[EUDGEN]

Здравствуйте!
Аналогичная тема уже поднималась, но у меня частный вопрос. Прав ли я, если в пояснительной записке к расчету пишу следующее:
РАСЧЕТНАЯ СХЕМА
Расчетная схема здания представлена в виде комплекса конструктивных элементов (фундаментной плиты, диафрагм жесткости, колонн и ригелей, плит перекрытий и покрытия), работающих совместно.
ПРИМЕЧАНИЕ:
1. Прочность конструкций надземной части здания проверялась при учете защемления в уровне фундаментной плиты.
2. Прочность конструкций фундаментов здания (плитной части) проверялась при учете работы упругого основания с учетом жесткости вышележащих конструкций.
3. Пункт 1 принят в связи со сложностью учета этапов возведения и нагружения здания, а так же со сложностью учета неупругих деформаций на контакте надземной части и фундаментов, в результате которого по обрезу возникают нереальные усилия в колоннах и д/ж.
Поясняю: выкладываю файл сопоставления эпюр моментов двух вариантов схем. Слева с учетом совместной работы. Справа - защемление по обрезу.
Спасибо заранее за внимание.
[ATTACH]1133446949.dwg[/ATTACH]

[EUDGEN]

Хочу уточнить. Это очевидно, но эпюра только от вертикальных нагрузок. Представьте, если еще есть сейсмика. В колоннах (с учетом совм. работы), по обрезу получается дикое армирование (я не могу объяснить иначе, чем указано в примечании), см.начало темы.

[p_sh]

в данном случае левая эпюра (совместная) более правильная.
если у вас (как вы считаете) страшные моменты делайте шарнирное сопряжение колонны и фундаментной плиты или уменьшайте жесткость крайней колонны.

[DEM]

Хм меня смущает нулевой момент в крайней колонне (соединение с первой балкой)

[wjea]

EUDGEN
Прежде всего, примите себе за святое правило, никогда в
пояснительных записках не допускать многословия, особенно,
косноязычного. Это может сыграть с Вами, очёнь злую шутку.
Я попробую, написать пояснение от Вашего имени, предполагая,
что Вы работаете , как расчётчик, не важно, в другом отделе, при
отделе, но Вы лицо , которое получает, и отвечает, за полный объём расчётов конструкций здания.


Расчётная схема здания, выполнена на
основании задания лист….....
Инженерно геологические изыскания …..
Характеристики материалов, приняты в конструкциях согласно …..

Расчёт выполнен по програме (мам) ……….

Конструкции рассчитаны согласно СНиПам ……..

Расчёт выполнен на:

1 Основное сочетание лист. …….

2 Особое сочетание лист. …….

3……..

Расчёт элементов здания, произведён, в предположении двух вариантов :

1 С учётом совместной работы надземной и подземной части лист…….

2 Без учёта совместной работы частей здания лист ……..

3……….

На основании сравнительного анализа вариантов, рекомендуется принять вариант ……..


Вот это всё, что Вы как расчётчик, должны представить в записке.
Окончательный выбор варианта, за ГИПом.

В вашем же личном досье , на каждый объект, Вы должны описать все выкладки , по анализу вариантов, рабочие дополнения и изменения к заданию, а так же всё, что Вам взбредёт в голову.

ЗЫ Всё это, я писал предполагая, что Вас интересует, чисто техническая сторона оформления, расчёта. Но если Вас интересует анализ результирующих эпюр, то необходимы расчётные схемы загружений , сочетаний, вот тогда можно о чём-то говорить.

[EUDGEN]

Здравствуйте!
Спасибо всем участникам!
Если не затруднит, гляньте файл исходник (переименовать в scad.spr). Хочу заметить, что на данном примере не так явно прояаились подводные камни (для простоты, рассматривается плоскость XYZ и колонны 2D). Бывали реальные задачи, где все зашкаливало. Вопрос тот же: прав ли я, обосновывая таким образом проявление этих эффектов. (см. начало темы)
Выкладываю файл. Надеюсь, получится.
[ATTACH]1133514493.dwg[/ATTACH]

[p_sh]

[quote="EUDGEN"]Если не затруднит, гляньте файл исходник (переименовать в scad.spr). Хочу заметить, что на данном примере не так явно прояаились подводные камни (для простоты, рассматривается плоскость XYZ и колонны 2D). Бывали реальные задачи, где все зашкаливало. Вопрос тот же: прав ли я, обосновывая таким образом проявление этих эффектов. (см. начало темы)

хочу отметить что НДС элементов конструкции получается в результате решения системы л.у. Из этого получается - как вы составите схему - такие результаты и получите.
есть претензии к схеме.
-сопряжение колонны и плиты - см презентации на скад диске:multistore.***
-нагрузки на средние и крайние ригели часто различаются по значению.
-жесткость ригелей - маловата
- назначение коэффициентов упругого основания - ваше обоснование.?
по конкретной схеме криминального армирования не заметил. -как обычно - на пределе. 4D32 на сторону (12 на сечение) спокойно держат.

[p_sh]

в данном случае ставлю под сомнение возможность решения монолитного узла сопряжения крайней колонны с таким ригелем
рекомендации по этому поводу:
[ATTACH]1133545271.JPG[/ATTACH]

[p_sh]

2
[ATTACH]1133544524.JPG[/ATTACH]

[EUDGEN]

Здравствуйте!
Спасибо за внимание.
Пример, который я выставил, не самый красноречивый по теме вопроса. Реальными объектами не буду утомлять- они громоздки и уже в работе конструкторов. Я понимаю, что "класть арматуры надо побольше, чтоб себе осталось поменьше на решетку" - не помню чьи слова, но в принципе, успокаивающие. Дело в том, что все мы когда то учились в школе (ВУЗе). Знаем законы, закономерности, т.е. логику и обоснованность. А по нашей теме: когда выскакивают из логики цифры, понимаю, связанные с особенностями расчетной схемы, приходится подключать волю и интуицию к имеющимся знаниям. Здесь прозвучали советы: сделать шарнир колонна- фундамент, увеличь жесткость ригелей, откорректируй нагрузки, коэф-т постели...т.е. советы на стыке опыт-лигика-интуиция и это нормально! Начальный вопрос все же остается, но он снимется, если на весы обсуждения положат совет, типа :" наверное, допустимо считать проч-сть конс-ций верхушки при защемлении в фунд-тах", тем болеее, что в нормах это строго не регламентируется". Но это не подсказка, просто ищу единомышленников по ремеслу, извините, профессионалов.
PS Хочу добавить, иные расчеты, по совокупности разных факторов, не вызывающих сомнений (не режущих глаз), я считаю по левой схеме. Приглашаю обсудить новую тему.

[Jeka]

EUDGEN

Считать конструкцию в пространственной постановке при этом пренебрегая деформациями основания - это заблуждение, и вы сами на своем примере в этом убедились. Спрашивается - зачем тогда вам объемная схема? Когда-то здесь на форуме поднималась уже тема о необходимости расчета только с упругими опорами без всякой идеализации http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?p=...ghlight=#27484

А по поводу норм, то здесь как раз все ясно сказано, откройте любой СНип
СНИП 2.02.01-83 п. 2.4
СП 50-101-2004 п. 5.1.4 п. 5.1.6

Сооружение и его основание должны рассматриваться в единстве, т.е. должно учитываться взаимодействие сооружения с основанием. Для совместного расчета сооружения и основания могут быть использованы аналитические, численные и другие методы.

Согласен с Jeka. внимательно читайте СНиПы.
простой пример. этим летом один из проектных институтов разработал на основе типовой серии ж/б элементов 21-этажный дом. Прислали нам расчетную схему, выполненную в СКАДе на экспертизу. через пол часа был готов ответ - "не годится" - причина простая - каркас дома посчитан с учетом работы основания, но проектировщики, толком не разобрались как работать с прогой и в КРОССе заложили характеристики грунтов с ошибкой на 2 порядка в сторону увеличения - фундаментная плита "оказалась" на скале. Хотя район строительства подмосковье.
к чему все это?
к тому что, в результате усилия в колоннах получились гораздо меньше, нежели при нормальных характеристиках грунтов. В результате ширину фундамента пришлось увеличить, часть колонн первых 3-х этажей усиливать(менять). Оказывается дома этой серии уже начали строить(пара была построена до 20этажа, и пара до 10)... не знаю чем обернулось это проектировщикам, но думаю по головке не погладили.
выводы такие: при учете работы грунтового основания в расчетах каркаса здания усилия в несущих элементах получаются другие(зачастую отличие на 50-70%), нежели при расчете каркаса на "скале". Это происходит из-за неравномерности нагружения несущих элементов, что приводит к разностям осадок фунд., что в свою очередь усугубляет неравномерность распределения усилий в несущих элементах каркаса и появления в них дополнительных моментов.

[EUDGEN]

Здравствуйте коллеги!
С большим пониманием актуальности учета совместной работы основание-фундамнты-верхушка (далее О-Ф-В), соглашусь с вами по следующим позициям:
1. Для более точной (приближенной к реальности) передачи нагрузок от надземных кон-ций на к-ции фундаментов, необходимо расчетную схему представлять пространственной в связке О-Ф-В, тем более, что в СниП 2.02.01-83, п.2.5 об этом четко оговаривается (СП 50-101-2004 не имею, но он тоже по основаниям и фунд-ам).
2. Без сомнения, если учесть все особенности реальных факторов расчетной схемы :
- здание возводится и грузится синхронно, начиная с ф-тов;
- деформированная схема меняется в процессе возведения эдания;
- перераспределение усилий происходит так же синхронно;
- по мере возведения, нивелируются отметки ярусов, с учетом набегающих осадок основания от утяжеления возводимого сооружения. В итоге последний ярус (отм. покрытия) будет смонтирован горизонтальным. Это от собственного веса, но он преобладает. Так вот, при учете указанных процессов, в ригелях верхних этажей, картина М будет более логичной, чем показана на левой схеме (см. выше). И это все характерно для схемы с жесткими нижними опорами;
- еще бы неплохо учесть различие коэф.постели у края и по центру, при работе основания на основное и особое сочетание, о чем говорилось на форуме,
то проверка прочности надземных конструкций с учетом связки О-Ф-В была бы корректной!! Заметьте, я не коснулся особенностей нелинейных свойств деформирования материалов. Это учесть посложнее!
ПОСПОРЮ, не из вредности - ищу компромиссы и аргументы:
В СниП 2.03.01-84 п 1.15 , абзац 2. сказано: «…усилия…допускается определять в предположении их линейной упругости». И поскольку, я так думаю и вижу, в расчетных прогах методика, с учетом особенностей связки О-Ф-В не реализована, сохраняю за собой право прочность конструкций верхушки считать при условии защемления в уровне фундаментов. Обязательных рекомендаций, в указанном СниПе , разве, что п.1.11 (… для всех стадий – изготовления, транспортирования, возведения и эксплуатации…» , но об этом я упомянул выше, других не встречал.
3. Думаю, правильным будет следующий прием:
А). Фундамент считать в связке О-Ф-В в двух вариантах: 1 вар - на основное сочетание при расчетном Кпостели; 2 вар - на особое сочетание, при увеличенном Кп в 6-8 раз, как рекомендуют нек-рые справ-ки.
Б). Верхушку считать по схеме защемления, для основного сочетания. А для особого сочетания по схеме О-Ф-В при увеличенном Кп (точно как 2 вар. для фунд). Т.е. как минимум 3 варианта расчета.
ДА, если любопытно, гляньте фрагмент рез-тов реального расчета каркасно-связевого 11-ти эт. жилдома. Указанную арматуру в колонне 600х600 , AS1+AS1 +AS3+AS3= 200 cм2 я разместить не смог (это ж 25d32 !). Это тот случай, когда, я считаю, надо подключать волевые, но обоснованные решения.
[ATTACH]1133942723.dwg[/ATTACH]

[Jeka]

СниП 2.03.01-84 п 1.15 полностью

Усилия в статически неопределимых железобетонных конструкциях от нагрузок и вынужденных перемещений (вследствие изменения температуры, влажности бетона, смещения опор и т.п.), а также усилия в статически определимых конструкциях при расчете их по деформированной схеме следует, как правило, определять с учетом неупругих деформаций бетона и арматуры и наличия трещин. Для конструкций, методика расчета которых с учетом неупругих свойств железобетона не разработана, а также для промежуточных стадий расчета с учетом неупругих свойств железобетона усилия в статически неопределимых конструкциях допускается определять в предположении их линейной упругости

Тут все как на ладни. А по поводу расчетов с жесткими опорами я уже высказывался, если вы читали ту ссылку, которую я давал, то там есть пример (советую внимательно с ним разобраться!) где показано, как неучет упругих опор может привести к неверному (в корне! для некоторых элементов) распределению усилий. Или возьмем ваш случай: для жесткой схемы низ крайней левой колонны Ммакс=5,32, по упругой Ммакс=9.95. Из какого момента исходить при армировании? Или вы действуете по принципу "как заармируешь, так и сдеформируешь".

Я свое мнение высказал, извините за назойливость и повторы. :wink:

[EUDGEN]

Jeka!
На упомянутом Вами форуме, был мой дебют. Все материалы я внимательно изучал, включая Городецкого и Пельмутера. Кстати, корифеи настороженно пишут о учете О-Ф-В, ссылаясь на "трудности формализации", "слабоизученность грунтовой среды", "громоздкость точных моделей" - почти дословные цитаты из их работ. И о "подводных камнях" они то же предупреждают.
Так вот, если я чего-то не учитываю в расчетной схеме и знаю, что это укладывается в традиционные рамки по восприятию (читай опытом и временем проверенные) , с одной стороны, и с другой стороны: не примененяю не достаточно выверенные методики, которые приводят к необъяснимым эффектам, то вывод очевиден... И как пишет А.С.Городецкий, кстати, мой земляк, ..." Это пртиворечит основополагающему лозунгу: расчет - это способ рассуждений" (стр.36, 1-й абз сверху, книги"Расчет и проект.. из ..ж/б").
Я считаю, что мои рассуждения обоснованы.
Жаль, не высказаны советы по последней схеме. Похоже, надо было заармировать колонну по обрезу 24d32, и в первом ярусе оборвать 16 диаметров и пойти вверх 8d, не бред ли это? Вот, что значит чрезмерное усердие учесть неизученные (читай сложно формализуемые) эффекты.
Без обид, я при своем мнении.

Обычно для предваритеьной оценки влияния работы основания совмевстно со всей конструкцией прибегают к такому приему:
"собирают" весь каркас с защемлением и смотрят какие нагрузки воспринимают различные нижние колонны. Представьте себе соседние колонны у которых нагрузка отличается хотя бы на 20% (а бывает и в два раза). прикиньте как ведет себя фундаментная плита по этими нагрузками на грунте. Если вы себе четко отдаете отчет, что разность осадок будет невелика(например фунд.пл. толстая или имеются балки, обеспечивающие достаточную жесткость плиты), то можно( всетаки с натяжкой) каркас посчитать и с заделкой нижних несущих конструкций. а если жесткость плиты не примерную идентичность осадок? тогда мой вам совет - или считать всю конструкция совместно с основанием, или увеличивайте жесткость фундаментной плиты для обеспечения более и менее равномерных осадок по всей площади.

а на счет арматуры, которую невозможно впихнуть в сечение - выход простой - увеличьте поперечное сечение колонны на 10 см ( с тем же классом бетона) - все пройдет...

[EUDGEN]

ЛИС
Здравствуйте! Частично с вами солидарен.
Увеличение сечения ведет к увеличению усилий (М) и не всегда, таким образом, проблема разрешается. Проблема, на мой взгляд, в расчетных схемах типа О-Ф-В для каркасов с д/ж состоит в том, что зоны сопряжения вертикальных элементов с сильно отличающимися жесткостями, очень чувствительны, даже, на незначительные угловые деформации. Отсюда и громадные моменты. Особенно при расчетах на сейсмику. А некоторые советуют ввести шарнир, и момент исчезнет, а может и проблема, таким образом, отпадет?
Хочу спросить, приходилось ли вам считать подобные схемы? И по поводу Кпостели на особые сочетания: 7..8 или 4..6? И есть ли обоснование?
Если заинтересуетесь, могу выслать файлы .spr высотных зданий. За последние 3 года собралось полсотни (от 9 до 30-ти этажн). Не с каждой схемой были проблемы, но иногда приходилось напрягаться. В принятых решениях на все 100 не уверен, поэтому, вот, всех профи и мучаю. Хотя, это дело добровольное...

[p_sh]

чем больше жесткость колонны, стены - тем соответственно она больше на себя "собирает". Бывает, выходом может быть уменьшение жесткости перенагруженного элемента (кажется парадоксом) :arrow: но только для систем с шарнирным опиранием горизонтальных элементов на вертикальные. Для "монолитных" схем, вообще говоря, это тоже объяснимо соотношениями строительной механики.
схемку приплюсую скоро.
жесткость 3 много больше 2
[ATTACH]1134033029.JPG[/ATTACH]

[p_sh]

вот схема
*.gif->*.spr
[ATTACH]1134033102.gif[/ATTACH]

[EUDGEN]

P_sh
Простите, а как картинку перегнать в spr. Пробовал: copy... renam ... Но там, похоже, только ярлык 1кб. Не получилось. Я идею понял: 2 схемы; нижняя с балкой на упр. основании; нагрузка только по ригелям. Насчет жесткостей, догадываюсь, но может повторим по новой. Заименуйте файл как dwg, может с него получится?

Сообщение от EUDGEN Увеличение сечения ведет к увеличению усилий (М) и не всегда, таким образом, проблема разрешается. Проблема, на мой взгляд, в расчетных схемах типа О-Ф-В для каркасов с д/ж состоит в том, что зоны сопряжения вертикальных элементов с сильно отличающимися жесткостями, очень чувствительны, даже, на незначительные угловые деформации. Отсюда и громадные моменты. Особенно при расчетах на сейсмику. А некоторые советуют ввести шарнир, и момент исчезнет, а может и проблема, таким образом, отпадет? Хочу спросить, приходилось ли вам считать подобные схемы? И по поводу Кпостели на особые сочетания: 7..8 или 4..6? И есть ли обоснование? Если заинтересуетесь, могу выслать файлы .spr высотных зданий. За последние 3 года собралось полсотни (от 9 до 30-ти этажн). Не с каждой схемой были проблемы, но иногда приходилось напрягаться. В принятых решениях на все 100 не уверен, поэтому, вот, всех профи и мучаю. Хотя, это дело добровольное...

На особые сочетания такие здания не считал, потому как проектируем(экспертируем и осбледуем) только в средних широтах и иногда на Чукотке.
примеры высылайте на почту loskutovi_гав_mail.ru

Теперь давайте порассуждаем. Для чего в нормах указывается, что расчет фундаментов необходимо производить совместно с остальным зданием? потому, что отдельно фундамент (плита, ростверк, лента и т.п.) имеет малую жесткость и прикладывая точечные (погонные) нагрузки в результате получим большие разности осадок. Если же учтем верхнюю конструкцию, то жесткость увеличится и осадки будут более равномерны.
Для чего в нормах указывают на расчет каркаса совместно с основанием уже писал.
Т.е. палка о двух концах получается - хотим улучшить расчетную схему фундамента, но ухудшаем РС каркаса.
Из этой ситуации есть выход. дополните свою расчетную схему стнеками жесткости на этажах ниже нулевой отметки там где это возможно(оптимально по всей сетке осей). Если у вас под землю здание уходит метров на 10-15, то тех стенок жесткости которые в резултате получатся будет досточно для увеличения общей жесткости здания. Этим мы получим жесткую схему фундаментов и малые разности перемещений по колоннам верхней части здания.
попробуйте на каком либо из примеров. :wink:

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN P_sh Простите, а как картинку перегнать в spr.

