной конструктивной системы.

Так что разработчики прог тоже открестились.

Сообщение от Net Дополнительный расчет НИИЖБа по программе <Лира> также подтвердил неустойчивость осуществленной конструктивной системы. Так что разработчики прог тоже открестились.

А НИИЖБ кажется вел научное сопровожедние проекта - наверняка заказчик должен был подстраховаться (больше бумаги - чище зад). По крайней мере в акте написано, что НИИЖБ и ЗАО К остановили замеры прогибов при раскружаливании - значит НИИЖБ в проекте участие принимал - вот щас и отмазывается. Кстати в конце акта написанов особом мнении канчели , что у НИИЖБА получился коэфф. запаса на устойчивось в 2 раза ниже чем у НИИАССА и в 1,8 раза ниже чем у МГСУ. Как такое может быть при линейном расчете на устойчивость - не понятно.

[Дмитрий]

maestro

Разработал методику моделирования таких перекрытий из плоских КЭ.

Может я чего-то недопонял, но смахивает на изобретательство велосипеда...
Можно поподробнее, чего там такого надо было разрабатывать?

Про картинку- предлагаю для дальнейшей дискуссии вырезать сосбсно узел, наложить сетку КЭ и сравнить. Желательно- в сечении. Взагали (т.е. вообще) у меня такая же картинка получается.

Давайте рассмотрим отдельно сам "брусок", принадлежащий телу колонны и плиты. Как нетрудно убедиться на приложенной картинке, разность деформаций краев сечения колонны и его центра действительно есть, но она очень мала (порядка сотых долей миллиметра) и едва ли заслуживает учета как значимый эффект.
Напряженное состояние такого стыка также практически однородно, за исключением концентраций в областях у граней и углов. Так что не вижу смысла в данном случае отрицать гипотезу плоских сечений :wink:
[ATTACH]1098367188.jpg[/ATTACH]

[maestro]

Дмитрий

Может я чего-то недопонял, но смахивает на изобретательство велосипеда...

Дмитрий, я в принципе могу предположить, что для Вас это- уже давно проработанный вопрос. Но вокруг меня никто не мог этого делать. Вдобавок- аргументированно. Не просто набросать треугольничков, а хоть с парой-тройкой просчетов и объяснение что и как. Поэтому я начинал с нуля. Очень помогла поддержка Лиры. Основные подсказки, вобщем дали. Пробовал только объемники, потом объемники и пластины, пластины и стержни, объединения перемещений. Размер КЭ, разбиение капители по высоте. И т.д. и т.п. Это не так просто, как кажется. Хотя- если для Вас это уже пройденный этап и вчерашний день и в расчета капителей нет ничего нового- чтож, моё почтение.


Можно поподробнее, чего там такого надо было разрабатывать?


Оптимальный размер КЭ, разбиение капители по высоте при моделировании.


Так что не вижу смысла в данном случае отрицать гипотезу плоских сечений


НЕ отрицать, а констатировать факт нарушения. Это разные вещи. Так, вот- даже чуть-чуть- это уже нарушение. Я четко вижу нарушение этой гипотезы в приопорной зоне. Глянь на мой скриншот в изометри- видишь, как гнется поверхность, которая плоской должна быть. В пролете- более- менее. Там все ок. На опоре оболочка принимает форму двоякой кривизны со сравнительно малым радиусом. Вот и нарушение. Еще раз подчеркиваю- это мало что означает, т.к. хорошим шагом можно снивелировать этот эффект. но он есть.

[maestro]

NET

Огромное спасибо за ссылку.

[Дмитрий]

maestro
Построение сеток, качество разбивки - ИМХО вопрос опыта расчетчика и возможностей проги. Если хочется "зрить в корень" - так есть спец. литература, не про Лиру конкретно, но про вякие заморочки МКЭ. По моему, все эти вещи уже достаточно разжеваны...

[maestro]

Дмитрий

Каюсь- хорошей литературы по МКЭ я так и не нашел. Особенно- на тему оболочек. По стержням и общим принципам- более-менее... А вот по оболочкам- не нашел. Да и сроки поджимали. Это велосипед? Ну чтож.. Моя совесть чиста- я его изобрел от безвыходности. Впрочем, не так уж много людей и могут легко посчитать капительное перекрытие. Так что определенная проблематика все же есть. Тем более- что собсно утвержденной и апробированной методики нет.

[Дмитрий]

maestro
Не знаю... По-моему, в построении сетки квадратиков-треугольничков, выдерживая их размеры не более 1/6 пролета и соотношение строн не более 2, каких-то глубоких теоретических проблем все-таки нет :wink:
Хотя Вы, может быть, имеете ввиду нечто другое?
Но, как мне кажется, чтобы разрабатывать какие-то околонаучные методики применения конечных элементов для задач с какой-то спецификой нужно досконально знать все их "кишки".
В принципе, все эти рекомендации должны исходить от разработчиков ПО, чего пока как-то не наблюдается... О какой технической поддержке пользователей можно тогда ваще говорить? Я уж молчу про "Руководства пользователя", в которых говориться только о том, на какие кнопки зачем нажимать...
Одним словом, отстой.

Неужели НИИАСС за всю свою, как Вы утверждаете, 50-летнюю историю никогда не занимались капительными перекрытиями? НЕ ВЕРЮ!!! Неужели весь этот бесценный опыт смог воплотиться лишь в жалкое "Руководство пользователя"???