если из IE то: кликаете контекстно, выбираете пункт "Сохранить объект как". В окне "Сохранить как" в поле "тип файла" выбираете "Все файлы" и в "имени файла" пишите ххх.spr

Сообщение от EUDGEN Я идею понял: 2 схемы; нижняя с балкой на упр. основании; нагрузка только по ригелям. Насчет жесткостей, догадываюсь, но может повторим по новой. Заименуйте файл как dwg, может с него получится?

перепроверил - все работает (сделайте как описано выше)

смысл данной РС таков: где жесткость больше там, по всем законам, и усилие больше.
поэтому как писано не в одной книжке - "эффективным способом уменьшения усилий в крайних колоннах является уменьшение изгибной жесткости колонны в соответствующем направлении". соответственно чтобы сохранить несущую способность по вертикальной силе (сохранить площадь) квадратную колонну переделываем в прямоугольную с ориентацией длинной стороны параллельно наружной стене.
(схемку еще одну, для наглядности сделаю)

[p_sh]

схема. не качественно показывает преимущества по армированию крайней колонны с уменьшенной изгибной жесткостью, но качественно показывает улучшение армирования по сравнению с увеличением жесткости крайних колонн (видимо оптимум в данном случае был в золотой середине) (ну а моменты - строго по науке!!)
*.dwg->*.spr
[ATTACH]1134116481.dwg[/ATTACH]

[EUDGEN]

p_sh
Здравствуйте!
Операция прошла успешно. Спасибо за урок.
Продолжаю тему, ощущая профессиональную поддержку и одержимость форумцев! Как-то я рассчитывал здание на фундаментной плите с ребрами вниз (14 ярусов; плита б=600, ребра 1200х2000 мм вниз. кто захочет, гляньте файл dwg>spr). Задача большая 60-70 минут, у кого крытые компы, может осилят и за 30.
Суть в чем? Я сразу предложил считать фунд. пл. сплошной (б=900). Не согласились. Вынужден был просчитать 2 варианта. В итоге, заказчик принял мой вариант, правда с плитой б=1000. Детали: Мало того, что ребристая плита сложна в конструировании и в изготовлении, так она же и работает как зверь со своей жесткостью, вовлекая контактеров в адскую работу. При этом плитная часть в отдаленных местах вообще не работает- хоть дырки делай. Последний фрагмент схемы, который я выставлял, из этой задачи. У кого какие мнения?

[EUDGEN]

Вот тот файл. Срузу не получилось. Файл более 4метров. Сделал rar и переименовал в dwg. Соответственно нужно сделать в обратном порядке. Кстати, может подскажите, как упростить операцию.
[ATTACH]1134117219.dwg[/ATTACH]

[p_sh]

посчитаю.
но с производством работ по устройству ребер вниз?? - весь верхний слой грунта - в сад!!!, соответственно туда и расчет, потому как: разуплотнение грунта и соответственно его характеристики.

возник вот такой вопрос (совсем для меня острый):
в лестнично-лифтовом узле, по моему, не хватает стен? а они на себя хорошо "загребают" нагрузку + место повышенной жесткости.
высылаю свою РС в ответ. какие нехилые силы и армирование под стенами ЛЛУ.!!
упругое основание по кроссу(версия 5.3) 2-ое приближение.(первоначально назначал 200 т/м3, потому как сходится быстрее, чем если назначить к-т выше против предполагаемого по факту)
также в
*.dwg->*.rar
[ATTACH]1134125648.dwg[/ATTACH]

[p_sh]

EUDGEN

еще к вам вопросы (может я заблюждаюсь):
1. при пастернаковском основании (у вас с1=1500т/м3 с2=100т/м) должно учитываться влияние окружающего грунта путем ввода законтурных элементов плиты. у вас не нахожу.
1.1 необычное соотношение с1 и с2, при каких грунтах такое наблюдается? (прикинул в скаде различные варианты - всегда по значению С1<<C2, при таких площадях фундамента)!!!

2. закреплены все узлы фундаментной плиты по X.Y.OZ. - убрали "нормальные напряжения" тем самым,возможно, занизили армирование. Посмотрите в мою схему - как рвет плиту этими (Nx. Ny) компонентами НДС плиты.!!

[EUDGEN]

p_sh
Здравствуйте!
Приятно обрадовался, что выполняются такие сложные расчеты!
1. По моей задаче пояснения: грунт, типа суглинки ( задан по рез-там геологии: Е=1200т/м2, ню=0.35, Н= 6 м). По Пастернаку С1 всегда больше С2. (С1 - на сжатие, С2 может быть=0, тогда модель Винклеровская, если я не ошибаюсь). Еще, лично я, ребристые (фунд) плиты не приветствую, даже ребрами кверху). Прошу ответить, следует ли при расчетах на сейсмику (особое сочетание) С1 увеличивать в 4...6 раз? Используете ли Вы в своей практике?
2. По Вашей задаче.
- Я как понял, схема безригельная, с обрамлением по периметру.
- Такая схема приемлема для акцента на нулевой цикл. Для проверки прочности вышележащих кон-ций, нужны и другие акценты. Так?
- Триангуляция фунд.плиты очень мелкая (0.3...0.6 м). Авторы программ рекомендуют размеры не менее толщины плиты.
- Достаточно подробно смоделирован узел контакта колонны и плиты. Дает ли это что-нибудь? Сверяли? А сечение 50х25, почему?
- Аналогичный вопрос по коэф. постели: величины С1= 300....2000, переменно- это, что из КРОССА, не пользовался ни разу. Чем не устраивает Пастернак? Сверяли ли рез-ты по двум методикам?
- По жесткости: д/ж сконцентрированы у Л/К с явным не совпадением ц.т. и ц.ж. Для сейсмики это не хорошо! Поэтому и рвет плиту!
Вопрос:
Приходилось ли представлять основание трехмерными (массивными) КЭ, есть ли в этом резон? Тогда что: КРОСС или Пастернак? И, повторяюсь, работа основания на особые сочетания: С1= 6С1?). Еще: реально ли в такой грмадине учесть физ. нелинейность? Не очень представляю... Хотя ЛИРОВЦЫ в восторге от комплектации. Но пробовал ли кто-то что-нибудь подобное посчитать? И сколько это будет стоить, а времени сколько?
Извините, может не про то меня спросили, но моя позиция, в принципе изложена.

[p_sh]

EUDGEN
сейчас не могу ответить на все вопросы, но обязательно постараюсь ответить.

Сообщение от EUDGEN - Аналогичный вопрос по коэф. постели: величины С1= 300....2000, переменно- это, что из КРОССА, не пользовался ни разу. Чем не устраивает Пастернак? Сверяли ли рез-ты по двум методикам?

Вопрос о выборе модели грунтового основания, для меня, сложен. Имеется множество показаний к применению той или иной модели в зависимости от типа и свойств грунтов основания. (не могу отметить своей искушенности в данном вопросе).
В нормативных рекомендациях есть рекомендация о использовании модели с переменным коэффициентом жесткости (видимо полагая на ее универсальность), что и заявлено scadsoft-ом по поводу Кросса, в основу которого положена на модель предложенная Федоровским В Г и Безволевым С Г.
отдельные случаи по разным моделям сопоставлял, результаты разные (сильно) . (армировал по огибающей :roll:, когда делал сравнения)

Сообщение от EUDGEN Достаточно подробно смоделирован узел контакта колонны и плиты. Дает ли это что-нибудь? Сверяли?

дает:
правильное решение данного стыка:
1. книга: Расчетные модели сооружений и возможность их анализа
2. презентации на диске scad: multystore_2004

Сообщение от EUDGEN А сечение 50х25, почему?

ошибка! забыл изменить!.

[p_sh]

по вашей геологии сделал рассчет в программе Пастернак от scadsofta

отчет
""
Список грунтов
Наименование Модуль деформации Коэффициент Пуассона Толщина слоя
Т/м2 м
суглинок 1200 0,35 6


Коэффициент сжатия С1 - 320,988 Т/м3
Коэффициент сдвига С2 - 888,889 Т/м

Отчет сформирован программой Пастернак, версия: 1.1.0.28 от 23.11.2005
""

весь в вопросах?? ,

программа Пастернак, цитата:
Для однородного в плане многослойного основания, состоящго из конечного числа слоев, каждый из которых является линейно-деформируемым и постоянным по толщине, коэффициенты жесткости основания могут быть определены по методике, предложенной М.И.Горбуновым-Посадовым, В.З.Власовым и П.Л.Пастернаком (см. [1]-[5]).

Программа Pasternak предназначена для определения коэффициента постели C1 (коэффициент сжатия) и C2 (коэффициент сдвига) по вышеуказанному методу.

[EUDGEN]

p_sh
Повнимательнее изучил Вашу схему. Возникли некоторые уточнения и вопросы:
1. Задан только С1,а С2=0. Т.е. работа основания на сдвиг не интересует? Тогда, чтобы плита не улетала, нужно по Х и У накладывать соответствующие связи на все узлы. У Вас, только некоторые узлы закреплены. Поэтому плиту и рвет в горизонтальном направлении.
2. В моей схеме связи по оси Х и У заданы на все узлы - фунд. плита достаточно жесткая по горизонту, и сдвигаться ей некуда. Сдвигающая нагрузка небольшая (даже сейсмическая) по сравнению с удерживающей Туд=G * Ктр.
А по поводу закрепления uZ, для фунд. плиты этот фактор ничтожен.

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN 1. Задан только С1,а С2=0. Т.е. работа основания на сдвиг не интересует?

задан только C1 в связи с тем, что данная модель грунтового основания учитывает распределительную способность грунта путем вычисления соответствующим образом коэффициентов С1. (подробнее по этой модели можно прочитать в руководстве к кроссу или в приложени к руководству скад офису.

Сообщение от EUDGEN Тогда, чтобы плита не улетала, нужно по Х и У накладывать соответствующие связи на все узлы . У Вас, только некоторые узлы закреплены.

тема о закреплении узлов плиты по X Y OZ на форуме обсуждалась (сейчас не могу найти ссылку, но не так давно), конечно мнения разделились. Я среди тех, кто считает, что закрепление всех узлов может привести к занижению напряженного состояния в плите. Но все же (я с вами согласен) свободное состояние узлов (кроме нескольких) плиты тоже дает не верную картину напряженного состояния в плите. Более правильным образом будет отражать работу плиты схема с учетом сил трения, тему поднимал, но, к сожалению, решения на не элементарные задачи не нашлось (решаются только одномерные). Поэтому (в запас) принимаю схему с закреплением нескольких узлов, выбирая их и степени свободы для закрепления такими, чтобы минимально влиять на напряженное состояние плиты. (подробнее об этом в соответствующенй теме на форуме).

Сообщение от EUDGEN Поэтому плиту и рвет в горизонтальном направлении.

плиту рвет (по моему) не из-за этого (в большей степени), а в связи с неудачной схемой здания, на которую я сильно влиять не могу (стесненные условия, технология и т.п. ) и являюсь лишь "инструментом" для установления возможности реализации такого объекта и расчета сечений на полученные усилия. так сказать активный наблюдатель. . Увеличение напряжений растяжения происходит и в следствие уменьшения сечения здания, и изменения этажности, и в связи с тем, что 2 лестнично лифтовых узла располагаются в местах изменения этажности и образуют с перекрытиями и фундаментной заключенными между собой жесткое ядро, и за этим ядром происходит изменение жесткости здания (на изгиб), а как следствие - концентраты напряжений.

Сообщение от EUDGEN 2. В моей схеме связи по оси Х и У заданы на все узлы - фунд. плита достаточно жесткая по горизонту, и сдвигаться ей некуда. Сдвигающая нагрузка небольшая (даже сейсмическая) по сравнению с удерживающей Туд=G * Ктр. А по поводу закрепления uZ, для фунд. плиты этот фактор ничтожен.

на этот вопрос я косвенно ответил чуть выше. + рекомендую прочитать тему посвященную данному вопросу.

ps о ранее заданных, но оставшихся без ответа, вопросах помню, отвечу позже.

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN Прошу ответить, следует ли при расчетах на сейсмику (особое сочетание) С1 увеличивать в 4...6 раз? Используете ли Вы в своей практике?

в силу географического положения с сейсмикой не сталкиваюсь, об этом, возможно, нам поможет Yuriy, он упоминал что занимался данной проблемой. Со своей стороны выскажу мнение: характеристики материалов при кратковременных воздействиях (конструкционных (сталь бетон,..) и грунтов) отличаются от характеристики материалов при статических воздействиях., причем в сторону улучшения -> увеличение модулей упр и т.п. В грунтах при кратковременных нагрузках в качестве их деформационной характеристики, видимо, следует использовать модуль упругости. Однако конкретной цыфрой вас не порадую. Как отмечено в руководстве к программе Кросс: "если нет данных исследований (а их ни в одной геологии не встречал), модуль упругости=модуль деформации/0,12"
По поводу сейсмических воздействий на этот счет приходит одна мысль: если в процессе землетрясения не нарушается структура грунта и его свойства (грунт все еще можно рассматривать сплошным телом) то вероятно коэффициенты постели, вычисленные на основе модуля упругости вычисленного вышеприведенным способом можно положить в расчетной схеме. Если же нарушается структура грунта и его свойства - связных мыслей не имею (отмечу, что такой подход, вероятно, малопригоден.)

Сообщение от EUDGEN 2. По Вашей задаче. - Я как понял, схема безригельная, с обрамлением по периметру.

да

Сообщение от EUDGEN - Такая схема приемлема для акцента на нулевой цикл. Для проверки прочности вышележащих кон-ций, нужны и другие акценты. Так?

да, необходимо для конструкций вышележащих этажей уточнять схему.

Сообщение от EUDGEN - Триангуляция фунд.плиты очень мелкая (0.3...0.6 м). Авторы программ рекомендуют размеры не менее толщины плиты.

нет, от количества элементов в пролете зависит точность решения. чем мелче- тем точнее.(в разумных пределах. по моему, их не перешел)

Сообщение от EUDGEN Приходилось ли представлять основание трехмерными (массивными) КЭ, есть ли в этом резон?

Если предположить, что грунт - линейно деформируемая среда, то решение на объемных к.э. будет соответствовать(в сторону уточнения, при правильном ее составлении) любой модели описывающей грунт как упругодеформируемую среду. Однако различные модели (как запомнилось из различных источников) точнее описываю работу соответствующих типов грунта, или видов воздействий.
по высказываниям коллег для себя пришел к выводу - смысла нет.
надеюсь ответил (высказал мнение) на большинство вопросов.
жду ваших замечаний.

[p_sh]

Сообщение от p_sh Но все же (я с вами согласен) свободное состояние узлов (кроме нескольких) плиты тоже дает не верную картину напряженного состояния в плите. Более правильным образом будет отражать работу плиты схема с учетом сил трения, тему поднимал, но, к сожалению, решения на не элементарные задачи не нашлось (решаются только одномерные). Поэтому (в запас) принимаю схему с закреплением нескольких узлов, выбирая их и степени свободы для закрепления такими, чтобы минимально влиять на напряженное состояние плиты.

схема с закреплеными по X Y oZ полагаю дает более неверные результаты, (не могу подтвердить формулами) еще и потому, что сила трения (сопротивления предполагаемому сдвигу плиты, а не покоя) распределяется по подошве фундаментной плиты неравномерно в связи с тем, что плита не является бесконечно твердым телом, а может иметь "внутренние" деформации.
Если доказать что фундаментную плиту можно принять как бесконечно жесткое тело (касательно сдвига относительно грунта), то в качестве расчетной схемы, можно принять схему с равномерным (в зависимости от реакции грунта, конечно) распределением силы трения по её подошве, всегда направленной противоположно вектору сдвигающей силы.
Как это сделать в скаде - не знаю.
жесткостями (пружинами) нельзя, потому что нарушается физический смысл силы трения.
а решение в целом такое.
1. сила сдвига = суммам сил трения
2. направлена в противоположную сторону
3. закон распределения сил трения - пропорционаольно произведению коэффициента трения и давления в окрестности точки.
4. один из узлов фундаментной плиты можно(необходимо) закрепить для уравновешивания погрешности в 1 (первом) условии.

[EUDGEN]

p_sh
Здравствуйте! Спасибо за активную беседу!
На дворе зима, казалось бы должен быть спад у проектировщиков, ан нет- завалили работой: 3 объекта в работе, на подходе еще 3. Такая у нас работа, не жалуюсь.
Бесспорно, участие в форуме, систематизируют накопленные знания и опыт. Должен признаться, не шучу - форум стал генератором адреналина. Поначалу я удивлялся бескорыстным словесным обменам между форумчанами, но сейчас для себя понял, это стало непременным и необходимым ритуалом, каким-то эмоционально-энергетическим лекарством, в хорошем понимании.
А что касается подводных камней и айсбергов, то , как ни странно - чем больше познаешь тем больше вопросов возникает! Я понял одно: квалифицированного и однозначного рецепта в вопросе моделирования работы строительных конструкций не существует. А недавно я прочел фразу, высказанную проф.НИИЖБ Клевцовым: "...ж/б конструкции работают так, как они законструированы...", поэтому десятилетиями стоЯт сооружения запроектироованнные и гениями, и посредственными спецами, и прощают нам наши промахи. Не все, к сожалению, прощается. Примеров много...
По этой теме, больше никого не буду мучить. Надолго ли? не знаю!
Но тема еще открыта...

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN Но тема еще открыта...

ALL
надеюсь, на оппонирование с вашей стороны. потому что:
-не разделяю оптимизма проф. Клевцова.
-хотелось бы не допускать промахов.
-способствует увеличению знаний.
-др.

[EUDGEN]

s_ph
Ничего удивительного в словах профессора нет. Давайте будем откровенны. Моделирую деловую игру: 10 независимых сертифицированных проектировщиков (конструкторов-расчетчиков), при одинаковых исх. данных выдадут на гора 10 различных вариантов (как расчетов, так и рабочки), и все они будут правы. В зависимости, кто какими предпосылками (СНиПами, руководствами и т.п.) руководствовался. И не забудем человеческий фактор, типа: побольше арматуры в конструкцию - поменьше себе на решетку!).
Я приветствую принцип: максимальное приближение расчетной модели к реальной натурной ситуации, но, будем честными- мы очень многого не знаем (и не потому что тупые- сложности в формализации явлений: развития и раскрытия трещин, учет зацеплений берегов трещин, учет работы бетона между трещинами, перераспределение напряжений и т.д., я не кичусь - это тема моей диссертации, а я учился в НИИЖБ), и к сожалению, (извините за повтор), лучше воздержаться от необоснованной операции, чем пришить или отрезать по просьбе клиента! Это не значит, что я фаталист, отнюдь, мой дивиз: вперед, ввысь и всегда.