[Net]

А мне очень нравится руководство по Лире? Другие проги как "чёрный ящик", только по ответам сопровождения можно понять какая теория заложена- и то не всегда.

[maestro]

NET

Да, действительно, 8 томов руководства к Лире дают в общем-то хорошее представление о теоретических основах Лиры. Плохо одно- оно уже слегка устарело. Ведь НИАСС теперь только апдейты у этим томам делает. А жаль. Видимо, больше на такой титанический труд ресурсов нет, или считают, что и так хватает.

Дмитрий

По-моему, в построении сетки квадратиков-треугольничков, выдерживая их размеры не более 1/6 пролета и соотношение строн не более 2, каких-то глубоких теоретических проблем все-таки нет

А вот это напгасно, напгасно, батенька. В МКЭ есть две составляющие. Сосбно метод МКЭ- метод расчета геометрически аппроксимированных с помощью КЭ континуальных систем, и собсно методы аппроксимации, т.е. триангуляции. Это как при численном решении дифференциальных уравнений, численном интегрировании, численном решении нелинейных систем уравнений- проблематика выбора шага вырастает в отдельную проблему. Ессно, это утрировано и не претендует на истину в последней инстанции. Это просто мое мнение. Но я его готов отстаивать. Хочешь- присоединяйся.
Поэтому разработка методов "правильной" триангуляции для получения хорошего результата, имхо, ничуть не менее важна, чем скажем разработка новых КЭ. Именно в триангуляции, а не во всяких хитрых КЭ я вижу главное преимущества буржуйских тяжелых прог. Видел я сетки Ансиса. Они же знающему человеку просто эстетически прекрасными кажутся. Правда, видел только объемные сетки КЭ. Плоских не видел. И сетки машиностроительных деталей, а не перекрытий.


Но, как мне кажется, чтобы разрабатывать какие-то околонаучные методики применения конечных элементов для задач с какой-то спецификой нужно досконально знать все их "кишки".


В принципе- согласен. Но хотелось бы заметить, что при всей взаимосвязанности, все таки- это различные проблемы- кишки, матрицы жесткостей КЭ и т.д. и методы триангуляции.


В принципе, все эти рекомендации должны исходить от разработчиков ПО, чего пока как-то не наблюдается...


Не уверен. Эти рекомендации должны носить надкомплексный (над различными комплексами, т.е.) характер. Они должны по логике больше зависеть от класса задачи и типологии здания, чем от конкретного комплекса.


О какой технической поддержке пользователей можно тогда ваще говорить?


Можно.. Можно... Поддержка Лиры меня столько раз вытягивала из глубокой, простите, ж#@ы, что я им бесконечно благодарен. Поэтому и так терпимо отношусь к случаям, где Лира лажает- сам-то, сам-то ! Поэтому и нравится принимать участи в бета-тестировании Лиры- как-то помочь этим людям. Поддержка Лиры- это нечто. Очень грамотные инженеры. Конечно, в последнее время крупных лаж- уже все мееньше и реже меня вытягивают. Но тем не менее- поддержка нужна, чтобы помочь тебе в самых критических случаях, чтобы указать на серьезные просчеты, ошибки, указать основные, простите, философские направления решения требуемой задачи, подсказать конкретный хитрый финт для реализации тонкой задачи, исходя из возможностей комплекса. А делать за тебя твою работу конечноэлементного расчетчика никто не собирается.
Хотя, следует признать разработчиков комплексов также заинтересованной стороной в рекомендациях по расчету, триангуляции. Конечно, они должны быть активными игроками этого процесса. Но- не самыми главными. Опять таки- имхо.


Я уж молчу про "Руководства пользователя", в которых говориться только о том, на какие кнопки зачем нажимать...
Одним словом, отстой.


Дабы не поддерживать свое реноме заинтересованного человека, предложу прочитать ответ Net'а. Не путай книжки для тех, кто Лиру видит в первый раз и 8 томов руководства по Лире. Там не только кнопочки. Там и теоретические основы есть. И весьма некислые. ТОлько матриц жесткостей разве что не дают, хотя все НДС-компоненты всех КЭ указывают.


Неужели НИИАСС за всю свою, как Вы утверждаете, 50-летнюю историю никогда не занимались капительными перекрытиями? НЕ ВЕРЮ!!! Неужели весь этот бесценный опыт смог воплотиться лишь в жалкое "Руководство пользователя"???


Давайте заакцентируем внимание на следующем:

1. Проектирование безбалочных перекрытий было очень слабо проработано в СССР
2. В первую очередь это связано с небольшими объемами строительства перекрытий такой конструктивной схемы.
3. Те здания с такой конструктивной схемой, что все же строились, строились по сериям. Серии делали огромные проектные институты. Там были свои спецы, методики и т.д. Их считали по плоской условной схеме, либо по методу предельного равновесия, как описано в руководстве по проектированию безбалочных перекрытий и в пособии по расчету стат. неопр. конструкций.
4. Оставшиеся в крайне незначительном количестве монолитные безбалочные перекрытия столь немногочисленны, что можно и пренебречь. Пример. Моему главному- 60 лет. Из них он проектирует 40. Спрашиваю- как вы считали безбалочные. Его ответ- А никак. НЕ было таких перекрытий.
Таким образом школы проектирования безбалочных перекрытий в пространственной постановке в МКЭ в СССР возникнуть не могло.
5. Да и Лир таких не было до последних времен.
6. Капители нужны при сравнительно больших пролетах. А на них наши строители только сейчас храбрости набрались. А в более ранние, перестроечные и сразу постперестроечные времена боялись. Цитирую человека, давшего мне путевку в проектирование, Розенберга А.Д. :"Я хочу посмотреть на человека, который в этом городе сделает пролет 6 метров". А ведь это было несчастных 3-4 года назад. Ну... 5.

Вот и получается, что при всех современных средствах проблематика расчета безбалочных сравнительно мало проработана. Частным вопросом и выступает генерация наиболее подходящих сетей. Согласитесь- не более шестой части пролета- это не рекомендация. Хотя бы потому, что никак не обоснована.

[Дмитрий]

maestro

геометрически аппроксимированных с помощью КЭ континуальных систем, и собсно методы аппроксимации, т.е. триангуляции

Да что Вы, батенька, мы и словей-то таких отродясь не слыхивали
ИМХО критерий качества моделирования один - чем точнее, тем лучше... А точность, в свою очередь, можно косвенно оценить величиною погрешности вычисления, по меньшей мере, индивидуальной для разных прог. При желании, можно потестить какую нибудь хитрую схемку на разных прогах или разных сетках.

А уровень СОПРОВОЖДЕНИЯ наших расчетных прог все равно очень низок. У Лиры, возможно, он чуть выше.

Вот и получается, что при всех современных средствах проблематика расчета безбалочных сравнительно мало проработана.

Как мало проработана?! Уж сколько зданий таких понастроили-то...
Рассчитаны они в подавляющем большинстве своем на той же Лире. Есть метод ручной метод расчета - по заменяющим рамам.
Есть проблемы скорее другого плана - жесткость и прогибы с учетом трещин, рациональное армирование, расчет и конструирование узлов таких конструкций.

Оставшиеся в крайне незначительном количестве монолитные безбалочные перекрытия столь немногочисленны, что можно и пренебречь. Пример. Моему главному- 60 лет. Из них он проектирует 40. Спрашиваю- как вы считали безбалочные. Его ответ- А никак. НЕ было таких перекрытий.

Еще лет 5-7 назад почти никто на компе считать такие вещи НЕ УМЕЛ. Просто не слышал народ толком еще про все эти лиры... Мощные проектные институты заказывали такие расчеты у "вольных стрелков". А сейчас этим занимаются буквально все кому не лень.

ЗЫ. Капители я бы смоделировал плоскими элементами оболочки с изменением толщины и учетом эксцентриситета средней плоскости.

[maestro]

Дмитрий

Да что Вы, батенька, мы и словей-то таких отродясь не слыхивали

Хорэ прикалывацца. Речь идет о том, что для получения качественного результата метод триангуляции имеет не меньшее значение, чем матрица жесткости КЭ. Триангуляция и "кишки"- это две независимых, хотя и очень близких темы.


ИМХО критерий качества моделирования один - чем точнее, тем лучше...


А что такое точность? А с чем сравнивать?


А точность, в свою очередь, можно косвенно оценить величиною погрешности вычисления, по меньшей мере, индивидуальной для разных прог.


Очень косвенно.. ОЧень... Некорректно в принципе Я могу сделать задачку, которая будет давать погрешность ноль целых, фиг десятых, однако она будет абсолютно некорректна с точки зрения моделирования конструкции. Это как в мп3- можно долго спорить о битрейтах, но как бы то ни было Брызни Спирсу не спасет и 512kbs Так и здесь. Критерием истинности может служить только соответствие реальной работе конструкции, а это весьмо расплывчатое понятие. Надо строить и давить, строить и давить. А у нас щас таково никто че-то делать не хочет. Но ничего- прорвемся


При желании, можно потестить какую нибудь хитрую схемку на разных прогах или разных сетках.


Чем я и занимался на примере стыка безбалочного перекрытия


А уровень СОПРОВОЖДЕНИЯ наших расчетных прог все равно очень низок. У Лиры, возможно, он чуть выше.


Не знаю.. Мне хватает.


Как мало проработана?! Уж сколько зданий таких понастроили-то...


А вот так... Инженерная практика и инженерные способы решения задач часто предполагают решение задач, для которых нет четкого формализованного способа решения, нет полного комплекса исходных данных и т.д. Поэтому- инженерная практика- это одно, а методики, анализ и прочие "научные" вещи- это другое.
Да и нет уж много зданий с реальными, несущими капителями, а не просто пиндюрками, которые считают только на продавливание.


Рассчитаны они в подавляющем большинстве своем на той же Лире. Есть метод ручной метод расчета - по заменяющим рамам.


Есть. Но это- варварство. НИчего не учитывается вообще. Есть еще метод предельного равновесия. Описан в пособии по расчету стат. неопр. к-ций.


Есть проблемы скорее другого плана - жесткость и прогибы с учетом трещин, рациональное армирование, расчет и конструирование узлов таких конструкций.


И это тоже.


ЗЫ. Капители я бы смоделировал плоскими элементами оболочки с изменением толщины и учетом эксцентриситета средней плоскости.