[EUDGEN]

s_ph
Извините, перекрестил Вас.

[EUDGEN]

p_sh
Наверное устал, иду домой.

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN лучше воздержаться от необоснованной операции

а вот с этого момента попрошу вас по подробнее раскрыть мне глаза на необоснованность моих действий. plz. Ибо стремлюсь к тому, чтобы я мог обосновать все (как можно больше) детали и решения в моих расчетных схемах, потому как необоснованность - прямая дорога к ошибке.
??

[EUDGEN]

Здравствуйте коллеги!
p_sh
Извините, но никого не критикую!
Но, если хотите конкретики, то в вопросе оценки реальной работы сцепки О-Ф-В, я вижу необоснованность в следующем:
1. Верхушка давит на фундамент, а не фундамент увлекает за собой надземку, даже в том случае, если где-то произойдет подмачивание основания. Т.е. в линейно-деф. моделях, еще и без учета истории возведения сооружения, когда всю нагрузку мы прикладываем на отстроенную модель, основание-фундамент обладает большей податливостью (я рассматриваю по вертикали) и деформируясь по такой модели, увлекает за собой всю верхешку. И все это отражается, в первую очередь на сечениях по контакту с фунд-ами, и на верхних ярусах для ригелей из-за чрезмерных относительных перемещений. Сам-то бетон сжимается незначительно. Здесь я немножко намешал всего, но делаю вывод:
- для более точной передачи нагрузок от верхушки на фундамент (основание), необходимо учитывать совместную работу О-Ф-В;
- ввиду сложности учета определенных факторов и процессов в сцепке О-Ф-В (включая все этапы: проектирование, возведение и эксплуатацию), при наших расчетных предпосылках (не буду перечислять, но неучет всех реальных факторов приводит к необъяснимым, нереальным рез-там, а учесть правильно мы их не умеем), расчет прочности надземных конструкций выполнять по усилиям при заделке по обрезу.
Извините, это только разминка, все интересное впереди... жаль загрузка большая.

Сообщение от EUDGEN Здравствуйте коллеги! - ввиду сложности учета определенных факторов и процессов в сцепке О-Ф-В (включая все этапы: проектирование, возведение и эксплуатацию), при наших расчетных предпосылках (не буду перечислять, но неучет всех реальных факторов приводит к необъяснимым, нереальным рез-там, а учесть правильно мы их не умеем), расчет прочности надземных конструкций выполнять по усилиям при заделке по обрезу. Извините, это только разминка, все интересное впереди... жаль загрузка большая.

Позволю себе не согласится с Вами.
повторюсь: расчет ж/б каркаса с жестким защемлением нижних колонн будет не совсем корректным.
Почему? потому что фундаментная плита имеет свойство деформироваться неравномерно по всей площади. Тогда под разными колоннами будут различные осадки и возможны крены. Это приведет к появлению эксцентриситетов в колоннах и изменению их армирования.
Как известно ж/б колонна - конструктивный элемент, работающий в основном на сжатие. Продольная арматура предусматривается для восприятия каких то моментов и поперечных сил, возникающих в основном от случайных эксцентриситетов. Поэтому если в колонне возникают внушительные моменты, то её заменяют пилоном или стенкой жесткости, способной воспринимать эти моменты без существенного увеличения армирования. Ведь нельзя же до бесконечности увеличивать армирование колонн. Ж\Б - он ведь работает как ж/б при соотношении арматуры к бетону не более 120кг арм. на 1 куб бетона. При увеличении сечения арматуры необходимо увеличивать шаг и т.п., чтобы обеспечить нормальную работу армированного бетона. Это ведет к увеличению поперечного сечения.

Поэтому, если вы хотите считать каркас здания заделанный жестко, то вам необходимо увеличить жесткость стилобатной части здания, путем введения вместо колонн хотя бы пилонов (оптимально стен жесткости). тогда на эту жесткую "коробку" можете ставить свой каркас.

все вышенаписанное не претендует на истину в последней инстанции.
просто на личном опыте осбледования и проверочных расчетов подобных конструкций.

[EUDGEN]

ЛИС
Гляньте мой пост под номером 13 по поводу влияния вертикальных нагрузок на колонны и эффекта "исправления- нивилирования" элементов каркаса. Меня, в большей степени, беспокоит работа каркаса на сейсмику, где преобладают изгибные факторы. Громадные усилия по обрезу, еще и с с учетом деф.схемы конструкций фундаментов, при сложностях формализации работы основания и неоднородности грунтов как по ф-мех св-твам, так и в процессе эксплуатации (подмачиваие, осадка-просадка) не позволяют однозначно сказать о природе явления. Повторюсь (к сожалению, никто не отозвался на коэф. постели при сейсмике). В разных источниках рекомендуется величена С1 =(4...10)С1. Явно волевая процедура, хотя очень логичная!
Согласен с вами о необходимости ужесточения стелобата, но мода: подземные гаражи, проезды... не позволяют. Согласен с увеличением жесткости самой плиты, лучше на свайном поле. Но это не всегда приемлемо по разным причинам.
Не уверен, где больше крамолы: при обоснованном неучете или при необоснованном учете неизученных (слабоформализуемых) эффектов?
Извините за каламбур.

Сообщение от EUDGEN Здравствуйте коллеги! 2. Без сомнения, если учесть все особенности реальных факторов расчетной схемы : - здание возводится и грузится синхронно, начиная с ф-тов; - деформированная схема меняется в процессе возведения эдания; - перераспределение усилий происходит так же синхронно; - по мере возведения, нивелируются отметки ярусов, с учетом набегающих осадок основания от утяжеления возводимого сооружения. В итоге последний ярус (отм. покрытия) будет смонтирован горизонтальным.

По вашей логике грунт садится мгновенно, по мере увеличения нагрузки. Но так не бывает никогда и нигде. Да какую то часть осадки основание получает почти мгновенно. Но большую часть осадки здание дает в последющие 5 лет и еще лет 20(при условии хороших грунтов) здание продолжает садится даже если не происходит каких либо непредвиденных обстоятельств типа изменения гидрогеологических свойств (подтопление или осушение), вымывание породы и т.п. В настоящее время длительную консолидацию грунтов основания практически невозможно учесть в расчетных комплексах типа СКАД (хотя теоритеческие выкладки существуют давно). Но зато СКАД может показать характер будущих осадок, что мы и наблюдаем при учете основания в виде коэфф. постели.
второй момент - в СКАДе грунт рассматривается как упругая среда, но всем известно, что грунт это неупругая среда(смотрите зависимость деформаций от напряжений), т.е. он пластичен в обличие от стали и ж/б... дальше сплошная теория из области реологии грунтов, которая на практике среди специалистов к сожалению очень слабо распространена.

На счет сейсмики не могу коментировать коэф. постели.
В настоящее время существует методика и написана даже прога(ДСП) в нашем институте по расчету подземных сооружений на прохождение подземной взрывной волны(предполагается атомный взрыв) с учетом неупругих деформаций грунта. Грунтовая среда моделируется с использованием уравнений состояния в вариантах близких к модели С.С. Григоряна (упругая среда частный случай). Развитие пластических деформаций в грунте рассчитывается с использованием закона течения Прандтля-Рейсса. Задача расчета параметров напряженно-деформированного состояния грунта ставится как динамическая, т.е. зависящая от времени. Сейчас ведется работа для адаптации (или доработке) этой проги для расчетов не на динамические нагрузки, а на статику(по сравнению со взрывом). Но эту задачку можно попробовать для расчета сейсмики.

[p_sh]

EUDGEN
по поводу C1 при сейсмических воздействиях.
рассматривая механически сооружение при сейсмическом воздействии, вспоминая о том, что сейсмические воздействия (возможно я ошибаюсь: дилетант в сейсмике) бывают горизотнально направленными и вертикально направленными.
для вертикально направленных воздействий вероятно увеличение С1 оправданно и как я предполагал ранее его значения можно вычислять основываясь на модуле упругости. для горизонтально направленных сейсмических воздействий с позиции работы грунта на сжатие изменений не происходит, поэтому можно сооружение рассматривать на С1 вычисленном на основе модуля общей деформации.
Однако, частотные характеристики расчетной схемы сооружения на С1 вычисленном на основе модуля общей деформации будут в сторону увеличения периодов собственных колебаний, поэтому расчетная схема на С1' большем по значению чем С1, вычисленном на основе модуля общей деформации, даст более точные частотные характериситки системы основание-сооружение. Соответственно, что даст больший вклад в усилия: сейсмика или статические нагрузки, в ту сторону должна и стремится расчетная схема по части назначения окончательного С1.
ибо все есть только рассуждения....

[EUDGEN]

Здравствуйте!
ЛИС, p_sh
Благодарю вас за участие в обсуждении, думаю, наиболее волнующей проблемы при моделировании работы зданий и сооружений.
Обобщая выше высказанное всеми спецами, и, свои мысли вслух, делаю для себя следующие выводы:
1. Не все так просто, как это может показаться при взляде мельком, в вопросе учета совместной работы оснований, фундаментов и надземных конструкций.
В Ж/Б СНиПе (2.03.01-84) основные положения нацелены на расчет и конструирование отдельных элементов (сечений), при учете всевозможных факторов... Частично в п1.11 и 1.15 даны рекомендации и по конструкциям вцелом;
СНиП по основаниям (2.02.01-83) в п.2.4 и 2.5 дает рекомендации по расчетной схеме (сооружение-основание или фундамент-основание) с учетом всей гаммы факторов, но они сложны для реализации (почитайте п.2.4, похоже авторы погорячились);
СНиПов, рассматривающих особенности работы элементов в конструкциях (рамах, каркасах, фермах и т.д.), насколько мне известно, не существует. Да, есть рекомендации, пособия, указания, но насколько они обязательны и достаточны, каждый решает сам. Т.е. конструктору приходится, в меру своей квалификации и информированности, принимать решения (часто волевые или интуитивные) для формирования расчетной схемы, включая прогноз совместной работы отдельных элементов.
Цифровые модели в ЛИРА, SCAD, и др.способны достаточно подробно описать геометрию, жесткости, нагрузки, и связи всех компонентов расчетной схемы - спасибо за это всем разработчикам. При учете упрого-линейной работы материалов, результаты расчета, у всех опытных расчетчиков будут идентичны. Но!, как только подключается к анализу результатов опыт, интуиция и воля, доводка результатов до конструирования встречается со многими проблемами.
Не побоюсь определения, но наша работа творческая, интересная и не легкая! Но принцип: "Вперед, ввысь и всегда!" делает жизнь насыщенной.
Удачи всем! Тема остается открытой!

[EUDGEN]

Уважаемые коллеги!
Проделав определенную работу со времени выставки темы, посетив другие темы, для себя сделал выводы, учитывая сейсмический регион моего трудоголизма:
1. Модель О-Ф-З на деформированном основании применять только на основное сочетание нагрузок (для проверки прочности всех кон-ций).
2. Для проверки прочности на особое сочетание применять модель упругого основания при учете демпфирующих свойств грунтов основания (см. тему " Моделирование С1, С2...") для конструкций фундаментов.
3. Для прочности наземных конструкций применять модель при защемлении по обрезу фундаментов. (Обоснование имеется в "Пособии по проектированию оснований и фундаментов" п.10.3)
PS
Т.е. для оценки деформационных и прочностных факторов основания и сооружения, необходимо выполнить, как минимум, 3 расчета, из анализа которых и можно принять конструктивные решения для рабочки КЖ.
Другие мнения есть?

[EUDGEN]

Уважаемые коллеги!
Проделав определенную работу со времени выставки темы, посетив другие темы, для себя сделал выводы, учитывая сейсмический регион моего трудоголизма:
1. Модель О-Ф-З на деформированном основании применять только на основное сочетание нагрузок (для проверки прочности всех кон-ций).
2. Для проверки прочности на особое сочетание применять модель упругого основания при учете демпфирующих свойств грунтов основания (см. тему " Моделирование С1, С2...") для конструкций фундаментов.
3. Для прочности наземных конструкций применять модель при защемлении по обрезу фундаментов. (Обоснование имеется в "Пособии по проектированию оснований и фундаментов" п.10.3)
PS
Т.е. для оценки деформационных и прочностных факторов основания и сооружения, необходимо выполнить, как минимум, 3 расчета, из анализа которых и можно принять конструктивные решения для рабочки КЖ.
Другие мнения есть?

[EUDGEN]

Уважаемые коллеги!
Тема не исчерпана:
1. Выполняю расчет 14-ти эт жилдома...по схеме О-Ф-З...
2. Высталяю три картинки:
а) эпюра моментов от вертикальных нагрузок;
б) деформации по Z от вертик. нагрузок;
в) эпюра моментов от сейсмики.
3. Вопрос: не видите ли Вы нелогичность эпюры моментов в нижних участках колонн, если относительные перемещения смежных узлов практически совпадают, т.е. деформаций изгибных нет, а момент громадный и посмотрите на его знак...
4. Даже от сейсмики такого не наблбдается...
PS
Потому-то я и защемляю по обрезу при проверке прочности наземных конструкций.
Выставляю по одной картинке - иначе не умею...
[ATTACH]1150296182.jpg[/ATTACH]

[EUDGEN]

Здесь перемещения от вертик. нагрузок
[ATTACH]1150296338.jpg[/ATTACH]

[EUDGEN]

И наконец М от сейсмики:
[ATTACH]1150296554.jpg[/ATTACH]

[EUDGEN]

Для полной картины выставляю схему М при защемлении по обрезу:
PS
Смотреть совместно с тремя предыдущими постами (картинками).
[ATTACH]1150363527.jpg[/ATTACH]

[p_sh]

позвольте пока не удивляться результатам до рассмотрения расчетной схемы...

[EUDGEN]

P_SH и др.
1. РС как обычно просты и осязаемы...
2. Дело не в том, как я моделирую...меня волнует вопрос: почему, при мизерных деформациях такие колоссальные моменты в колонных, замечу: от вертикальных нагрузок?
3. Выставляю файлы на обозрение...
[ATTACH]1150387135.rar[/ATTACH]

[p_sh]

когда я начал только начинать разглядывать расчетные программы (а это было не так давно. EUDGEN, вы были и являетесь участником моего становления), на подобный вопрос, я ,как мне и теперь кажется, дал довольно точный ответ - Всё получается в результате решения СЛАУ. К сожалению самый точный ответ на вопрос КАК не дает ответа на вопрос ПОЧЕМУ для конкретного случая именно так.
Здесь, если не устраивает, по каким-либо соображениям : конструктивным, просто не нравится и т.п., я полагаю следует изменять конструктивную схему здания.

и к моему сожалению вопросы моделирования не играют второстепенную роль... Я считаю здесь требуется быть формалистом, бюрократом, но не творцом. чтобы от первой стадии - не сильно задумываясь КАК, переходить к ПОЧЕМУ..



ps. попробуйте смоделировать соблюдая отмеченные в результате опытов формальности - для удовлетворения моего самолюбия... - да и интересно результаты сопоставить. Оставляю за собой право отстаивать свою т.з. - надеюсь во благо.

вот плита - как я её мыслю, для деф основания следует изменить характеристики основания
[ATTACH]1150391403.rar[/ATTACH]

[Boniconstr]

Сообщение от EUDGEN Уважаемые коллеги! Проделав определенную работу со времени выставки темы, посетив другие темы, для себя сделал выводы, учитывая сейсмический регион моего трудоголизма: 2. Для проверки прочности на особое сочетание применять модель упругого основания при учете демпфирующих свойств грунтов основания (см. тему " Моделирование С1, С2...") для конструкций фундаментов. Другие мнения есть?

Уважаемый EUDGEN. Если вы считаете здание, то финал всего этого это прохождение экспертизы. Если вы собираетесь учитывать демпфирующие свойства грунтов, то в пояснительной записке к расчету вы должны указать откуда вы взяли С1.
Для обоснования этого вам не хватит обсуждений и сделанных выводов на форуме ИМХО
Может вы можете назвать какие либо нормы, в которых оговаривается этот эффект грунта? Я пока таких не встречал.
ЗЫ Разговаривал с преподавателями с кафедры основания и фундаменты, так они сказали что такие свойства грунта только изучаются и ни в какие нормы еще небыли занесены.
ЗЗЫ Я абсолютно согласен с тем, что этот эффект надо учитывать, но как это завизать с действующими нормами не знаю!

[p_sh]

Может вы можете назвать какие либо нормы, в которых оговаривается этот эффект грунта? Я пока таких не встречал.

уточню:
С1 С2 С3... не эффект и даже не свойство грунта - это составляющая его модели, которой он пытается быть смоделирован с учетом основных предпосылок (гипотез)

ЗЫ Разговаривал с преподавателями с кафедры основания и фундаменты, так они сказали что такие свойства грунта только изучаются и ни в какие нормы еще небыли занесены. ЗЗЫ Я абсолютно согласен с тем, что этот эффект надо учитывать, но как это завизать с действующими нормами не знаю!

подсказываю

Сообщение от СНиП 2.02.01-83* Основания зданий и сооружений 2.40. Расчетная схема основания, используемая для определения совместной деформации основания и сооружения, должна выбираться в соответствии с указаниями п. 2.4. Расчет деформаций основания следует, как правило, выполнять, применяя расчетную схему основания в виде: линейно деформируемого полупространства с условным ограничением глубины сжимаемой толщи Hc (п. 6 обязательного приложения 2); линейно деформируемого слоя, если: ...

предложения и прочее по определению С1С2 лучше адресовать в одноименную тему

[Boniconstr]

Уважаемый p_sh
В тех источниках, которые вы привели, нет ни слова о том, что грунт, испытывая нагрузки, с малой продолжительностью по времени (та же сейсмика) ведет себя как жидкость (почти не сжимается).

Меня интересует, по какому божественному озарению я решил увеличить С1 в несколько раз. Как это объяснить в экспертизе? Про расчет С1 и С2 я не спорю и то, что высказали EUDGEN и вы я полностью поддерживаю.

[p_sh]

здесь (в увеличении С1) отражается следующая мысль:
модуль вторичного сжатия - приведенный в СП 50-101-2004

5.5.31 Осадку основания s , см, с использованием расчетной схемы в виде линейно деформируемого полупространства (п.5.5.7) определяют методом послойного суммирования по формуле ... Ee,i- модуль деформации i -го слоя грунта по ветви вторичного нагружения, кПа; ...

т.е. основанием для вычисления С1 в даном случае (при кратковременных воздействиях) может служить модуль вторичного сжатия.
Однако не скажу что модель выстроена корректно, в том смысле, что ЯТД следует сначала придать сооружению деформированое сосояние, полученное от его "нормальных" осадок и рассматривать его на основании , соответствующему модулю вториного сжатия, причем моделью в данном случае может быть не модель УПРУГОГО СЛОЯ а МОДЕЛЬ КОЭФФИЦИЕНТА ЖЕСТКОСТИ (Винклера),
в данном случае следует расматривать сооружение на композитной модели: ЛДС - первичное нагружение, КЖ - стадия эксплуатации.
такую модель предположительно (имеющимися средствами) можно выстроить используя МОНТАЖ лиры, но , к счастью, такой проблемой не озадачен идо проектируем в несейсмичной зоне невысотки.

[EUDGEN]

Уважаемые коллеги!
Вот, что меня волнует:
По поводу непоняток с моментами в нижних колоннах при модели О-Ф-З, я объясняю только с потерей континиума в дискретных моделях. Посудите сами: колонна и д/ж отлиты в одной опалубке, а мы своей триангуляцией эти свойства нарушаем. Поэтому и скачки моментов по обрезу. Обойти этот эффект расчетной моделью (дискретной) сложно - мы же не можем триангулировать до размера молекулы...
И все же, я думаю, что защемляя по обрезу, совместная работа колонны и д/ж по обрезу фундаментов более близка к реалистичной. Не знаю, чем это подтвердить, разве что эксперементально...
Тема о "подводных камнях..." пока для меня актуальна и не достаточно освоена.
PS
Несколько ограничили выход в интернет и много работы.
По вопросам демпфирования я высказывался на теме "опять о сейсмике" в инжиниринге и приводил некоторые ссылки на литературу.

[EUDGEN]

p_sh
1. Да уж, Ваша РС в посте 56 похожа на произведение искусств - ажурность и фундаментализм, которым, я, к сожалению, не очень-то владею...
2. Логика Ваша с учетом изменения модели основания при работе на вериткльные нагрузки, а затем старт от достигнутого при сейсмическом воздействии - не лишина смысла...Я бы сказал бы: пионерное направление . Но, как это все проверить и так ли на самом деле грунты основания работают?
3. Однако, на мои вопросы, ответов, пока, не получил...
Если кто-нибудь меня убедит в реализме эпюры моментов в колоннах от вертикальной нашрузки (при О-Ф-З), я готов публично обозвать себя невеждой в области, которой я занимаюсь большую часть своей жизни!
PS
Некоторые объяснения (догадки) я привел в пред. посте.

[OlegM]

Что-то, уважаемые коллеги, схема из 55 поста, у меня не решается, говорит: Для загружения 3 заданы массы по направлениям отсутствия реакции си
стемы и Не заданы массы для загружения 3.

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN Но, как это все проверить и так ли на самом деле грунты основания работают?

помню, что вы обратили внимание на цитату, содержание которой я вряд-ли смогу воспроизвести дословно, но смысл её в ограничении числа учитываемых в расчетной гипотезе факторов, т.к. в противном случае расчет безусловно зайдет в тупик... и более того не сможет быть осуществлен.

Сообщение от EUDGEN Если кто-нибудь меня убедит в реализме эпюры моментов в колоннах от вертикальной нашрузки (при О-Ф-З)

думаю что здесь не следует вступать в сложные философские дискуссии. Достаточно обратится к слуге всех наук - математике..., которая способна дать ответ безпристрастно..

[p_sh]

EUDGEN, для выполнения доказательства обращаюсь к экспериментам из темы С1С2. Ниже в архиве приведены модели, в которых рассматривались и сравнивались усилия в фундаментной плите при различных (и максимально точно следующих формальностям моделирования) способах моделирования УО в виде ЛДС.
Данные модели показывают близость результатов по плите (верхушку еще не рассматривал) Возможно стоит на них перейти к рассмотрению надземной части??, однако я полагаю что и по надземной части будет хорошее совпадение (от противного: если часть расчета неправильная ,то нет никаких оснований считать правильной и остальные результаты (см также цитату из книги А Перельмиутера "РМС и В А").

Все же для развития темы будет полезно на данных моделях (путем копирования этажа) посмотреть на результаты расчета многоэтажного здания на УО в виде ЛДС
(расчеты в ing2005 и scad3.71)
[ATTACH]1151125035.rar[/ATTACH]

[p_sh]

EUDGEN, прошу вас обратить внимание на следующую модель УО и сопоставить решения по моментам, а не по реакциям, с выводами М.И Горбунова-Посадова (в модели использовались формулы С1=0,138Е/(1-nu^2); С2=С1*2.
модель справа - модель Винклера (заданы С1С2 но не заданы законтурные элементы)
[ATTACH]1151392618.rar[/ATTACH]

[EUDGEN]

p_sh
По объективным причинам остались без моего внимания Ваши 64 и 65 посты.
1. По 64 я сопоставлений не увидел. МИКРОФЕ не пользуюсь...
2. По 65 очевидно влияние законтурных КЭ. Но, к сожалению, Вы скупы на комментарии к своим тестам и каких-то полезных выводов, для себя, я из рез-тов не сделал.
PS
а). Очень надеюсь на появившиеся на форуме молодые силы:
Inner

Начинаю писать магистерскую диссертацию на тему нелинейных методов совместных расчетов оснований и фундаментов. Буду рад любой помощи со стороны профессионалов.

б). Рассчитываю на Ваше дальнейшее терпеливое внимание к данной теме. О себе, как личности и профессионала, умалчиваю, но таю такую же надежду.

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN p_sh 2. По 65 очевидно влияние законтурных КЭ. Но, к сожалению, Вы скупы на комментарии к своим тестам и каких-то полезных выводов, для себя, я из рез-тов не сделал.

расшифровываю
на рис 152 представлены единичные изолинии (в правом нижнем квадранте в частности - изгибающие моменты) решения !теоретического! квадратной жесткой плиты на упругом основании.
Размер модели(20м*20м) и нагрузки (1т/м2) подобраны таким образом чтобы при использовании формул перехода (в тексте) Мх=_Мх_*а*q получались аналогичные значения (с разницей в 2 порядка). При использовании комбинации 1 должны получатся усилия с тем же порядком.
В результате анализа расчета замечено что левая РС удовлетворительно приближается к значениям на рис 152.
Из чего следует вывод о том, что выбранная тактика моделирования модели упругого основания путем поделирования его двухпараметрической моделью С1С2 удовлетворительна к практическому применению.

[EUDGEN]

p_sh
1. Т.е. Вы хотите сказать, что модель:

формулы С1=0,138Е/(1-nu^2); С2=С1*2.

хорошо согласовывается по изг.моментам с теорией по Горбунову-Пасадову? т.е. это его формулы?
2. В Вашем примере С1=303.3 т/м3; С2=606.6 т/м. Эти величины получены по указанным формулам или вычислены по СКАДу для модели деф.основания? (Явно не по СКАДу). Для убедительности укажите Е,nu, h. Хочется сопоставить и удостовериться...
3. Тогда вопрос: а как обстоит дело с сопоставлением по осадкам?
PS
Почему я Вас терзаю? Мои выводы по использованию трех моделей РС в реальных расчетах обоснованы следующим:
а). по модели деф.основания (СКАД) я получаю осязаемые цифры по осадкам (50...80 мм при R=30 ...35 т/м2). (Не сомневайтесь, проверю и ВАШИ РЕКОМЕНДАЦИИ (по Горб-Пасадову).
б). по модели упругого основания (СКАД) я имею возможность (ЯТД), в каком-то приближении к реализму, учесть фактор особенностей работы грунтов основания на импульсные воздействия от сейсмики; НО, только для фундаментов! (Мои непонятки по моментам в колоннах пока не сняты с повестки дня. Пост 54 и 60.)
в). и наконец, прочность надземной части проверяю при защемлении в фундаментах (ввиду сложности учета многих факторов и некоторых нелогизмов см.п.б).
Жду и от других профи свои соображения.

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN 1. Т.е. Вы хотите сказать, что модель: формулы С1=0,138Е/(1-nu^2); С2=С1*2. хорошо согласовывается по изг.моментам с теорией по Горбунову-Пасадову? т.е. это его формулы?

нет это все происки Пастернака (модель С1С2) и единомышленников

2. В Вашем примере С1=303.3 т/м3; С2=606.6 т/м. Эти величины получены по указанным формулам или вычислены по СКАДу для модели деф.основания? (Явно не по СКАДу). Для убедительности укажите Е,nu, h. Хочется сопоставить и удостовериться...

от фонаря - по моему песочек брал: nu=0.3 , Е=2000
h в формулу не входит.
по результатам экспериментов (в небезизвестной теме) эта формула показала себя хорошо для песка

3. Тогда вопрос: а как обстоит дело с сопоставлением по осадкам?

по этому вопросу в данной модели облом (приношу в жертву усилиям) - т.к. нет h в явном виде


далее по вашим выводам - пока ничего определенного не могу ...

[Prokurat]

EUDGEN Увеличение сечения ведет к увеличению усилий (М) и не всегда, таким образом, проблема разрешается. Проблема, на мой взгляд, в расчетных схемах типа О-Ф-В для каркасов с д/ж состоит в том, что зоны сопряжения вертикальных элементов с сильно отличающимися жесткостями, очень чувствительны, даже, на незначительные угловые деформации. Отсюда и громадные моменты. p_sh чем больше жесткость колонны, стены - тем соответственно она больше на себя "собирает". Бывает, выходом может быть уменьшение жесткости перенагруженного элемента ЛИС расчет ж/б каркаса с жестким защемлением нижних колонн будет не совсем корректным. Почему? потому что фундаментная плита имеет свойство деформироваться неравномерно по всей площади. Тогда под разными колоннами будут различные осадки и возможны крены. Это приведет к появлению эксцентриситетов в колоннах и изменению их армирования. Как известно ж/б колонна - конструктивный элемент, работающий в основном на сжатие. Продольная арматура предусматривается для восприятия каких то моментов и поперечных сил, возникающих в основном от случайных эксцентриситетов. Поэтому если в колонне возникают внушительные моменты, то её заменяют пилоном или стенкой жесткости, способной воспринимать эти моменты без существенного увеличения армирования EUDGEN 2. Дело не в том, как я моделирую...меня волнует вопрос: почему, при мизерных деформациях такие колоссальные моменты в колонных, замечу: от вертикальных нагрузок?

При определении усилии изгибаемых железобетонных элементов по результатам расчета пространственной модели действительно имеется много подводных камней и как следствие некорректных результатов.
По моему мнению основным «камнем» является использование в КЭ модели неадекватных жесткостей (модуля упругости) изгибаемых жб элементов. Эквивалентный модуль упругости зависит от степени армирования, величины напряжения, радиуса кривизны, раскрытия трещин, продолжительности действия нагрузки, ползучести бетона.

По моим подсчетам эквивалентный модуль упругости для жб элемента с высоким процентом армирования не превышает 100 т/см2, а для плит еще меньше. http://konstr.narod.ru/Dok/ekviv_e.rar Если в КЭ модели использовать начальный модуль упругости бетона (для В25 -300 т/см2), то для полученных углов поворота изгибающий момент будет в разы выше реальной величины.
PS На истину не претендую

[EUDGEN]

Prokurat
Безмерно рад пообщаться со столь известными людьми!

При определении усилии изгибаемых железобетонных элементов по результатам расчета пространственной модели действительно имеется много подводных камней и как следствие некорректных результатов. По моему мнению основным «камнем» является использование в КЭ модели неадекватных жесткостей (модуля упругости) изгибаемых жб элементов. Эквивалентный модуль упругости зависит от степени армирования, величины напряжения, радиуса кривизны, раскрытия трещин, продолжительности действия нагрузки, ползучести бетона.

Знаю, Вы не нуждаетесь в комплементах, но суть Вы изложили в корень, судя по выбранным цитатам из тостов форумчан...
Однако, я один из неугомонных, и коль Вы попались (надеюсь я Вам повстречался ), то вопросы и сомнения такие:
1. Исли Вы посмотрели мои сопоставления для колонн по М изг. для различных моделей онования, то д.б. заметить, что все задачки выполнены в упругой стадии (т.е. о насыщенности армированием сечения речи нет). Тем не менее, при заданных сечениях колонн (условно бетонных) испытывающих преимущественно сжатие (судя по деформациям) и незначительный изгиб (по тем же деформациям), в условиях совместной работы О-Ф-З получаются нелогичные моменты.
Напрашивается вывод, и Вы его интерпретировали по своему:

По моему мнению основным «камнем» является использование в КЭ модели неадекватных жесткостей (модуля упругости) изгибаемых жб элементов.

Извините, повтор цитаты, но он очень важен...Если Вы заметили, в моих рассуждениях проскальзывает (иногда тупо и целенаправлено) вывод о потери континиума в дискретных моделях, что совершенно закономерно и фиксируется в усилиях и др.результатах.
Выход из этого я нахожу волевым, но надеюсь, обоснованным приемом - защемлением по обрезу. (Лигика выстраивается на сопоставлениях расчетных моделей).
2. Я везде кричу о том, что для получения достоверных результатов расчета, необходимо в расчетной модели выполнить учет всех наиболее значимых факторов: физических, геометрических, временных и т.п., и что обидно, процентов 80 из всего мы учесть не умеем, и не потому, что не хотим. А может и не нужно? Тогда и копья незачем ломать... Считали же деды на пальцах и веками сооружения стоят.
PS
Я не сомневаюсь, что на чем-то остановиться нужно, и многие такого же мнения, но критерии оценок у каждого свои и результаты тоже, и каждый в чем-то прав. А это всегда наводит на мысль, что железобетон и все расчетные методики вокруг него некое колдунство и эффект этого действа зависит от мастерства колдуна.

[OlegM]

Знаете, невольно вспоминаю одного "серьездного" ГИПа, которая говорила про расчетный отдел: чего они там считают НЕДЕЛЯМИ, я вот возьму и за пару часов выполню весь расчет в бумажном виде.
Грусно.
:roll:

[Billy]

Пока еще адекватность моделей основания намного ниже методов расчета надземной части и совместный расчет с основанием в виде одного общего расчета здания больше искажает картину чем уточняет ее. К тому же:

EUDGEN

по мере возведения, нивелируются отметки ярусов, с учетом набегающих осадок основания от утяжеления возводимого сооружения. В итоге последний ярус (отм. покрытия) будет смонтирован горизонтальным. Это от собственного веса, но он преобладает

А это означает, что даже и при идеально правильной модели основания, или без учета основания если наружные стены, например, кирпичные с меньшим модулем деформации чем у железобетона то в результатах расчета здания целиком на верхнем этаже они так просядут, что моменты в покрытии будут просто противоположного знака.
Нивелировка в процессе возведения здания реализовавшейся части осадки ставит под сомнение достоверность расчета здания целиком с основанием. К тому же осадка может прийти к рассчитанной величине за много лет и здание каждый год будет работать со своим коэффициентом постели. Не зря же в Лире есть подсистема "Монтаж". Поэтому я целиком за обязательный просчет дедовскими методами, а все остальное это возможные сценарии, которые не принимаются слепо на веру. Тем более, что некоторые из дедов были академиками .

[p_sh]

Сообщение от Billy Поэтому я целиком за обязательный просчет дедовскими методами, а все остальное это возможные сценарии, которые не принимаются слепо на веру. Тем более, что некоторые из дедов были академиками .

:evil: :twisted: :roll: :wink: :x
всех эмоций не хватает


что-ж вы так академиков принижаете...????

например в небезизвестной книге "Расчет конструкций на упругом основании" М.И. Горбунов-Посадов категорически рекомендует производить расчет совместно с верхним строением и далее по тексту...

или он по вашему мальчик???

Предлагаемые к рассмотрению СНиПом модели основания в виде ЛДС и УПП, которыми занимался М.И., и есть эти, так вами называемые - Дедовские методы.

вот так

[Billy]

p_sh

например в небезизвестной книге "Расчет конструкций на упругом основании" М.И. Горбунов-Посадов категорически рекомендует производить расчет совместно с верхним строением и далее по тексту... или он по вашему мальчик???

При расчете фундаментной плиты учет верхнего строения, которое моделируется относительно верно, делает результат более достоверным и конечно необходимо, но при расчете верхнего строения учет грунта, моделирование которого значительно труднее, может исказить результаты о чем я и писал.

[p_sh]

система нипель какая-то - внизу сосчитано верно, а в верху нет (утрирую)
здесь при расчете системы получаем либо верный результат везде либо везде неверный. В разложении одной РС на частично правильную и неправильную есть некоторое заблуждение.

[EUDGEN]

Billy
Понимаю Вашу озабоченность и уверен, небезоосновательную!
То, что при расчете фундамента необходим учет вышележащих конструкций, не вызывает никаких сомнений:
1. Это достоверная передача силовых факторов с наземных конструкций на контакт с фундаментами.
2. Это учет жесткости наземных конструкций в аспекте реального деформирования фундаментов (в особенности плитных). В какой-то степени оценка устойчивости, крена, осадок (это уже с учетом модели основания).
p_sh
А вот, по поводу "нипеля", спорить можно и, для обоснованности, просто необходимо:
1. Наземная конструкция передает все силовые факторы на фундаменты (за иск. с.веса самих фундаментов) и никак не иначе, даже, если грунт под фундаментом провалится (замочется). Т.е. фундамент не может увлекать за собой наземные конструкции!!! Модель же упругого или деформируемого основания построена на гипотизах для упругой работы и пружинки, вводимые в узлы дискретной схемы работают и на растяжение, что некорректно!
2. Опять же возвращаюсь к мысли о существенном расхождении в работе дискретной модели и натурной. В натуре - континиум, в РС - дискетно - кусочная среда из КЭ, с апроксимирующими функциями между дискр.узлами. Этот эффект проявился на простейшем виде загружения - от вертикальной нагрузки. (О чем я и плакался выше, но других объяснений, чем я сам себе нарисовал, никто не предложил, включая Вас, уважаемого спеца.)
3. Опять же, мы многое учитывать не умеем, и лучше, ЯТД, обоснованно не учитывать какой-то из факторов, чем получить необоснованные результаты при его учете.
PS
Слово "нипель" я бы перефразировал в "избирательность" .

[p_sh]

лучше обоснованно не учитывать какой-то из факторов, чем получить необоснованные результаты при его учете

попробуем установить правоту/неправоту данной гипотезы?

выбор рассматриваемого фактора за вами.

[EUDGEN]

p_sh
1. Философский аспект моделирования, извините, меня не возбуждает - наша работа связана с конкретикой и мой вопрос по нелогизму М изг для колонны по обрезу связан с нарушением логики картины деформирования колонны в створе двух нижних узлов дискретной схемы. Это совершенно очевидно. В натуре колонна и д/ж отлиты в одной опалубке и такой скачок М в нижнем сечении невозможен по определению - континиум этого не позволит.
Объяснение наверняка есть (не исключаю и Ваш подход от ПОЧЕМУ и КАК...

Всё получается в результате решения СЛАУ. К сожалению самый точный ответ на вопрос КАК не дает ответа на вопрос ПОЧЕМУ для конкретного случая именно так. Здесь, если не устраивает, по каким-либо соображениям : конструктивным, просто не нравится и т.п., я полагаю следует изменять конструктивную схему здания. и к моему сожалению вопросы моделирования не играют второстепенную роль... Я считаю здесь требуется быть формалистом, бюрократом, но не творцом. чтобы от первой стадии - не сильно задумываясь КАК, переходить к ПОЧЕМУ..