Именно так я и поступил.

[Prokurat]

В отчете по Трансвалю прочитал следующее

Железобетонные конструкции следует расчитывать с учетом нелинейности в физическом и геометрическом смыслах. Уменьшение модуля деформации бетона умножением на 0,85 при кратковременном действии нагрузок и еще на 0,5 при длительном нагружении соответствуют требованиям СНиП, но при расчете оболочек следовало бы ввести еще и понижпющий коэффициент 0,75 учитывающий неоднородность бетона и возможные начальные несовершенства.

Вопрос следующий. Откуда взяты эти коэффициенты и какому СНиП они соответствуют?

[Дмитрий]

maestro

А что такое точность? А с чем сравнивать?

Ну, например, такая задача - квадратная пластина, жестко защемленная по всем сторонам... Поэкспериментировав с размером КЭ, можно это почувствовать.
А вообще, конечно, чем мельче шаг разбиения тем точнее. Просто при определенном шаге сетки результат практически перестает зависеть от "мелочности" КЭ.
Если Вы используете четырехузловые КЭ, ячейка сетки должна быть близка к квадрату, трехузловые - к равностороннему треугольнику. Для таких элементов "собственная" погрешность минимальна.
Но, как мне кажется, Вы все-таки имеете ввиду вещи типа сопряжения КЭ разной размерности и адекватного моделирования каких-то специфических конструктивных решений. Решение таких проблем действительно требует спецприемов... Но это уже не из области создания красивых сеток.

Еще насчет безбалочных перекрытий: все-таки не думаю, что раньше эта тема не разрабатывалась... Не было компов и программ - другое дело. Кстати, есть еще "Руководство по проектированию железобетонных конструкций с безбалочными перекрытиями" (НИИЖБ, 1979 г.) довольно основательное на вид...
Аналоги наверняка есть, другое дело сейчас подрядчики все эти капители не очень любят, наверное, из-за бОльшей сложности опалубки.

Prokurat
Могу предположить, что это взято из новых СП по железобетону. Да и в Пособии есть куча всяких неявных коэффициентов, зависящих от длительности нагрузк. Умножение Eb на 0,85 упоминается в Пособии по проктированию жилых зданий к СНиП 2.08.01-85

[lee]

СНиП 2.03.01-84* п. 4.24, где приближение к «реальному» модулю упругости учитывается коэффициентами влияния кратковременной и длительной ползучести бетона.
……………
Без комментариев : (

[Prokurat]

Если взять свободно-опертую плиту пролет 6м, толщиной 25 см, бетон В25, общая нагрузка 1 т/м2 (изгибаемый момент 4,5 тм), принять армирование ф10A-III (As = 11,3 см2), а=2,5 см, то у меня получается прогиб 2,73 см (1/220 пролета)

Согласно формуле f = 5/384 q L4 / (EI)
при прогибе 2,73см получим Е=47,5 т/см2
т.е. соотношение Еэкв/Еb = 47,5/300 = 0,16
что намного ниже произведения коэффициентов 0,85х0,5=0,425

Кстати в том же пункте 4.24 коэффициент фи2 при длительном действии нагрузки составляет 2,0-3,0, а для кратковременной действительно фи1 = 0,85

[maestro]

Дмитрий


Ну, например, такая задача - квадратная пластина, жестко защемленная по всем сторонам... Поэкспериментировав с размером КЭ, можно это почувствовать.


Имхо- неинтересная задача. Пластина себе и пластина... Уменьшение размера КЭ там практически ничего не даст... Гораздо интересней, имхо, тестовые задачи, ну, например, с той же сингулярной точкой или как минимум со сложным нагружением. Например- стык безбалочного. Или вот классная задача- влияние жесткости жесткой вставки на перераспределение усилий между балкой и плитой...


А вообще, конечно, чем мельче шаг разбиения тем точнее. Просто при определенном шаге сетки результат практически перестает зависеть от "мелочности" КЭ.


Точно. А разбухание матрицы жесткости приводит уже в принципе, к падению точности расчета.


Если Вы используете четырехузловые КЭ, ячейка сетки должна быть близка к квадрату, трехузловые - к равностороннему треугольнику. Для таких элементов "собственная" погрешность минимальна.


Согласен. С поправкой на реальность Соотношение сторон прямоугольника- не более 5, углы треугольника- не менее 15-20 градусов... Хорошо все сделать из равносторонних элементов, но гадкая практика опять разбивает хорошую теорию, как говаривал мой знакомый-примат (прикладная математика ) Приходится мириться и с другими элементами.


Но, как мне кажется, Вы все-таки имеете ввиду вещи типа сопряжения КЭ разной размерности и адекватного моделирования каких-то специфических конструктивных решений.


Машиностроителям легко. Армирование считать не надо. Сроки на проектирование другие. Да и стоит оно дороже. Постоянство свойств материала такое, что нам и не снилось даже в арматуре... Снгулярные точки- до лампочки... Разбил себе коленвал на миллион тетраэдров- и развлекайся... Испытания, опять же постоянно. Другое дело- мы Сроки жаренные, денег меньше, опять же- армирование.... На 10 млн. КЭ не порежешь- сроки кончатся Вот и выкручивайся, как знаешь. Я действительно имел в виду разные хитрые штучки и приемы триангуляции, которые позволяют решить задачу с приемлимой точностью и запасами за ограниченное время.