2. Не очень-то понимаю Вашу позицию, хотя ее можно подвести под любой жизненный случай. НО...мой конкретный случай (встречается ежедневно) и формализм надо бы закрепить реалистичными цифрами. Однако, Вы от моего вопроса ПОЧЕМУ такие моменты по обрезу от вертикальных нагрузок, при отсутствии заметных деформаций и ПОЧЕМУ это при совместной работе с основанием, отписались формально.
3. Либо Вы в своей деятельности не встречаетесь с подобными сооружениями, либо Ваш формализм при создании РС идеален, и подводные камни вовсе не встречаются. Восхищаюсь!
4. Напомню еще раз цитатой мои тревоги:

Вопрос: не видите ли Вы нелогичность эпюры моментов в нижних участках колонн, если относительные перемещения смежных узлов практически совпадают, т.е. деформаций изгибных нет, а момент громадный и посмотрите на его знак... 4. Даже от сейсмики такого не наблюдается... PS Потому-то я и защемляю по обрезу при проверке прочности наземных конструкций.

[ATTACH]1158240037.jpg[/ATTACH]

[Romka]

Уважаемые Коллеги.
Если здание стоит на полускальных грунтах (известняк с R=17 кг/см2, модуля деформации не дано в геологии), то является ли схема с защемлением стоек и диафрагм правильной? Рассуждения следующие: полускальный известняк неподдатлив и его деформации возможны лишь при разрушении. Т.е. если поддатливости нет, то можно защемлять стойки...
Фундамент считаю только по прочности.

[EUDGEN]

Romka
Изложу свой взгляд:
1. Фундамент, покоящийся, пусть даже на абсолютно жестком основании, все равно автономен в работе (по определенным степеням свободы, например, угловые деформации). Поэтому, при расчете прочности самих фундаментов, защемлять угловые деформации не следует - потеряем изгиб плиты от воздействий наземной части.
2. Что касается работы наземной части, защемление по обрезу будет реалистичным с некоторыми допущениями.
PS
Это на Ваш вопрос... А что Вы думаете по поводу моего случая? См.79 пост.

[EUDGEN]

Koker
Спасибо за http://dwg.ru/dnl/1572

[Jeka]

Сообщение от EUDGEN Вопрос: не видите ли Вы нелогичность эпюры моментов в нижних участках колонн, если относительные перемещения смежных узлов практически совпадают, т.е. деформаций изгибных нет, а момент громадный и посмотрите на его знак...

Уважаемый EUDGEN!
Я вижу нелогичность вашей схемы в том, что по оси "5" и "1" колонна смоделирована единым стержневым элементом (от фунд. плиты до ригеля) а по другим осям из трех стержней с промежуточными узлами по диафрагме.
Так вот, эффект вполне объясним. Все дело в длине стержневого элемента, примыкающего к плите. Если вспомнить стр. механику (см. рис), то момент в стержне зависит от длины при одном и том же угле поворота. Отсюда и разница моментов в названных колоннах в 3 раза!

Теперь далее (о корректности!) на самом деле программа не знает, что колонна ваша монолитна с диафрагмой, вы ей задали что 1-ая точка сопряжения где-то на 1 м. от плиты. (Так и происходит - если расчитать колонну 1 м и задать ей полученные перемещения, то моменты будут как раз именно такими.) Здесь имеет место краевой эффект сопряжения различных типов конечных эл-тов. Как бы вы не уменьшали вот этот первый элемент момент в нем будет только увеличиваться - программа не понимает, что его изгибные деформации невозможны без участия диафрагмы, поскольку усилия и деформации передает в узлах.


(Кстати говоря проанализируете эпюру N, диафрагма наверняка повисает частично на колоннах)
[ATTACH]1158692002.JPG[/ATTACH]

[EUDGEN]

Jeka
Спасибо за реакцию на вопрос...Для меня очень важно Ваше мнение по любым аспектам нашей замечательной профессии, т.к. вижу в Вас основательного иженера.
По теме:
1. Ваше объяснение понимаю и принимаю...Думаю, Вы согласны с нереалистичными усилиями в колонне по обрезу - в натуре картина, без сомнения, другая?
2. К сожалению, совета в Вашем тосте не прозвучало... Т.е. вопрос стоит несколько иначе: как все же смоделировать зону сопряжения колонны-д/ж и фундаментов, чтобы такой эффект не проявлялся?
3. И почему, при защемлении, указанный эффект не проявляется - ведь те же погонные жесткости, та же дискретная схема ?
4. Согласны ли Вы с тем, что из-за сложности учета многих факторов (физических, геометрических(топологических), временных, человеческих и т.п.) смоделировать достоверно модель О-Ф-З невозможно? И что при всем, при этом принцип избирательности, с применением частных, но обоснованных решений - едва ли не единственный в практике проектирования? Науку уважаем, но аналитики в сроительстве маловато...Все больше опыта, логики и обоснованности.
PS
Пространных ответов не жду - понимаю Вашу занятость, но все же надеюсь на определенное внимание и небезполезность наших обменов мыслями, знаниями и опытом.

[p_sh]

EUDGEN. расчетную схему киньте. попробуем поколдовать .

[DTab]

пока не выровняете осадки опор будете долго удивляться разнице между схемой с жестким защемлением и схемой О-Ф-З :shock:

[EUDGEN]

p_sh
1. Не важно, по спирали или челночно... главное: вперед, ввысь и всегда!
2. РС см.пост 54 и окружение в картинках.
3. Коль заинтересовались вновь проблемой, значит - засомневались в своей непоколебимости ...
PS
Дело не в моих амбициях...Попадая в проблемные ситуации при анализе результатов расчета и принятия решения при конструировании, зная в общих чертах историю, физику и математику, а также наработанное человечеством до сего времени, я не имею морального права слепо доверять сомнительным аспектам. И тот парадокс, при котором внизу в колонне по расчету 20 d 25, а чуть выше 4d 25 - не может быть реалистичным. Ищу объяснения... Для себя нахожу, но жду поддержку от коллег... Пока ощущаю себя белой вороной ...разве, что DTab успокоил :shock: .

[DTab]

всегда рад помоч.

В сложившейся ситуации есть два пути -
1. Либо мы полностью меняем схему здания (например шаг колонн), если это возможно (просто могут уже не дать зделать это).
2. Либо армируем как есть т.е. громадной арматурой пытаться компенсировать большую разницу деформаций грунта (возможно еще только поиграть с толщ. фундам. плиты, и вообще с конструкциями подвала).

[Jeka]

EUDGEN
Хотел быстро ответить на ваши вопросы, однако взял расчетную схему (непомню с какого поста где-то на 3 стр.) и проделав парочку вычислений смутился. Смущает меня в первую очередь странное поведение продольной составляющей - на первом ярусе усилия возрастают на 100т практически в 2 раза (от вертикальной нагрузки! без собств веса). Нагрузки на 1-ом уровне вроде небольшие. И вообще эпюра N очень странная.

Для эксперимента отсек одну из колонн от диафрагмы и сгустил сетку. Удивили и моменты.
Короче говоря, ваша схема нуждается в анализе и нехочу спешить с выводами, потому как результаты их могут быть ошибочными.

А по поводу закрепленного основания (ваш 3-й вопрос), то тут никакой неожиданности - вы запретили перемещения по Z а равно и поворот Uy конечных элементов плиты. Конечно же в такой схеме моменты в колоннах упадут мгновенно. Думаю все же что это не есть правильно и реальная картина усилий будет другая.

PS К сожалению сейчас не располагаю достаточно временем чтобы позаниматься вашей схемой. Если ситуация не прояснится обещаю по возможности к этому вопросу вернуться, поскольку сам заинтересовался.
[ATTACH]1158826117.JPG[/ATTACH]

[EUDGEN]

Jeka
Честно, насторожили меня своим сообщением. Займусь и сам более тщательно...Но. Дело в том, что у меня в каждой задаче такие же проблемы. Либо я допускаю запрограммированную ошибку, либо все-таки что-то с погрешностями моделирования в неточностях дискретной схемы. Но тут уж МКЭ и соответствующие предпосылки...

[EUDGEN]

Jeka
1. Иначе, как потерей континиума в дискретной модели в зоне
сопряжения колонны, д/ж и плиты, объяснить не могу.
2. Однако, зная упомянутые погрешности, какие действия более реалистичны: защемление, учет пластики или что-то иное?
PS
Всегда в спорных вопросах не хватает эксперементальных данных :cry: . Был бы такой сайт, он бы всех спасал !

[EUDGEN]

Сообщение от Jeka EUDGEN Хотел быстро ответить на ваши вопросы... Короче говоря, ваша схема нуждается в анализе и нехочу спешить с выводами, потому как результаты их могут быть ошибочными. ... Если ситуация не прояснится обещаю по возможности к этому вопросу вернуться, поскольку сам заинтересовался. [ATTACH]1158826117.JPG[/ATTACH]

Прошел год...Никого не виню...но вопрос всегда витает и беспокоит...
Неужели ни у кого такие проблемы не возникают?
PS
Вновь прибывшие на форум! Не поленитесь, почитайте всю тему...хочется знать ваше мнение.

[Regby]

Здравствуйте, попробую присоединиться к столь славной компании и высказать свою точку зрения.

Рассуждаю так:
с одной стороны расчет здания с жестким защемлением по обрезу фундаментов более предсказуем, с другой он не логичен. Начнем с нуля - какая у нас цель? Насколкьо я понимаю наша цель смоделировать здание конечными элементами так чтобы получить реалистичную модель НДС.
Теперь к абстракциям: где то читал такую что если 10 расчетчиков будут делать одну и ту же модель то у них получаться разные результаты. Но если по этим 10-ти результатам построить здание оно то же будет работать в 10 случаях по разному? Мне понравилась мысль p_sh, который сказал что моделирование должно быть процессом бюрократическим, т.е должны быть единые стандарты проектирования (что то вроде Серий) различных стыков и стыковых элементов. В Вас я то же вижу такое стремление, стремление сформулировать общие концепции расчета, чтобы было с чем сравнивать, а значит и находить ошибки. Возможно знаний моих для обсуждения таких тем еще пока маловато, но быть может я свежим взглядом смогу найти что нибудь? Например мне не очень понятно ваше EUDGENзамешательство в вопросах сопряжения стержневых элементов (ригелей) с пластинчатыми элементами (диафрагмами жетскости), мне кажется что тут надо обращаться к вопросу сходимостей различных конечных элементов, во многих МКЭ книжках есть главы посвященные этому, есть так же рекомендации по проектированию. Быть может нужно начать с этой стороны? Общее мое впечатление от разных ваших высказываний EUDGEN вот какое. Вы собираете расчетную схему - видите ее нелогичность и пытаетесь объяснить почему оно таким получилось, мне кажется это неправильный подход, не нужно забывать что методы конечных элементов весьма не точны и ошибки содержаться хотябы в математических моделях расчета, авторы об этом пишут. С этой стороны я перейду на сторону p_sh (если я его правильно понял) в том что собирать модель нужно по принципам когда ты точно понимаешь как она сработает, тогда и не возникнет вопроса почему она сработала не так.

Меня то же очень волнует ситуация когда в расчете получаются скачки моментов (как например в одном из ваших расчетов в начале темы) где получалась сначала 25d32 а потом 4d32, то же самое можно часто услышать в других темах форума... реальны ли эти скачки??? возникают ли они в реальных конструкциях? Почему я ниразу не видел такого вопроса? Почему за основу принимаются рамные расчеты по СНиП? там ведь нет расчетов совместо с основанием. Логика подсказывает что скачков таких нет, тогда как перераспределяются моменты? И верны ли тогда вообще наши оценочные расчеты? (а они ведь все таки оценочные). Нужно помнить что по законам природы энергия не появляется и не исчезает, а переходит из одного состояния в другое, так что логично предположить что если пикового момента не появиться в каком то месте то он либо выскочит в другом, либо распределиться по конструкции...

Еще во мне вызывает внутренний протест ваши вариации на тему расчетов нескольких моделей. Мне непонятна сама стадия рабочки.. получается какие то конструкции будут заармированны для одной расчетной модели, другие для другой, третьи для третей... но ведь перераспределение энергий в один момент времени будет таким что близкой к верной будет только одна из расчетных моделей, а не может возникнуть такой ситуации что в каком то месте ВДРУГ нехватит жесткости, только потому что это место сконструированно для неверной (та которая не случилась в данный момент) расчетной модели? Мое внутреннее Я стремиться к тому чтобы работать с единой моделью (т.е. делать несколько и принимать за корректную одну из них по ней и проводить конструктивные работы) более или менее отражающую действительность, но тогда опять возвращаемся к вопросу - а как она выглядит эта действительность? Для наглядности рассмотрим пример из Городецкого "Расчет и проектирование конструкций высотных зданий из монолитного железобетона" 8 и 9 страница рассмотрено 2 расчетные модели. В случае расчета модели без основания момент в плите перекрытия момент меньше чем в модели с основанием, но момент в фундаментной плите посчитанной без конструкции больше чем при совместном расчете. Если производить армирование по максимальным моментам. то я вижу это нелогичным.

На самом деле говорить о таких обстрактных вещах можно до бесконечности, предлагаю рассматривать конкретные примеры конструкций. Я поддержу вас в стремлении искать истину.

ps.Спасибо что открыли эту тему для меня

PSS. Прошу прощения если сказал что то уж откровенно глупое, на сегодняшний момент я дошел в своем понимании этого вопроса до такого уровня.

[Regby]

Изучаю расчетную схему от поста 54 как вы объясните такие "местные" напряжения в диафрагмах жесткости? Как такую диафрагму армировать?

[EUDGEN]

Сообщение от Regby Здравствуйте, попробую присоединиться к столь славной компании и высказать свою точку зрения. ... Насколкьо я понимаю наша цель смоделировать здание конечными элементами так чтобы получить реалистичную модель НДС. Еще во мне вызывает внутренний протест ваши вариации на тему расчетов нескольких моделей. ... Мое внутреннее Я стремиться к тому чтобы работать с единой моделью (т.е. делать несколько и принимать за корректную одну из них по ней и проводить конструктивные работы) более или менее отражающую действительность, но тогда опять возвращаемся к вопросу - а как она выглядит эта действительность?

Все мысли концептуально выражены реалистично...НО:
Почему из одной расчетной модели невозможно получить реалистичную картину? Поясню, как понимаю и ощущаю (правда, мои мысли россыпью присутствуют на всех моих темах, и они пока не изменились).
1. В упруго-линейной постановке, где полностью рулит метод перемещений, любое локальное перемещение (деформация, скажем, от осадки основания) численно сказывается на всей схеме, в особенности на верхних ярусах. Перемещение вызовет крен, а крен вызовет угловые деформации в жестких узлах, соответственно и сгенерируют усилия. На самом деле, влияние осадки (вертикального перемещения), в локальных зонах, "скушается" ближайшим окружением за счет пластики материала и до верхних ярусов не дойдет. Этот эффект в упругой задачи сложно учесть, а неучет ведет к набеганию погрешности с удалением от источника воздействия.
2. Во-вторых: предлагаемые наукой модели основания при сопоставлении имееют большой разброс - это знают все, в том числе и авторы ВК, рекомендующие самому пользователю выбирать ту или иную модель.
На одной из тем я просил помощи в определении осадки фундаментоной плиты с габаритами 25х50 метров на суглинках, с расчетной нагрузкой 30 т/м2. Так результаты были от 15 до 30см по разным расчетным программам и ручным. Это настораживает... А если присутствует динамическая нагрузка, то тут вообще какая-то целина в методиках. Предлагают увеличивать коэф.постели в 4...8 раз!!!Почему не в 10? Короче - нет строгих рекомендаций, реалистичных и обоснованных...
3. В развитие п.2 скажу, что в сейсмических зонах, при знакопеременном воздействии, работа узлов сопряжений наиболее напряженная, и необоснованное расчетное армирование при упругой работе (особенно ригелей на контактах с Д/Ж), порой некуда встремить физически - не хватает сечения бетона.
Приходится искать логику и обоснование - модифицировать модель и пр.
4. Думаю, без сейсмики все гораздо проще... Но и при этом необходим учет особенностей, а в одной модели все не учесть по многим причинам.
Пока так...

[Regby]

Логично. Думаю 1-й и 2-й пункт это в принципе одно и то же, потмоу что речь идёт о так надоевшем мне уже термине "физическая нелинейность". Совершенно понятно что при построении расчетной модели мы упрощаем схему при этом стараемся чтобы она отражала реальную картину в достаточной степени.Остается открытым вопрос лишь о степени этой достаточности... Но я все таки не очень понимаю что вы получаете от 3-х моделей, почему по вашему такой расчет может удовлетворить нашу потребность?
А на счет сейсмики... давайте вспомним опыт японцев... о том что не обязательно увеличивать жесткость сечений чтобы противостоять энергии землетрясений. Скорее тут уже в силу вступает гений расчетчика, а дял не гениев (коих все таки мало) опыт сделать так чтобы уменьшить воздействие энергии землетрясения или даже применить ее полезно.

Вспомниается один случай в Чечне. В селение упала бомба (или снаряд артилерийский не помню) каменные дома рухнули, а небольшой домик из дерева без фундамента подпрыгнул и опустился на свое место, по телеку показывали - этот дом оказался единственным в деревне оставшийся по сей день, все остальные рухнули. Тут есть над чем подумать.

А пока вопрос: почему вы так скептически отнеслись к посту №3 данной темы? Почему бы не использовать шарнирное опирание колонн на основание, а все горизонтальные усилия передавать на жиафрагмы жесткости?

[EUDGEN]

Сообщение от Regby А пока вопрос: почему вы так скептически отнеслись к посту №3 данной темы? Почему бы не использовать шарнирное опирание колонн на основание, а все горизонтальные усилия передавать на жиафрагмы жесткости?

В принципе, для придиафрагменной колонны, введенный шарнир, работу в в плоскости Д/Ж не нарушит... Но как быть с другими колоннами - там шарниры будут не в тему... Вместе с тем, введение шарнира (которого в натуре нет) - это тот же произвол...
PS
Спасибо за добросовестное отношение к поднятому вопросу. Я спокоен за будущее державы

[Regby]

хм... лично я понял Городецкого так:

Логично ввести шарнирное опирание плит на колонны. Логика не очень наглядная потому как монолит он вроде как не очень шарнирный... Здесь вступают в силу опять наши допущения и упрощения. Как известно любой узел имеет жесткость. До какой то степени он жесткий после его можно считать шарнирным (зависит от размерности нагрузок). Предложение Городецкого (может и не его, но я у него вычитал) отделить мухи от котлет. Т.е. каждая конструкция должна работать так чтобы работать эффективно. Например колонна как основной элемент воспринимающий вертикальную нагрузку должна работать по своему назначению - т.е эффективно. Горизонатльную нагрузку передавать в полном объеме на диафрагмы жесткости. Мне нравиться этот подход, на мой взгляд он очень наглядный, правда не знаю насколько он подходит для сейсмических регионов.

Выполнение его я вижу в шарнирном сопряжении колон с плитой перекрытия и фундаментной плитой. (чем то все это напомниает ферму (о чем также упоминает Городецкий) результаты расчета для фермы мало отличны для жестких или шарнирных узлов сопряжения).