Решение таких проблем действительно требует спецприемов... Но это уже не из области создания красивых сеток.


Не понимаю... Я думаю, что это и есть приемы триангуляции.


Еще насчет безбалочных перекрытий: все-таки не думаю, что раньше эта тема не разрабатывалась... Не было компов и программ - другое дело. Кстати, есть еще "Руководство по проектированию железобетонных конструкций с безбалочными перекрытиями" (НИИЖБ, 1979 г.) довольно основательное на вид...


Вы его читали? Я его читал. Но это не инженерные методы.... Это чистейшей воды садизм. Метод предельного равновесия- это вообще удовольствие не для слабонервных. Сложный. Надо проверять все возможные формы обрушения. Каждую балку просчитываем по двум формам. Маразм, карочи. Такое только в СССР могло быть... Я читал канадские рекомендации. Я просто офонарел. Там на безбалочные- четкая методика. Во-первых это, потом то, потом по такой формуле, за ним по этой- и все готово. Проектирование и расчет армирования перекрытия- страничка . Вот это- проработано, и я понимаю. А в СССР такого не было. Вот я и говорю, что не было толком методики.


Аналоги наверняка есть, другое дело сейчас подрядчики все эти капители не очень любят, наверное, из-за бОльшей сложности опалубки.


Не знаю.. У нас льют за милую душу. Сделали себе из металла две половинки опалубки. Льют колонну до низа капители, потом устанавливают эту металлическую хрень, просто рядом со стандартными щитами опалубки перекрытия, устанавливают каркас капители, устанавливают арматуру плиты- и льют вместе с плитой. И нормально получается. Хочешь- могу фотку этой хрени прислать.

[Дмитрий]

maestro

Имхо- неинтересная задача. Пластина себе и пластина...

Вспомнил, потому как она рассматривается в руководстве к СКАДу как иллюстрация к вопросу о грубости сеток и точности. К тому же, к такой задачи есть теоретическое решение, так что можно сравнить...

А разбухание матрицы жесткости приводит уже в принципе, к падению точности расчета.

Если плотность матрицы однородна, то ничего страшного. Просто надо делать так, чтобы элементы были схожего порядка жесткости.

Согласен. С поправкой на реальность

Если обращал внимание - сетки, генерируемые тем же Ансисом, состоят из таких "правильных" элементов: квадратиков и равносторонних треугольников. Главная сложность - создание переходов от одного шага сетки к другому.

Не понимаю... Я думаю, что это и есть приемы триангуляции.

Еще раз повторю - "правильными" сетками не обойти всех подводных камней. Подробности лучше посмотри в книженции Сливкера и Перельмутера "Расчетные модели ...".

Вы его читали? Я его читал. Но это не инженерные методы.... Это чистейшей воды садизм.

Чессно говоря, просто смотрел :wink:
А по-садистски у нас многое сделано Те же РСУ. У нас ведь главное - не удобство практического применения, а наукообразие методики...

Сделали себе из металла две половинки опалубки.

Пришли какую-нибудь фотку, если не сложно.

[Prokurat]

Пришли какую-нибудь фотку, если не сложно.

У нас с капителями тоже нет проблем.
Прикладываю фотку этих половинок опалубки
[ATTACH]1098787197.jpg[/ATTACH]

[wjea]

Prokurat
Скажите, это одноэтажное здание, и рабочая арматура капители крепится к закладой колонны? Потому как не вижу на заднем плане нигде выпусков из колонн. Если просто не пропечатались, и это многоэтажное здание, то какой смысл делать в несущих колоннах дополнительный шов при бетонировании, при том, в напряженной точке колонны под капителью. Почему обратил внимание—делал 5 этажное здание, колонны с капителью, опалубка на всю высоту (верх плиты - низ плиты) и рабочий шов, при бетонировании только в пределах половины или одной трети высоты колонны,зная что такое прерывание бетонирования на стройках.
Понимаю. что не по теме --- снимок для иллюстрации, как делается капитель, просто к слову пришлось,чтоб не делать лишних совершенно не нужных (как мне кажется) конструктивных осложнений.

[lee]

Сообщение от Prokurat Кстати в том же пункте 4.24 коэффициент фи2 при длительном действии нагрузки составляет 2,0-3,0, а для кратковременной действительно фи1 = 0,85

Коэффициент ф2 = 2 и дает уменьшение значения модуля упругости в два раза (см. формулу), т.е. 0.5 Е

[Prokurat]

wjea
На данном снимке действительно одноэтажное здание, хотя для многоэтажный зданий капители выполняются аналогично. Армирование в колоннах конструктивное и наклонные стержни капители просто заходят в тело колоны.
Конструкцию капители я считаю более элементом перекрытия, чем колонны, и не вижу криминала в технологическом перерыве на уровне низа капители. (тем более что СНиП на производство работо допускает горизонтальные перерывы бетонирования)

PS. В далекие времена на одном объекте югославы бетонированили колоны одновременно с перекрытием. В результате мы получили разрвывы в несколько сантиметров в зоне стыка колоны и перекрытия.