Конечно реально монолитные узлы обладают собственной жесткостью, принимая их шарнирными мы эту жесткость берем "в запас". Как я уже говорил общая энергия конструкции от изменения расчетной схемы меняется слабо (за счет уменьшения сечения а значит и веса конструкций), она лишь перераспределяется между несущими эдлементами (приятная закономерность) . Таким образом мы получаем монолитное здание с достаточно понятной работой.
Есть тут и свои "минусы". Скорее всего при шарнирном опирании колон из совместной работы практически выключается фундаментная плита. Но реально этого не произойдет, потому что узлы все таки обладают жесткостью.
Плюсы описывает Городецикий. В плитах перекрытия в надопорной части пропадают пики напряжения. Далее чтобы обеспечить жесткость узла необходимо в узел устанавливать дополнительную арматуру, а такие улзлы зачастую переармированны.

Конечно опыта у меня мало, но я думаю в этом направлении можно поработать, интуиция если хотите, как у нас в армии говорил один лейтенант - "интуиция это способность головы чуять жопой".

[EUDGEN]

Сообщение от Regby хм... . Мне нравиться этот подход, на мой взгляд он очень наглядный, правда не знаю насколько он подходит для сейсмических регионов.

Истина всегда где-то рядом...
Собственно к чему я призываю? Цитируя Городецкого о том, что расчет - есть способ рассуждения инженера, я понимаю, что неоднозначность в принятии решения по расчетной схеме связана со многими предпосылками, абстрогированиями, импириками и в конечном (глобальном) аспекте с физикой, геометрией и историей, применительно к сути заквашеной темы.
Что, где и как учитывать, к сожалению, в нормах (СНиПах) не все прописано...Не зря я замутил тему о "искусстве моделирования...", т.к. все что мы делаем и рассуждаем - это все же некое творчество (не искусство - там акценты эстетического характера), связанное с конкретикой и со стремлением цифровую модель приблизить к натурной.
А такая методология все же появится со временем - формализованная и структурированная в зависимости от типа сооружения и вида расчета.
А пока... сопоставляем, обосновываем и приспособливаем, используя нормативную среду, расчетные комплексы и способ рассуждения.

[Regby]

Я не понимаю почему нельзя нашим сообществом составить такую методологию (или хотя бы несколько противоположных вариантов)? Ведь это зависит только от нас.

[EUDGEN]

Сообщение от Regby Я не понимаю почему нельзя нашим сообществом составить такую методологию (или хотя бы несколько противоположных вариантов)? Ведь это зависит только от нас.

Попытки предпринимались:
http://dwg.ru/f/showthread.php?t=14635 пост 9 и 31.

[Regby]

Но на мои вопросы вы ответить не сочли нужным

[EUDGEN]

Сообщение от Regby Но на мои вопросы вы ответить не сочли нужным

Ну, во-первых: на основные вопросы я ответил.
Во-вторых: если чем-то не удовлетворил, сделайте акцеты на вопросы повторно...приучайтесь, что инженер - личность конкретная, и, язык инженера - схемы и цифры и факты.

[Regby]

Вот этот вопрос собственно

Сообщение от Regby Изучаю расчетную схему от поста 54 как вы объясните такие "местные" напряжения в диафрагмах жесткости? Как такую диафрагму армировать?

Ну и остался без инженерного ответа пост №98, ваш ответ можно назвать философским, но никак не критикой или согласием.

[Курмышанец]

Я насчёт ОФЗ. Не плохо было-бы, чтоб в програмы ввели вариации граничных условий закрепления, чтоб по огибающим от "защемления" и "ОФЗ" армировать, наподобие РСУ

[EUDGEN]

Сообщение от Regby Вот этот вопрос собственно Ну и остался без инженерного ответа пост №98, ваш ответ можно назвать философским, но никак не критикой или согласием.

Начну по порядку:
1. Ответы на свои вопросы я тоже хочу получать... и вопросы, ЯТД, я задаю конкретно...типа: почему от мизерных деформаций получаются огромадные напряжения? (Внимательней читайте посты...).
2. А Ваш вопрос я задал бы с графическим сопровожденнием... показал бы фрагмент, вид загружения и фактор НДС.
PS
Ершистость и неугомонность иногда неплохие качества для инженера, но должно быть больше конкретики и обоснованности.

[Regby]

Начну с другого Вашего вопроса:
Цитата: "Вопрос: не видите ли Вы нелогичность эпюры моментов в нижних участках колонн, если относительные перемещения смежных узлов практически совпадают, т.е. деформаций изгибных нет, а момент громадный и посмотрите на его знак..."

Нет не вижу. На мой сугубо делитантский взгляд огромные моменты в нижних КЭ колонн связанны с неправильным моделированием конструкции. (мне не очень удобно употреблять слово "неправильно" по отношению к вашей работе ) Но посомтрите на поля напряжений для соответствующих участков примыкающей диафрагмы жесткости в этих местах. На картинках приоженных ниже совершенно четко видно что диафрагма жесткости в этих местах совершенно не воспринимает поперечную силу, а в колонне как раз эта сила не весть откуда появляется. Я считаю, что с этим связанно и появление огромного момента в колонне в этом месте.

Возникает закономерный вопрос: КАК смоделировать правильно примыкание стержня и 4-х угольного элемента оболочки (или исспользовать другой тип конечного элемента). На этот вопрос я ПОКА не могу ответить ВАМ.

(см. терпеливо отобранные картинки их не мало, но в целом они дадут общее представление о расчете любому желающему без проведения самостоятельного расчета)

И вот возвращаясь к своему вопросу. Армирование (без моего вмешательства в расчет) получчается такого типа. Меня как раз смущают вот эти ПИКИ армирования в оболочке при том что БОЛЬШАЯ ее часть получается "не работает" и в армировании не нуждается. На других картинках видно что в некоторых элементах и правда оболочка ведет себя странно "выключаясь из работы"

С нетерпением жду Ваших мыслей.

[Regby]

Наверное такое мое наблюдение не будет для Вас открытием - в расчее с защемлением колонн в жестком фундаменте Скачков моментов не наблюдается, такой скачок появляется в том случае если ограничив перемещения ниха колонны по X и Y, а также ее поворот вокруг собственной оси, и ограничение по Z плитой опертой на упругое основание. В простенькой задачке, мною составленой, аналогичная ситуация... момент резко скачет (см картинку момент от 0,32 скачет до 6,37 т*м)

[EUDGEN]

Сообщение от Regby Наверное такое мое наблюдение не будет для Вас открытием - в расчее с защемлением колонн в жестком фундаменте Скачков моментов не наблюдается, такой скачок появляется в том случае если ограничив перемещения ниха колонны по X и Y, а также ее поворот вокруг собственной оси, и ограничение по Z плитой опертой на упругое основание. В простенькой задачке, мною составленой, аналогичная ситуация... момент резко скачет (см картинку момент от 0,32 скачет до 6,37 т*м)

Повторю свои мысли и сомнения (на этой теме встречаются многократно):
1. Дискретное представление спошных тел, а сочленение Д/Ж с колонной в нашем случае является непрерывным, всегда связано с потерей логики натурного деформирования. Это - слабое место в МКЭ, апроксимирующего узловые деформации на сплошную среду. Более точно (аналитически) срабатывают стержневые КЭ, без плоскостных контактеров. Во всех случаях композитные дискретные схемы таят "Подводные камни", победить которые можно с той точностью, которая изначально заложена в МКЭ. Т.е. густить сетку, прикладывать только узловые нагрузки, иммитировать континиумы АЖТ, накладывать способствующие связи и т.д. Но, увы - это манипуляции от лукавого, с поиском заведомо ожидаемого результата.
2. А то, что неправильно составлена схема - для большей красноречивости влияния "подводных камней". Такие результаты никогда в материале (рабочке) не реализовываются. Я, к счастью, прошел большую школу расчетчика...На моей памяти было 3 сильных землетрясения (7...7.5 баллов)...ни одно здание, построенное по моим расчетам серьезных повреждений не получило. А все расчеты выполнялись плоскими рамами, защемленными по О-Ф.
Да, сейчас мощные вычислители и решатели, и желание учесть все и вся в расчетной модели иногда натыкается на "бредовости" и "подводные камни". Их источники многим известны, и "искусство моделирования" в аспекте "труднорешаемых задач" имеет решающее значение в получении реалистичных и обоснованных решений. Да...филисофии стало много...связано с желанием формализовать трудноформализуемое.
3. Мой совет: иногда следует абстрогироваться от мощных решателей и истину искать на частном и проверенном аналоге, коим является СТЕРЖЕНЬ. О простого к сложному, от сомнений - к истине...
PS
СкАжите, что на вопросы опять не ответил...по честному - я и сам нуждаюсь в поддержке и понимании, и не на все вопросы имею однозначные ответы, но всегда помню, что:

[Regby]

Сообщение от опус Что, Вы так замарачиваетесь на расчетах, кому они нужны?Заказчику?

Откуда такое мнение что разговоры в этой ветке направлены на то чтобы "угодить заказчику" или выявить несколкьо процентов экономии металла? Для меня все несколкьо иначе. Моя цель научиться изучать НДС любого объекта и самое главное научиться ПОНИМАТЬ почему происходит то или иное событие... (под событием я понимаю скачки НДС или опасные зоны)

[Regby]

Сообщение от EUDGEN СкАжите, что на вопросы опять не ответил...по честному - я и сам нуждаюсь в поддержке и понимании, и не на все вопросы имею однозначные ответы, но всегда помню, что:

Что вы помните всегда осталось загадкой, ну да ладно вы не обижайтесь главное, я не со зла к вам пристаю а в поисках знаний, богатым чужим опытом нужно пользоваться коли есть такая возможность. И у меня нет ни малейшего желания как то выпендриться или что то кому то доказать. Просто я хочу ПОНЯТЬ.

А вас не волнует другое мое рассуждение? Что если энергия напряжений в целом неизменна, и реально таких моментов не будет в колоннах у среза, то куда эта энергия денеться? Выскочит в другом месте? Значит в целом НДС конструкции определенор неверно, а значит и принимать конструктивные решения не представляется возможным. Что делать в такой ситуации? Не могли бы вы рассказать подробнее о том какими методами вы расчитывали здания раньше (ну те самые которые уверенно выдержали все землятресения)

[EUDGEN]

Сообщение от опус Что, Вы так замарачиваетесь на расчетах, кому они нужны? .... Но у меня конкретный вопрос - Вы не пробовали проектировать, а то что то не понятно по Вашим высказываниям. В сочетании с умением рассчитывать это приносит неплохие деньги, кроме того Ваш внутренний голос конструктора не позволит Вашему внутреннему голосу расчетчика черезмерно увлечься расчетами. Проверено на себе.

1. Если вопрос личностного характера, то да - я еще и гл.конструктор последние 5 лет, как пошел бум жилищного строительства и индивидуальное проектирование. В типовом, как конструктор, я себя не пробовал..., со стороны, ранее, мне казалось скучным занятием рыться в десятках альбомов, подбирать по ключам, заниматься аппликацией, привязкой и т.п.)
2. Вы правильно подметили: владея расчетным инструментарием, я как разработчик РД КЖ и КМ, имею определенные преимущества в выборе (поиске) оптимального варианта конструктивного решения. Сознаюсь, имею опеделенные проблемы (пробелы) в соблюдении конструктивных требований различных "Руководств и Указаний", и в оформительском аспекте..., но с помощью исполнителей (чертежников) и информационных справочников и коллег форума DWG большинство вопросов удается разрешить.
3. Чрезмерно увлекаться расчетами не нужно, да и времени на то нет...Но, не соглашусь с Вами в том, что расчеты - пустая трата времени. Во-первых: - это оправдательные аргументы перед проверяющими, а они тоже стали современными, требуя всякого рода расчетные параметры по резонансной частоте, осадкам - кренам, устойчивости от опрокидывания, смещениям смежных ярусов, расчету по акселерограммам, взаимному влиянию сооружений, трещинообразованию, учету физнелина, деформированной схемы, учету совместной работы О-Ф-З, и т.д. И эти все требования прописаны в СНиПах, т.е. они должны соблюдаться, либо д.б. обоснование, если что-то не соблюдено, а таких ситуаций море...прочтите мою тему "Мнение по учету трещиностойкости", да и в других темах проблемы учета освещены, да, как я понимаю... Во-вторых: соглашусь с Regby, докопаться до истины - хроническая предрасположенность настоящего инженера, и, если в результате численных исследований расчетной модели остались кровоточащие сомнения, то материализовывать сомнительные результаты - двойной вред: собственно - делу и своей психике. Эти сомнения всегда можно развеять на частных и проверенных решениях. Для этого и требуются вариации...
Пока так...

[Regby]

Уважаемый EUDGEN почему вы в своих работах моделируете плиты перекрытия и дифарагмы жесткости универсльным пластинчатым элементом - оболочкой? Дело в том что в простой конструкции(3 пролета в среднем диафрагма жесткости) (даже если ее по подобию составлять оболочками) в диафрагмах не возикает тех ПЛИТНЫХ усилий , а именно Мх, Мy, Mxy, Qx, Qy (т.е. они присутствуют, но они так малы что омпьютер не может нарисовать по ним поле напряжений) зато имеются усилия характерные для балки-стенки Nx, Ny, Txy. Но как только я усложняю расчетную схему - ввожу 2 параллельный диафрагмы в 2-х разных пролетах, то плитные усилия оформляются в реальные цифры. О чем это говорит? Судя по всему в результате многочисленных деформаций и перераспределений напряжения диафрагма начинает работать в том числе и как плита... те.е за счет сложности конструкции диафрагма начинает воспринимать усилия для которых она не предназначена.

И последнее. (я в шоке)
Увеличил толщину фундаментной плиты с 0.9 м до 2 м, пересчитал, дикие моменты в колоннах у основания уровнялись.... Скачков нет... вот картинка

[EUDGEN]

Сообщение от Regby Просто я хочу ПОНЯТЬ. .... А вас не волнует другое мое рассуждение? Что если энергия напряжений в целом неизменна, и реально таких моментов не будет в колоннах у среза, то куда эта энергия денеться? Выскочит в другом месте? Значит в целом НДС конструкции определенор неверно, а значит и принимать конструктивные решения не представляется возможным. Что делать в такой ситуации? Не могли бы вы рассказать подробнее о том какими методами вы расчитывали здания раньше (ну те самые которые уверенно выдержали все землятресения)

1. Слово энергия в статике как-то режет слух...Проще это сказать так: к сооружению приложены определенные силовые воздействия (нагрузки), от этих воздействий в сечениях конструкций сооружения (в сопряжениях, по полю, узлах и т.п.) генерируются внутренние силовые факторы - своего рода реакция на внешнее воздействие, видимо, как Вы трактуете - накапливается энергия (не спорю, но это не аргумент для рассуждения по пободу НДС). Заметим, что внутренние, генерируемые факторы, зависят от жесткости испытуемого и от граничных условий - весьма влиятельный фактор. Меняя последние компоненты (механизмы опускаем), мы получим другую картину соотношений компонентов НДС по всему полю расчетной модели, и это не значит, что решение не верное - оно соответствует текущему состоянию. Другое дело: то ли состояние нами смоделировано? И как смоделировать наиболее реалистичное? Честно скажу - однозначно не знаю, но механизм для достижения понимаю и применяю. Он основан на профессионализме (опыте), логике и интуиции. Опять философия? Возможно, но расчет - способ рассуждения
инженера (по Городецкому), а рассуждение - категория близкая к философскому анализу.
2. Как ни странно, но я как инженер и ученый (да я - к.т.н.) все расчеты могу свести к формуле ql2/2 ....ql2/24, в зависимости от схемы. При этом получить рез-ты с погрешностью не более 15% - для инженерных расчетов - это вполне приемлемо. Для чего это нужно при наличие современных вычислительных средств? А чтобы спокойно спать... А раньше расчеты выполнялись по классическим и понятным методам, при которых подводных камней не замечалось по определению - все, что ниже зеркала воды - монолит - защемление. Кстати, метод предельного равновесия - залог обеспечения прочности и несущей способности. Да, всякого рода перераспределения, связи конечной жесткости, учет трещинообразования, физ и гео нелина безусловно могут приблизить решение к точному, НО, при условии учета полной гаммы факторов: силовых, временных, геометрических, физических и топологических. Это - все будет в ближайшем будущем, но видимо, не с помощью МКЭ, а более ювелирного метода. Надеюсь, при нашей жизни, когда на МАРС человек ступит ногой - это мой прогноз. Хотя, может быть, я ошибаюсь, и уже нечто подобное в мире существует.

[EUDGEN]

Сообщение от Regby Уважаемый EUDGEN почему вы в своих работах моделируете плиты перекрытия и дифарагмы жесткости универсальным пластинчатым элементом - оболочкой? ...И последнее. (я в шоке) Увеличил толщину фундаментной плиты с 0.9 м до 2 м, пересчитал, дикие моменты в колоннах у основания уровнялись.... Скачков нет... вот картинка

1. Иаче, не будут дружить угловые деформации приты и Д/Ж.
2. Все объсняется просто - исчезают(значительно снижаются) угловые деформации на контакте с фунд.плитой - это приближение к защемлению. Потому-то и рекомендуется фундамент и ноль выполнять жестким - стены по периметру, внутренние стены, где возможно, выполнять монолитными.
3. Еще важный нюанс, и это надо понимать: фундамент - это основание (постамент), на который воздействует назмная конструкция, но никак не наоборот - фундамент не должен и не может увлекать за собой наземную часть. А все наши веревочные и невесомые конструкции, построенной модели вцелом, так и работают. На самом деле - сооружение возводится и загружается во времени и большая часть деформаций укорочения от сжатия во время строительства нивилируется (выбирается) на монтаже.

[Regby]

2 опус У вас есть замечательная возможность прочитать эту тему от начала до конца. Пожалуйста выскажите свое мнение по поводу:
1 Причин скачков моментов в защемлении колонн в фундаментов (что это: ошибка моделирования, ошибки програмного комплекса, ошибки теории или быть может что то другое?)
2 Как по вашему РЕАЛЬНЫ ли такие скачки (т.е. существуют ли они на самом деле)? (так по памяти было сравнение армирования у среза 25d32, в центральной части колонны 4d32)
3 Пути решения проблемы
4 Отдельной темой можно высказать мнение по поводу моделироания основания коэффициентами пастели.
5 Что вы думаете о СИСТЕМЕ высказанной EUDGEN-ом по поводу 3-х расчетных схем и соответственно 3-х расчетов модели, и армирования разных частей здания по разным результатам.


2 EUDGEN Простите, но из ваших рассуждений (не очень надо сказать конкретных) я так и не понял основного: считаете ли вы увеличение жесткости плиты фундаментной путем решения так волнующих нас скачков моментов? И неужели вас совершенно не смущают кусочные поля напряжений для оболочек-диафрагм жесткости, а так же кусочное армирование?
вопрос: здане представленное в расчете построено? Как армировались диафрагмы жесткости? (приятно было бы увидеть какой-нибудь чертежик из рабочки)

ps. Как просьба... не можем ли мы все быть более конкретными в высказывании своих мыслей... а то что то мы все расчувствовались после Нового Года... и по сути один флуд в форуме, давайте настраиваться на серьезную работу. Спасибо.