[maestro]

У меня опять траблы с фотками. .Карочи ща 2 поста запостю Один- опалубка капители в разборе и ваш покорный слуга в ней.
Второй пост- вид на колонне. Могу еще дать общий вид готового этажа с этими колоннами, но это по желанию. Шаг колонн- 8м
[ATTACH]1098886738.jpg[/ATTACH]

[maestro]

2 фотка
[ATTACH]1098886805.jpg[/ATTACH]

[Zydrunas]

может можете рассказть по подробнее как зделать эту жесткую
ставку в самой програме при соидинении колоны с плитой...
не давно началь работать со SCAD'ом и немагу додуматса как это зделать...

очень буду благодарен!!!

[Дмитрий]

Насколько я знаю, условий типа "Rigid Body Nodes" в СКАДе и ЛИРЕ задать не можно...
Есть объединение перемещений, но это не одно и то же (узлы жесткого тела перемещаются как бы независимо, но таким образом, что расстояния между ними не изменяются).
Вообще думаю, в этих прогах как-то "научно" решить эту проблему затруднительно...
Лучше попробовать иные варианты, например, с такой разбивкой, чтобы центры КЭ попадали на грань колонны.

[OlegM]

Господа знатоки, я мало знаком со SCADом. Кому не жалко, скиньте на адрес omankov@belam.nnov.ru схемы в SCADе не позднееver7.31 r3: сопряжения колоны с плитой, моделирования ребер по плите.
Огромное спасибо!!!

[Zydrunas]

мне тоже если можно please.....

[Zydrunas]

мой mail: zydrunasm@one.lt

[4 и 6]

Это должно быть интересным:
http://www.ssaba.smr.ru/library/scie...tion.php?id=21

[Serge_Y]

Есть вопрос немного не по теме.
Как можно решить анкеровку арматуры угловой колонны последнего этажа?
Арматура колонны: 8 или 12 стержней диаметром 25. Перекрытие толщиной 200мм. Скриншот или фото приветствуются

[Дмитрий]

Сообщение от Serge_Y Как можно решить анкеровку арматуры угловой колонны последнего этажа?

Отогнуть в плиту, а куда ж её ещё?
В Греции (там почти все из монолита строят, даже одноэтажные сараи и коттеджи) как-то видел такое "решение" - а торчит она себе наружу, собранная в пучок

4 и 6
Идея со стальными пластинами, фартуками и т.п. не так уж и нова...
А проблема с конструкцией стыка в этих статьях кажется отчасти преувеличенной (ну там придание научной актуальности и т.п.) - во уж сколько понастроили и ничего...
В пролетах 6х6 при обычной для жилья нагрузке вроде проходит на продавливание даже без поперечной арматуры, но ставим крестообразные каркасы все равно, на случай того же "недоуплотнения" бетона.
О каких 32 каркасах там идет речь (в каких случаях?) - чессно говоря до конца не понял...
А использование пары пластинок еще и вместо дополнительной арматуры в плите - ИМХО это уже ерунда /Кголики - это не только ценный мех... /

[wjea]

Serge_y
Анкерная плита, со свозными дырами, с зенком на выходе, и последующей обваркой стержней. Если есть сомнения в качестве плотности бетона под плитой - в середине плиты вырежте дыру мм100,
а можно и больше, чтоб можно было провибрировать.

[wjea]

4 и 6
По Вашей ссылке, я не могу скачать статьи, дают напрямую по ворду
прочесть по 3 страницы, без эскизов, это так, или я, что то не так делаю.
Вас не затруднит подсказать.

[Serge_Y]

>Дмитрий
Я в Турции тоже такое решение видел(с торчащей вверх арматурой), но у них говорят налог большой на законченное строительство, вот и оставляют последний этаж на потом
Отгиб стержней в перекрытие: в какую зону их отгибать, в верхнюю? Но там арматура перекрытия. В среднюю? Какой длины тогда должны быть стержни колонны, чтобы не мешать друг другу при отгибе(угловая колонна, 12 стержней).

>wjea
Такое решение мне нравится, но мне привели контраргумент: бетон при твердении получит усадку и арматура колонны начнет работать только тогда, когда сечение на опоре повернется. Как себя поведет конструкция трудно сказать.

[wjea]

Это конечно аргумент весьма серьёзный, работа всего металла (вернее его вступления в работу), составляющего железобетон, так вот, он находится в этих условиях, и рабочая арматура и хомуты и закладные, отсюда и появляется одна из составляющих деформативности конструкции. Возьмите типовые проекты тяжелых промышленных ж/б конструкций со случаями надостаточной анкеровки арматуры по длине, и Вы увидите решение стержень –
анкерная плита, возьмите руководство по закладным деталям и вы увидите анкер-плита и т.д. Возьмите указания СНиП п5.14. то же самое.
Не стоит так глубоко озадачиваться, над давно решенными вопросами))

[Дмитрий]

Сообщение от Serge_Y Отгиб стержней в перекрытие: в какую зону их отгибать, в верхнюю? Но там арматура перекрытия. В среднюю? Какой длины тогда должны быть стержни колонны, чтобы не мешать друг другу при отгибе(угловая колонна, 12 стержней)

ИМХО пофигу куда их отгибать, только надо смотреть - сжатый или растянутый там бетон (от этого зависит длина отгиба). Или взять длину по максимуму (растянутый стержень в растянутом бетоне) и отгибать куда придется...

Кстати, коллеги, а как вы принимаете длину перехлеста (точнее длину анкеровки при перехлестах) арматуры в монолитных колоннах - всегда по максимуму (34d - растянутая арматура в растянутом бетоне) или в каких-то случаях меньше?
А то на одном объекте была 32-я арматура и нахлесты получились почти во всю высоту этажа :roll: Однако как-то некрасиво получилось...

[Serge_Y]

>Дмитрий
Т.е. когда мне позвонят строители с объекта и скажут: "Мы тут нагнули арматуры по спецификации, но в опалубке она не становится, потому что стержни налазят друг на друга, что нам делать?"
А я им отвечу:"А мне пофигу что вы там и как нагнули, ставьте куда хотите и как хотите, это не мои проблемы"
Так получается? Просто такие случаи с нашими строителями уже были. Монолит сейчас в особой моде,поэтому им занимаются все подряд, есть квалифицированные рабочие или нет. Если нет, тогда быстро научим штукатуров или маляров

[Дмитрий]

Сообщение от Serge_Y Т.е. когда мне позвонят строители с объекта и скажут: "Мы тут нагнули арматуры по спецификации, но в опалубке она не становится, потому что стержни налазят друг на друга, что нам делать?"

Честное слово, такая проблема кажется мне несколько надуманной
Есть чертеж, на котором схематично (!) показано в какую сторону отгибать, а уж с остальным пусть на месте разбираются.
Или Вы все стерженьки по миллИметру разрисовываете, да со всеми сопряжениями, да может еще и в 3Д?
Они же там на стройке на чертежи вааще не смотрят!!!
А уж как чего гнуть, поверьте, мое мнение им там совсем неинтересно :wink:

[Serge_Y]

>Дмитрий
Ладно, не достают вас строители, ну и хорошо.
Может чертежик тогда на мыло для общего развития? А то мне кажется, что на самом деле все немножко усложняется

[wjea]

Дмитрий
Не знаю, как, проскочил мимо вопроса моих постоянных трений на строй площадке, но вот, задним числом.
Никогда не противоречу нормам, хотя бы из соображения , что у меня нет ни опыта разрушений образцов, ни высших научных регалий, ни экспериментальной базы. Но этот пункт
СНиПа, постоянно вызывает протест. И проживая в Союзе я не закладывал и не подписывал стыки армат. диам. выше 18мм в колоннах многоэтажных зданий, без сварки. Почему- то твёрдо уверен, что этот пункт о диаметрах в нахлёстку до 36мм. , относиться только к массивным, или каким ни будь гидротехническим сооружениям, а не к колоннам. Ведь при установке в колонну, арматуру нельзя уложить в плавный переход на углу в стыке, получается почти прямая перекошенная линия, что противоречит правилу производства работ. Выпрямить её и облачить в каркас , то в сжатой зоне теряем более 10см. бетона.
Занизить длину перехлёста, о котором Вы говорите, нельзя.
По той причине, что силы сцепления бетона с арматурой находятся, далеко не в прямой пропорциональности с расчетным сопротивлением стали, при увеличении диаметра, а скорее наоборот, потому как, увеличивается контакт с защитным слоем бетона, который толком помочь не может.
.

[Дмитрий]

Сообщение от wjea Занизить длину перехлёста, о котором Вы говорите, нельзя

Да нет, мыслей о том, чтобы сделать перехлест меньше положенного, не было, а речь о том, что для растянутых стержней эта величина одна (34d), а для сжатых - другая (24d).
В колоннах, вероятно, арматура в основном находится в сжатом состоянии, правда, по-моему, но одна расчетная программа информацию об этом не выдает, но об этом можно судить по эксцентриситету.

Сообщение от wjea Но этот пункт СНиПа, постоянно вызывает протест. И проживая в Союзе я не закладывал и не подписывал стыки армат. диам. выше 18мм в колоннах многоэтажных зданий, без сварки

Ну, СНиП ведь тоже не дураки пишут. К тому же, эти решения проверены практикой - стыков на перехлестах сделано великое множество (они почти везде в монолитных объектах, а арматура в колоннах почти всегда >18 мм) и нареканий по ним нет. Хотя, не могу не отметить (в пользу Вашего мнения), что в Руководстве по плитным фундаментам 83-го года (вроде же плиты как раз массивные конструкции) арматуру диаметром свыше 18 мм предписывается соединять на сварке, в СНиПе же ничего такого нет...
Про "плавный переход" и "перекошенные линии" до конца не понял...
Про стык в нахлестку - думаю, здесь нагляднее аналогия со "склейкой" двух близкорасположенных стержней окружающим бетоном

[wjea]