[Regby]

#109

Сообщение от EUDGEN 2. А то, что неправильно составлена схема - для большей красноречивости влияния "подводных камней". Такие результаты никогда в материале (рабочке) не реализовываются.

Очень конкретно пожалуйста:
- что конкретно понимается под неправильным состалением расчетной схемы?
- Как расчетчик с опытом превышающим мой в десятки раз скажите по вашему достаточно для такого здания толщины фундаментной плиты 900 мм ?

[EUDGEN]

Сообщение от Regby #109 .... - что конкретно понимается под неправильным состалением расчетной схемы? - Как расчетчик с опытом превышающим мой в десятки раз скажите по вашему достаточно для такого здания толщины фундаментной плиты 900 мм ?

1. Во-первых: - это Ваши слова...

На мой сугубо делитантский взгляд огромные моменты в нижних КЭ колонн связанны с неправильным моделированием конструкции. (мне не очень удобно употреблять слово "неправильно" по отношению к вашей работе ) Но посомтрите на поля напряжений для соответствующих участков примыкающей диафрагмы жесткости в этих местах. На картинках приоженных ниже совершенно четко видно что диафрагма жесткости в этих местах совершенно не воспринимает поперечную силу, а в колонне как раз эта сила не весть откуда появляется. Я считаю, что с этим связанно и появление огромного момента в колонне в этом месте.

И все же: не имея достоверной (гарантировано реалистичной) расчетной модели, учитывающей историю возведения, учитывающей нелинейную одностороннюю работу основания (грунтов), учитывающей изменение модуля грунта по толще слоя, учитывающей точную топологию контактирующих (сопрягаемых) конструкций, учитывающую изменение жесткости от уровня НДС (учет перераспределения), призрачно вести речь о "точной модели". Что делать? Надо понимать, что всевозможные и известные на сегодняшний день модели, с какой-то точностью (разной) в инженерном аспекте удовлетворяют основным требованиям проектирования. Вопрос лишь в том, чтобы отбраковать нелогизмы. Буквально, параллельно написанию моего сообщения, я выполняю проверочный расчет серьезного 15-ти этажного здания, со сложной (неортогональной) схемой со всякими "кучерявостями". Проверочный, т.к. основной расчет выполнен другим спецом. Так вот, местами, результаты отличаются в разы...и найти истину, зумутившему эту проверку, будет непросто...Скажу, лишь, что я вынужден был выполнить 5 вариантов расчетов:1- на деформируемом основании (основное сочетание);2- на упруго-демпфирующем основании (основное и особое сочетание);3- при защемлении по О-Ф; 4- при повернутых главных осях на 45 градусов; 5-при учете преобразованных масс из статики и при ручном сосредоточении масс. Кухню всю не буду перечислять, но выбрать приемлемые результаты, да еще с учетом предварительного расчета, весьма непросто, а сказать, что какой-то из вариантов можно принять за основу - будет рискованно...
2. Толщина плиты назначается по критерию продавливаемости, и при сетке 6 х 6 м, здание в 10 этажей, при наличии Д/Ж, толщина 900 - 1000 мм может быть достаточной. Индикатором служит поперечное армирование в плите - его вообще не должно быть, или какой-то мизер 1-2 см2/п.м. Скачки в створе Д/Ж (по площади контакта с плитой) и под пятами колонн можно проигнорировать ввиду условного точечного (веревочного) представления контакта сочленений.
3. Что касается всплесков напряжений (армирования) в отдельных, незначительных по размерам, зонам, то здесь требуется более тщательная триангуляция и более достоверное моделирование контактеров у этой зоны. А иногда (касательно перемычек) просто - заменой полосы на стержневой аналог.
Оговорюсь: единого рецепта никто не даст - только вариации, основанные на понимании реалистичной работы.
А конкретика? Именно этого я и добиваюсь...но в отсутствии аргументированных тестов приходится философствовать, точнее - рассуждать и расставлять акценты: на достигнутом, сомнительном и желаемом.
PS
В Вас я вижу устремленного вперед, ввысь, к истине и всегда! А кому скучно и неинтересно, то - дело, ведь, добровольное...

[AMS]

По п.1 - от Regbi + - за анализ и заинтересованность в решении проблемы!
EUDGEN:
" И все же: не имея достоверной (гарантировано реалистичной) расчетной модели, учитывающей историю возведения, учитывающей нелинейную одностороннюю работу основания (грунтов), учитывающей изменение модуля грунта по толще слоя, учитывающей точную топологию контактирующих (сопрягаемых) конструкций, учитывающую изменение жесткости от уровня НДС (учет перераспределения), призрачно вести речь о "точной модели". Что делать?"
- в этом суть проблемы !!.

[Neo_]

Сообщение от Regby Уважаемый EUDGEN почему вы в своих И последнее. (я в шоке) Увеличил толщину фундаментной плиты с 0.9 м до 2 м, пересчитал, дикие моменты в колоннах у основания уровнялись.... Скачков нет... вот картинка

Че тут такого непонятно, приблизили к штампу... в идеале лучше не толщиной играть а вводить вместо крайних колонн стены (только в подвале) тогда и будет штамп жесткий или регулировать консольками плиты момент в крайних колоннах. А если есть возможность ввести внутри ж/б стены, получим коробчатую плиту в виде подвала.
Кстати интересно, а моменты в плите у вас выросли?

[EUDGEN]

Рассуждаю:

Вот живой пример по-поводу совместной работы Д/Ж и контурных колонн (см. картинку ниже)... Поясню: наступил на те же грабли о несоответствии натурной и дискретной работы сопряжений. Рассуждаю: колонны отлиты в одной опалубке с Д/Ж, условно, колонны - контурные вертикальные волокна единого двутаврового сечения, воспринимающие в основном вертикальные силовые факторы и частично работают на срез. О том, что придиафрагменная колонна работает на изгиб своим сечением, позволю заявить, что не работает. Сие не позволит Д/Ж, обладающая на порядки большей жесткостью. Вывод: придиафрагменные колонны в дискретной модели корректнее представлять в виде пространственного шарнирного стержня. И все! Уходят все нелогизмы и мучения. Только что все это проделал. На жесткость в целом это вообще не сказалось (и понятно)...Да, несколько увеличились усилия в контактных зонах ригелей и перекрытий, но в пределах логики и понимания реалистичной работы.

Regby, отвлек от темы...
Пока не дождался советов на параллельной ветке, думаю, корректнее придиафрагменные колонны замоделить численно параметрическим стержнем, т.е. в плоскости Д/Ж изибную жесткость колонны обнулить, а из плоскости все же надо оставить без изменений. Этим обеспечим жесткость узла колонна-ригель из плоскости контакта с Д/Ж. В случаях крестовых Д/Ж, колонна на пересечении диафрагм воспринимает только продольные усилия.
Проверяю далее...

[Regby]

Кого я отвлек? Чего я отвлек? Сижу и молчу себе в тряпочку... Мы о контурных колоннах сразу в двух темах обсуждать будем?

[EUDGEN]

Сообщение от Regby Кого я отвлек? Чего я отвлек? Сижу и молчу себе в тряпочку... Мы о контурных колоннах сразу в двух темах обсуждать будем?

Да ладно...не злитесь...
Я виноват - не туда сунулся со своей проблемой.
Жаль, сегодня у Россиян день не рабочий...советов, видимо, не дождусь, а я через два дня должен завершить текучку и отдаться любимому занятию - горные лыжи (Буковель ждет своих героев!).
По теме:
Кому интересно: мое уточнение по жесткостям придиафрагменных колонн привело к логическим результатам, во всяком случае, как я это понимаю и ощущаю. Могу сбросить файл spr.
Гоню том расчета...время не ждет...
Еще, о чем подумал: такая модификация, видимо, не будет агрессивной к модели О-Ф-З...надо пробовать...

[Regby]

Файл spr хотим!
Поясните методику? Введением шарнира? (освобождением угловой связи из плоскости диафрагмы???)

ps А почему день не рабочий? Сегодня как раз первый рабочий день... я уже успел на объекте обмерзнуть...

[EUDGEN]

Сообщение от Regby Файл spr хотим! Поясните методику? Введением шарнира? (освобождением угловой связи из плоскости диафрагмы???) ...

Нет, шарниры не ввводятся. Просто, в назначениях жесткости кликаем пиктограмму "численно-параметрическое" и при назначении параметров выполняем то, что я описал в предыдущем посте:

Пока не дождался советов на параллельной ветке, думаю, корректнее придиафрагменные колонны замоделить численно параметрическим стержнем, т.е. в плоскости Д/Ж изибную жесткость колонны обнулить, а из плоскости все же надо оставить без изменений. Этим обеспечим жесткость узла колонна-ригель из плоскости контакта с Д/Ж. В случаях крестовых Д/Ж, колонна на пересечении диафрагм воспринимает только продольные усилия.

Файл пока в работе - если сброшу, куча вопросов повалится, там у меня всего намешано (учет неравномерного сжатия-укорочения колонн, численно-параметрические сечения и прочее...вынужден "кулибинчать" - неучет "МОНТАЖА" показывает свои "зубки", а учесть его правильно непросто...

[Regby]

Может правильнее будет не обнулить... ?
Ведь колонна так или иначе работать будет... быть может правильнее ей задать такую жесткость чтобы она - колонна забирала на себя только малую часть нагрузки - соизмеримую с отношением ее жесткости к жескости даиграммы?
Ничего вразумительного сказать не могу, кроме "Что то здесь не так..."

Верхний рисунок обычное сопряжение, нижний с нулевой жесткостью в одном направлении
Моменты в ригелях возросли на 1 тонну
Перерезывающие усилия колонна теперь то же не воспринимает в этом направлении...
Ну и поля напряжений дифрагмы мне то же не нравяться...

[Neo_]

Есть одна фишка, при задании модели каркас - Ф -гр. основ. если задавать параметрически основанием Пастернака, то при использовании С1 и С2 (отпор и сдвиг) возникают действительно большие моменты в плите и опорах колонн, если задать с2=0 (только отпор грунта ), то соответственно моменты падают...
Может кто то копался поглубже?

[Regby]

Это не фишка... просто модель Пастернака превращается в модель Винклера и все дела

[Regby]

А почему бы не назначить связку колонна+диафрагма+колонна одним единственным стержнем двутаврового сечения? и в последствии работать с единым элементом...

[EUDGEN]

Сообщение от Regby Может правильнее будет не обнулить... ? Ведь колонна так или иначе работать будет... быть может правильнее ей задать такую жесткость чтобы она - колонна забирала на себя только малую часть нагрузки - соизмеримую с отношением ее жесткости к жескости даиграммы? Ничего вразумительного сказать не могу, кроме "Что то здесь не так..." Верхний рисунок обычное сопряжение, нижний с нулевой жесткостью в одном направлении Моменты в ригелях возросли на 1 тонну Перерезывающие усилия колонна теперь то же не воспринимает в этом направлении... Ну и поля напряжений дифрагмы мне то же не нравяться...

То, что определенные извращения допускаю, понимаю, но я понимаю долю погрешности при такой манипуляции. Она ничтожна. Придиафрагменная колонна (с обнуленной изгибной жесткостью) прекрасно работает в продольном направлении совместно с Д/Ж - узлы у них по контакту общие в дискретной модели.
Соглашусь, что на сдвиг колонна совершенно исключилась из работы, ведь жесткость GF не обнулялась. Правда, зная долевое участие на сдвиг колонны в связке колонна-Д/Ж-колонна, на это можно закрыть глаза. Это относится и к моменту в колонне...

[Regby]

И все таки я хотел бы услышать минусы предложения с единым стержнем... (если не затруднит) можете считать это интуицией (а как говорил у нас в армии один лейтенант - интуиция это умение головы чуять жопой), но мне кажется что результаты будут намного точнее. Дайте мне время (у вас то понятно его нет - вам расчеты выдавать надо) я придумаю что нибудь

[Neo_]

Сообщение от Regby Это не фишка... просто модель Пастернака превращается в модель Винклера и все дела

Это не меняет сути, то что пружинки ввел Винклер. Главное что точнее и где собака порылась. Модели разные но что брать ? где максИмум? или среднее.

[Regby]

Сообщение от Neo_ Это не меняет сути, то что пружинки ввел Винклер. Главное что точнее и где собака порылась. Модели разные но что брать ? где максИмум? или среднее.

посмотрите эту тему с поста №66 и далее.. Городецкого почитайте... (что то слишом часто я употребляю эту фамилию)

[Regby]

Выставляю на суд общественности то что у меня получилось. Методом многих матюков и ночными бдениями за компьютером удалось смоделировать систему -колонна+диафрагма жесткости+колонна стержнем. Эпюру My прикладываю (верхняя модель - типичная, нижняя левая - игибной жесткостью колонн в одном направлении, нижний правый - вариант со стержнем). Файл расчетной схемы прикладываю. Вполне допускаю что я что то там не учел - все таки опыта маловато.

Достоверность расчетной схемы проверял простым сложением нагрузки от схемы на основание. Для внешней приложеной нагрузки результаты получились идентичными, для собственного веса, разными, но я считаю что вариант со стержнем более точный, так как в варианте с диафрагмой в виде оболочки эта самая оболочка в 2-х места имеет общий объём с колонной т.е. вес бетона учитывается 2 раза поэтому и нагрузка от собственного веса чуть больше (на 3.5 тонны).

Так же прошу помощи в анализе данной схемы. Хотелось бы совместно разобраться в ее плюсах и минусах.

связь между ригелями и диафрагмой стержнем выполнил через АЖТ с мастер узлом в точке ригеля.

Некоторые выводы:
Моменты в ригелях еще увеличились по сравнению со схемой с жесткостью кеолонн в одном направлении
Моменты на крайних колоннах заметно уменьшились
Схема стала чуть более деформативной
Процесс задания модели не очень технологичен... В общем расчитываю на конструктивную критику. Всем спасибо.

[EUDGEN]

Сообщение от Regby Выставляю на суд общественности то что у меня получилось. ... Некоторые выводы: Моменты в ригелях еще увеличились по сравнению со схемой с жесткостью кеолонн в одном направлении Моменты на крайних колоннах заметно уменьшились Схема стала чуть более деформативной Процесс задания модели не очень технологичен... В общем расчитываю на конструктивную критику. Всем спасибо.

Устремленность к истине - процесс важный и неизбежный для думающих особей...
Но, в случае замены плоскостных КЭ на одномерные (стержни) необходимо тщательное моделирование геометрии (топологии) и жесткостных характеристик. Стержень, видимо, надо задавать с учетом сдвиговой жесткости. Введение АЖТ иногда реагирует неадекватно. Сложно при этом замоделить пятно контакта Д/ж с фундаментами и перекрытиями. Эти факторы существенно исказят работу контактеров.
Сопоставлять нужно не только усилия, но и деформации (перемещения)...
ЗЫ
К сожалению, времени в обрез... детально не могу влезть в Ваши тесты.
Но я не сомневаюсь, что методом проб и ощибок, на ПРОСТЫХ тестовах задачках, Вы найдете обоснованный вариант модели, совпадающий по работе с сопроматовским представлением работы двутаврового сечения.
Да, именно, надо ручками посчитать консоль высотой 3 м, защемленную по низу, нагруженную для наглядности горизонтальной нагрузкой 10 тонн. Затем эту консоль замоделить в СКАДе (ЛИРЕ) в нескольких вариантах: просто стержень, стержень со сдвиговой жесткостью, топологическая дискретка в полной геометрией (наша модель), и самый последний вариант - модель из трехмерок - полная топологическая аналогия. Это - большая и кропотливая работа, но важная для осмысления реализма. И вообще идеально, если где-нибудь разыщите результаты экспериментов (натурных испытаний). Сопоставляя, анализируя, выбирая, отбраковывая - путь к истине, и мы знаем, что:

[p_sh]

Сообщение от Regby систему -колонна+диафрагма жесткости+колонна стержнем.

помню делали подобную модель.
выводы были таковы - чтобы более отразить суть работы диафрагмы в составе здания (её жесткость) требуется её же жесткость сделать эквивалентной реальной (реализм модели) - т.е. учесть все дополнительные пересечения в сечениях.
перемещения по верху диафрагмы (многоэтажной) совпадали с решением стержневой модели (двутавр) до какого-то знака после запятой

http://dwg.ru/f/showthread.php?t=527...C%EE%F1&page=2

[Regby]

1 Голова уже не варит, посмотрю вечером
2 2 p_shспасибо
3 Что такое "все дополнительные пересечения в сечениях" непонял - на свежую голову буду думать
4 в приложенном мною файле (пост 137) перемещения диафрагмы смоделированной стержнем то же ДОСТАТОЧНО совпадают с другими моделями
5 С натурными испытаниями это вы прикольно...

[p_sh]

Что такое "все дополнительные пересечения в сечениях"

имелся в виду повторный (двойной) учет жесткости

вы еще про историю возведения забыли .... и ползучесть и нелинейность и...

[Regby]

Сообщение от p_sh имелся в виду повторный (двойной) учет жесткости вы еще про историю возведения забыли .... и ползучесть и нелинейность и...

"двойная жесткость" получается в модели предложенной EUDGEN-ом (он ее наверное учел в своей работе - не знаю), я просто смоделировал по его идеи и вот как получилось... согласен двойную жестоксть учитывать надо а я этого не сделал. Я же предложил вариант со стержнем, там "двойной жесткости" нет... хотя если честно мне не нравиться момент в этом стержне.. маленький он очень, а ведь бОльшая жесткость должна собирать на себя и бОльшую нагрузку... и бОльшие моменты.

Хотя быть может проблема связана с тем что я оси неправильно развернул? Честно говоря не могу разобраться с этим (да и времени нет пока)

[p_sh]

момент в стержне это только когда схема сильно многоэтажная (много ветра или эксцентриситета (или всё в кучу)). в вашем случае это вообще паразитная вещь. (если силенки с примыкающих конструкций одинаковые то и момента вовсе не должно быть)

[Regby]

у меня схема нагружена моментом в "одну сторону".. так что момент быть там должен я думаю (а схему вы не смотрели )

[Regby]

По основной теме (огромные моменты в точках защемления колонн в фундаментную плиту).

В самой известной из серьезных книг SCAD "Расчетные модели сооружений и возможность их анализа" анализируется совместимость разномерных элементов. Так в главе 5.3.1 "Стержни + плиты" описывается примыканике стержня (колонны) и плиты (фундаментной плиты) авторы громко говорят о абсолютном несоответсвии получаемых результатов с истинными.
Вот несколько характерных фраз:
"Однако, получаемые в этой расчетной схеме изгибающие моменты в сечениях стоек, примыкающих к плите, не имеют отношения к истинному распределнию внутренних усилий. А если это так то это скажется и на распределении внутренних усилий в остальных элементах каркаса здания."
"В пределе, при устремлении максимального размера сеточной ячейки к нулю это изгибающие значения так же должны стремиться к нулю, а это означает, что расчетная схема обеспечивает не жесткое, а шарнирное присоединение элементов каркаса к плите. То что пользователь формально при избранной им сетке получает некоторые отличные от нуля численные знаечения изгибающих моментов, свидетельствует лишь о погрешности дискретизации в методе конечных элементов, но нет же никаких оснований погрешность дискретизации принимать за достойный доверия результат!"