Дмитрий
Ещё раз перечитал Ваш пост , и опять понял, то что Вы говорите, о возможности сокращения длины нахлёстки в растянутой зоне. Ну да бог с ней.
Что касается , того, кто составляет СНиПы, то уж наверное не дураки! Да ещё какие! Судя по перечню составителей. Я просто говорю, о моем личном, восприятии и понимании ими написанного, а не о тех , кто, это написал. Что касается разницы длин перехлёста на сжатие и растяжение, то просто, акеровка растянутой арматуры, передает на структуру батона в значительной части напряжения растяжения , что требует дополнительной длины перехлёста, чтобы эту часть компенсировать.
О плавном переходе --- если мы предположим армирование колонны напр. 40х40 устанавливаем по углам арматуру 16-18 даже сваренную в каркас, то свободную длину нахлёста, можно без труда подтануть и привязать к выпускам. Но если у Вас арматура 32мм. То даже если Вы её и изнасилуете в уровне арматуры перекрытия, то в низ, до нахлёстки, она дойдёт у Вас почти прямой, перекошенной линией, и напряжения в ней будут передаваться с эксцентриситетом к сечению колонны, минимум как 32мм. при том, до начала выпусков нижележащего этажа. Я вот про енто))

[Serge_Y]

>Дмитрий
Про разную длину нахлеста стержней одной колонны можно было бы также сказать, что вопрос надуман. Для строителей геморр(они же там на чертежи вааще не смотрят, поэтому все выпуски будут одной длины. К тому же вы не в состоянии определить какие стержни в колонне сжаты, а какие растянуты. Ссылаться на множество решений, проверенных практикой можно только лишь в одном случае: если эти решения разрабатывали и проверяли вы(или с вашим участием). Так как там насчет примерного чертежика?

[wjea]

Serge_y
Вы простите за это вмешательство, но Вам не кажется, что обсуждение
простого технического вопроса, принимает странную тональность?
Давайте, если Вы не возражаете, как когда то на партсобрании---
есть мнение прекратить прения )))

[Serge_Y]

>wjea
Ладно, ладно, обменялись любезностями. Просто перед тем как высмеивать чье-то решение нужно самому досконально разбираться в вопросе обсуждения

[Дмитрий]

Сообщение от Serge_Y Про разную длину нахлеста стержней одной колонны можно было бы также сказать, что вопрос надуман

Разумеется, надуман. Только вопрос был не о "разной длине в одной колонне", а о том, что если колонна вся сжата, то зачем принимать длину нахлеста как в растянутом бетоне Но это тоже все, конечно, надумано...

Сообщение от Serge_Y Ссылаться на множество решений, проверенных практикой можно только лишь в одном случае: если эти решения разрабатывали и проверяли вы(или с вашим участием). Так как там насчет примерного чертежика?

Это Вы к чему? Что-то не так?
Чертежика по вашим параметрам, к сожалению, не подобрал (уж не буду спрашивать, зачем в верху колонны пихать столько арматуры), но, раз настаиваете, стандартный (я бы даже сказал - детский ) узелок с 4-мя стержнями могу приложить, но думаю, что такая картинка совсем Вас не устроит
[ATTACH]1107506993.gif[/ATTACH]

[X-DeViL]

Для строителей геморр(они же там на чертежи вааще не смотрят, поэтому все выпуски будут одной длины

А акт приемки скрытых работ, слабо не подписать, с фразой "ПЕРЕДЕЛЫВАЙТЕ"??

И в авторском надзоре это указать???

А на самом деле, как строителей приучишь!! А проектировать надо "по уму", а не "да какая разница, все равно так делать не будут"!!

[Serge_Y]

>Дмитрий
Почему же, картинка очень даже стандартная(интересно ячейка каких размеров?). К сожалению я не могу применить этот простенький чертежик для угловой верхней колонны в которой моменты в двух плоскостях по 16 и более тхм.
>X-DeViL
Надо наверное быть бухим в ж...у, чтобы принять армирование допустим перекрытия, где вместо проектного диаметра 14 заложена восьмерка. Или быть очень стеснительным человеком, которому строители будут вешать лапшу.
Выдержка из норм по авторскому надзору:
4.4 Генеральный проектировщик (проектировщик, субпроектировщик), осуществляющий авторский надзор, обязан:
— проверять в процессе строительства соответствие выполненных работ по строительству зданий и сооружений предусмотренным строительным проектом решениям и утвержденной сметной стоимости работ, соблюдение технологии (в том числе проектов организации строительства), качество производства строительно-монтажных работ и работ по монтажу технологического и других видов оборудования;
По моему все четко и понятно

[Leha_praha]

а можно тоже схемку для лиры получить безбалочного перекрытия?
а то тоже в проекте в институте получил такое, шаг 7.5х6 м, толщину взял 250, немного сомневаюсь в своих действиях

ms_forever@centrum.cz

[_Kostya_]

А можно спросить человеку, которому не преподают в университете СКАД, где и какую литературу можно найти, чтобы разобраться с этой на первый взгляд сложной программой "SCAD"?

[X-DeViL]

на первый взгляд сложной программой "SCAD"?

Честно говоря она и на второй взгляд не легче...

Я буду в своем репертуаре, и скажу что поиск рулит.

http://www.scadsoft.com/publications.shtml

[_Kostya_]

Статейки можно почитать, но хотелось бы найти какую-нить халявную книгу! Мда, наверное мечты...

[gvs]

как на Ваш взгляд СП решает ли проблему узла сопряжения колонны и плиты перекрытия

[молодой человек]

Здравствуйте! Решил посчитать простенький безригельный бескапительный каркасик и сравнить с ручным расчетом по рекомендациям Залесова. Все вроде понятно, вызывает сомнения перераспределение момента. Сравниваю полученные усилия от нагрузки 0,4т/м2. Посмотрите, пожалуйста, все ли я делаю правильно?