Таким образом: можно сделать вывод что эти ОГРОМНЫЕ моменты есть ни что иное как ошибка в создании расчетной схемы (или правильнее будет - неучет ошибочного взаимодействия несовместных конечных элементов. Далее авторы дают рекомендации. Они сводяться к тому что в месте примыкания колонны к плите как правило существуют элементы повышеной жесткости (и действительно - будь это подколонник, стакан или какая нибудь распределительная система - жесткость много больше жесткости фундаментной плиты и колонны). Авторы рекомендуют такие места моделировать при помощи элементов АЖТ с размерами подколонника или размерами колонны+толщина плиты (что соответствует пирамиде продавливания).

Я провел ряд тестов по введению в расчетную схему АЖТ. Результаты оказались интересными (и в принципе соответсвующие ожидаемым результатам). В "придиафрагменной колонне" величины изгибающих моментов резко уменьшаились, а обычных колоннах (взятая произвольно) значение момента наоборот немного выросло (что соответсвтует переходу колонны из шарнирно-сопряженного состояния к жестко-сопряженному).

В качестве минуса данного решения сразу можно указать трудоемкость по введению АЖТ в каждый стык колонна-плита.

Я очень сомневаюсь что читающие эту ветку специалисты не знакомы с данной книгой. Но я не видел постов с обсуждением данного решения. (хотя всем видно когда я зарегистрировался поэтому возможно я многое пропустил).

Хочется услышать Ваше мнение.

PS. Прикладываю эпюру момента My. В стыке с фундаментной плитой левой придиафрагменной колонны присутствует АЖТ, в стыке с правой придиафрагменной плитой нет ничего.
Для наглядности: результаты моментов My в обоих колоннах 1 - случай без АЖТ 2 -случай с АЖТ

случай____левая колонна_______правая колонна
__1__________-5,02_________________ 6,61
__2__________-2,46__________________6,69

[ander]

Regby, я нашел решения ортогонального сопряжения стержня с пластиной ~1 год назад, какие только варианты не рассматривал. Вопрос не новый, я искал решение в Лире. Согласен, использование АЖТ трудоемко, поэтому иногда использую стержневые КЭ для получения жесткого тела - учета фактического сопряжения конструкций. Минус для Лиры был еще и в том, что при физической нелинейности АЖТ быть не должно, просто не считала, не знаю, как в новом релизе.

Про диафрагмы я также уже говорил, нет тут нелогизмов, есть потеря континуума модели ввиду дискретизации схемы, да, но это не великая проблема, поскольку инженер оперирует определенной точностью расчетов и в 5-10% можно запросто уложиться, используя достаточную сетку и принципы учета фактической зоны сопряжения конструкций. При этом, я не вижу принципиальной необходимости защемлять колонну на обрезе, если она (пара колонн) принадлежит диафрагме. Хотя даже, если защемить, то, при выше описанных условиях сопряжения, момент не будет влиять на подбор арматуры.

[p_sh]

Сообщение от Regby По основной теме (огромные моменты в точках защемления колонн в фундаментную плиту). В самой известной из серьезных книг SCAD "Расчетные модели сооружений и возможность их анализа" анализируется совместимость разномерных элементов. Так в главе 5.3.1 "Стержни + плиты" описывается примыканике стержня (колонны) и плиты (фундаментной плиты) авторы громко говорят о абсолютном несоответсвии получаемых результатов с истинными. Вот несколько характерных фраз: "Однако, получаемые в этой расчетной схеме изгибающие моменты в сечениях стоек, примыкающих к плите, не имеют отношения к истинному распределнию внутренних усилий. А если это так то это скажется и на распределении внутренних усилий в остальных элементах каркаса здания." "В пределе, при устремлении максимального размера сеточной ячейки к нулю это изгибающие значения так же должны стремиться к нулю, а это означает, что расчетная схема обеспечивает не жесткое, а шарнирное присоединение элементов каркаса к плите. То что пользователь формально при избранной им сетке получает некоторые отличные от нуля численные знаечения изгибающих моментов, свидетельствует лишь о погрешности дискретизации в методе конечных элементов, но нет же никаких оснований погрешность дискретизации принимать за достойный доверия результат!"

нижние цитаты никакого отношения к выделенному не имеют (или по крайней мере главенствующего)
моменты в обрезе колонн (в защемлении обрамленной колоннами диафрагмы) появляются вследствие работы диафрагмы.
Честно не помню где это демонстрировал моделью, но попробуйте и увидите, что колонну поворачивает именно диафрагма вследствие её поперечного расширения, а плита способствуя ограничению расширения вследствие её большой жесткости есть не более чем это защемление, способствующее появлению резкого поворота сечения колонны, и акк следствие появлению большого момента в обрезе.

[p_sh]

Сообщение от Regby .

вот смотрите слева направо

1-я схема - классика
2-я схема - материал с нулевым коэффициентом Пуассона - как сила действует так и деформируется
3-я схема - имеет возможность "скольжения" в бок по обрезу (не закреплена)

соответственно момент только в первой схеме


(вашу схему, каюсь, внимательно не смотрел)

[UIII]

Сообщение от Regby Здравствуйте, попробую присоединиться к столь славной компании и высказать свою точку зрения. ... Еще во мне вызывает внутренний протест ваши вариации на тему расчетов нескольких моделей. Мне непонятна сама стадия рабочки.. получается какие то конструкции будут заармированны для одной расчетной модели, другие для другой, третьи для третей... но ведь перераспределение энергий в один момент времени будет таким что близкой к верной будет только одна из расчетных моделей, а не может возникнуть такой ситуации что в каком то месте ВДРУГ нехватит жесткости, только потому что это место сконструированно для неверной (та которая не случилась в данный момент) расчетной модели? Мое внутреннее Я стремиться к тому чтобы работать с единой моделью (т.е. делать несколько и принимать за корректную одну из них по ней и проводить конструктивные работы) более или менее отражающую действительность, но тогда опять возвращаемся к вопросу - а как она выглядит эта действительность? Для наглядности рассмотрим пример из Городецкого "Расчет и проектирование конструкций высотных зданий из монолитного железобетона" 8 и 9 страница рассмотрено 2 расчетные модели. В случае расчета модели без основания момент в плите перекрытия момент меньше чем в модели с основанием, но момент в фундаментной плите посчитанной без конструкции больше чем при совместном расчете. Если производить армирование по максимальным моментам. то я вижу это нелогичным. ...

Добрый день! Уже около года изучаю темы данного форума, касающиеся расчётов МКЭ. Очень радует настойчивость и неутомимость EUDGENа в озвучивании тех проблем, которые игнорируются (стыдливо умалчиваются) определённой частью общества, так или иначе причастной к проектированию.
Мне близки и понятны тревоги и опасения, затронутые в этой и смежных темах - сам всё время топчусь по тем же граблям.
Теперь касательно цитаты - у нас в Иркутске (сейсмичность 8 и 9 баллов) основными проектными институтами предлагается (читай "требуется") к расчёту многовариантная модель зданий, состоящая как минимум из 4 моделей:
- модели №1 и №2 - совпадают по геометрии и топологии, различия заключаются в жёстком и упругоподатливом опирании здания - в первом случае принимаются закрепления по всем 6 степеням свободы в уровне подошвы фундаментов, во втором - та или иная теория использования C1-C2
- каждая из моделей №1 и №2 в свою очередь делится на две - в первом случае стеновое заполнение полностью включено в работу каркаса, во втором - не оказывает никакого влияния на деформативность ж/б каркаса.
Предпосылки при этом следующие - истина как всегда где-то между...
и вышепредставленными моделями описываются граничные условия поведения реального здания. Поэтому выполнив армирование здания по максимальным значениям содержания арматуры в сечениях, полученных при расчёте четырёх моделей - мы тем самым обеспечим восприятие каких бы то ни было усилий, имеющих вероятность возникновения в данном здании. Естественно - налицо перерасход по арматуре, но вроде бы гарантия от возможного недоучёта тех или иных усилий.
Хотелось бы услышать Ваше мнение по поводу используемой методики расчётов - может доля логики всё же есть?

[EUDGEN]

Сообщение от UIII . Мне близки и понятны тревоги и опасения, затронутые в этой и смежных темах - сам всё время топчусь по тем же граблям. Теперь касательно цитаты - у нас в Иркутске (сейсмичность 8 и 9 баллов) основными проектными институтами предлагается (читай "требуется") к расчёту многовариантная модель зданий, состоящая как минимум из 4 моделей:

Вопрос, как я понимаю, и ко мне...
1. Не все то хорошо, что много Порой, полученную арматуру по расчету, трудно разместить в сечении (см тему "Бредовости результатов рачета..."
2. Модель - модели рознь..., а главное: выбрать наиболее реалистичные и обоснованные. Повторюсь из многих моих выступлений: "лучше обоснованно отказаться от учета определенных особенностей моделирования трудноформализуемых аспектов, чем получить труднообъяснимые результаты расчета при их учете". Для кого-то может показаться, что я каламбурю, но навскидку кое-какие особенности озвучу (их полно в моих прежних высказываниях):
- бессмысленно учитывать работу модели О-Ф-З без учета МОНТАЖа, податливости узловых сопряжений, точной топологии в зонах сопряжений, реалистичного моделирования континиумов на сопряжениях колонн-диафрагм, диафрагм-ригелей и самое главное - без реалистичной модели основания (см. С1 и С2);
- бессмысленно применять мелкую сетку триангуляции;
- бессмысленно учитывать физнелин при динамичнеских знакопеременных воздействиях не учитывая раскрытие-закрытие трещин.
- моделирование работы перемычек и узких простенков корректнее выполнять стержневыми КЭ;
и т.д. - это все ближе к теме "Искусство моделирования...", но все грабли в нашем ремесле переплетены. И, не наступать часто на них - это тоже "искусство".
Понимаю, ничего нового не сказал - это так - "связка дров" в костер, может кого-нибудь зацепит, а может и согреет.

[Constantin Shashkin]

UIII, доля логики здесь есть. Нужно только правильно получать C1 и C2 (чтобы они давали адекватную осадку, близкую методу послойного суммирования). Тогда действительно армирование приближается к реальной работе конструкций. Не нужно впадать в излишний пессимизм, что нужно либо учесть сразу все, либо считать без основания (EUDGEN). Детали сопряжения колонн и диафрагм важны, но в локальной области (принцип Сен-Венана в действии). При расчете системы О-Ф-З важна интегральная жесткость здания, в которой эти мелочи, как правило, не проявляются. Мы проверяли расчет конструкций с учетом деформирования основания во времени и процесса возведения. Здесь важно соотношение скоростей строительства и осадок. При возведении зданий на глинистых грунтах с длительной осадкой расчет без последовательности возведения дает вполне разумный запас. Что качается "труднообъяснимых результатов" - их не должно быть. Расчетчик должен анализировать модель, пока не получит объяснения всех результатов. Иначе - это не расчет. Моделировать неизвестно что без понимания задачи, конечно, бессмысленно.

[EUDGEN]

Сообщение от Constantin Shashkin . Детали сопряжения колонн и диафрагм важны, но в локальной области (принцип Сен-Венана в действии). При расчете системы О-Ф-З важна интегральная жесткость здания, в которой эти мелочи, как правило, не проявляются. ..... Что касается "труднообъяснимых результатов" - их не должно быть. Расчетчик должен анализировать модель, пока не получит объяснения всех результатов. Иначе - это не расчет. Моделировать неизвестно что без понимания задачи, конечно, бессмысленно.

1.Если Вы имеете дело с сейсмическим воздействием, то проявляются двусторонние грабли, скорее - ножницы: действительно, на глобальную жесткость эти сопряжения несильно влияют и сейсмичкеские силы, вцелом на сооружение, будут близки к истине. Нельзя не отметить вторую сторону медали, значительно влияющую на локальные НДС - это зоны сопряжений и участки между узлами триангуляции, принадлежащие одновременно нескольким типам конструкций (колонна - Д/Ж - ригель - перекрытие). Известно, что метод КЭ реализует метод перемещений, т.е. более точная картина НДС только в узлах. В створе между смежными узлами апроксимирующие функции не учитывают сплошность среды, вернее, для сопрягаемых одномерных и двумерных КЭ игнорируется участок континиума (выставлял кучу примеров в теме "Бредовые результаты..."). Повторюсь: недостоверный учет топологии, податливости и монтажа заведомо даст недостоверный результат НДС и армирование.
2. То-то же... Определить насколько опасны грабли - это профессионализм и как их сделать менеее опасными - это некое искусство профессоинала. К сожалению, наша профессия далека от аналитики - приходится итерировать и интерполировать, учитывая геометрию, физику, историю, приближаясь к относительной истине, зная, что:

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN 1 т.е. более точная картина НДС только в узлах. В створе между смежными узлами апроксимирующие функции не учитывают сплошность среды, вернее, для сопрягаемых одномерных и двумерных КЭ игнорируется участок континиума (выставлял кучу примеров в теме "Бредовые результаты...").

по идее он (континуум) вроде учтен (т.е. попытка учесть это в матрице совместности деформаций есть), но результаты иногда действительно ставят в тупик...

[EUDGEN]

Сообщение от p_sh по идее он (континуум) вроде учтен (т.е. попытка учесть это в матрице совместности деформаций есть), но результаты иногда действительно ставят в тупик...

Мы с Вами, тут, немало "намутили", думаю, не из вредности...но как-то Ваша реакция на совместную работу нижних колонн и Д/Ж в моем сознании не запечатлелась...
Напомню: дикие скачки момента в колонне навеяли подозрение (уверенность) в том, что колонна и Д/Ж у сопряженния с фунд.плитой работают автономно, т.е. несовместно, что не есть реально. Я высказал мнение, что модель такой колонны, способной генерировать, в основном, продольные усилия ближе по работе к шарнирному стержню в плоскости с Д/Ж и относительно жесткой из плоскости. Я в реальных расчетах так и делаю: обнуляю EI в соответствующей плоскости, тем самым заставляю Д/Ж воспринимать сдвиг и изгиб - собственно, для этого они и ставятся. Колонна же, жесткотстью EF воспримет соответствующую долю продольных усилий, т.е. выполнит свою основную функцию в совместной работе.
Если это так, то авторы программ, в инструкциях пользователю, должны, на мой взгляд, о сих эффектах предупреждать или рекомендовать...
К чему я? В открытой мной теме "Искусство моделирования..." я обосновывал необходимость наличия некого нормативного "ПОСОБИЯ" по использованию приемов моделирования. И хотя сам расчет - способ рассуждения инженера (по Городецкому) , рассуждения должны быть векторно направленными, тогда и результаты у всех будут кучными, а не в разброс.
Я понимаю, что наш форум - не научный консилиум, да и не самые лучшие умы бороздят пространство . Однако, многие поднимаемые проблемы имеют практическое значение для многих спецов. Многие темы забыты и заброшены...а жаль...

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN Мы с Вами, тут, немало "намутили", думаю, не из вредности...но как-то Ваша реакция на совместную работу нижних колонн и Д/Ж в моем сознании не запечатлелась...

попробую что-нибудь еще наколдовать

[Constantin Shashkin]

В стержнях используются функции формы третьего порядка, а в диафрагме жесткости, скорее всего, первого порядка в плоскости и третьего - из плоскости. Поэтому полной совместности в плоскости не будет. Но все зависит от типа КЭ. Я делал элемент оболочки с функциями формы третьего порядка в плоскости. Свод общих правил для МКЭ не написать. Как ни грустно, для грамотных расчетов нужно хоть немного знать теорию МКЭ.

[EUDGEN]

Сообщение от Constantin Shashkin ... Я делал элемент оболочки с функциями формы третьего порядка в плоскости. Свод общих правил для МКЭ не написать. Как ни грустно, для грамотных расчетов нужно хоть немного знать теорию МКЭ.

Интересно, как выглядит модель и в чем рассчитана?
Попробуйте посчитать П-образку на фунд.плите только на вертикальную нагрузку, по модели О-Ф-З (см. картинку)

[Constantin Shashkin]

Поподробнее, пожалуйста! Что за основание? Слой упругих КЭ? Какие нагрузки? А главное, что сравнивать и с чем? Какой эффект Вы хотите увидеть?

[EUDGEN]

Сообщение от Constantin Shashkin Поподробнее, пожалуйста! Что за основание? Слой упругих КЭ? Какие нагрузки? А главное, что сравнивать и с чем? Какой эффект Вы хотите увидеть?

Видимо, тему с начала не читали...
В нижней придиафрагменной колонне на стыке фунд - колонна- Д/Ж скачок Мизг от вертикальных нагрузок. Основание С1=1500т/м3. (вообще могу файл spr выложить, хотя вначале темы имеются и другие)...
Ниже картинка Мизг.

[Constantin Shashkin]

А что Вам не нравится? Может, я не все внимательно посмотрел. Уж очень много написали. Между колонной и диафрагмой плита фундамента гнется. Момент передается на диафрагму и колонну. Я посчитал - у меня так же. Миниатюру потом приложу. Что здесь неправильно?

[EUDGEN]

Сообщение от Constantin Shashkin А что Вам не нравится? Может, я не все внимательно посмотрел. Уж очень много написали. Между колонной и диафрагмой плита фундамента гнется. Момент передается на диафрагму и колонну. Я посчитал - у меня так же. Миниатюру потом приложу. Что здесь неправильно?

1. Мне не нравится, что колонна в створе двух нижних узлов сетки триангуляции гнется...разве Д/Ж в реальности позволит так колонне "гнуться"?, ведь они отлиты в одной опалубке и работают на сопряжениях совместно...
2. Еще раз акцентирую: дискретная схема в экстримах существенно искажает реальную работу - у меня нет никаких сомнений на этот счет...
Другое дело - как смоделировать такое сопряжение в дискретном представлении, чтобы получить реалистичную картину НДС. Вариант мной был предложен где-то выше...
Чем проверить и с чем сопоставить тоже вопрос?...
Пока, я это ощущаю "кожей" и своим представлением реальной работы конструкций...А то, что все программы на базе МКЭ дадут идентичные результаты - я и не сомневаюсь..., но это не означает, что рез-ты верны...
Короче, я в ожидании реализма...

[Constantin Shashkin]

В scad возникает разрывность, поскольку в элементах нет степени свободы вращения в плоскости. Но это не ошибка. Сгущение сетки сводит эту неточность к нулю. Поэтому прнципиальной проблемы я здесь не вижу. Наоборот, такое сопряжение элементов разных размерностей достаточно корректно. Бывает сильно хуже. Сравнивать нужно с решением объемными КЭ. Только элементы 1-го порядка scad здесь использовать нельзя.

[EUDGEN]

Сообщение от Constantin Shashkin В scad возникает разрывность, поскольку в элементах нет степени свободы вращения в плоскости. Но это не ошибка. Сгущение сетки сводит эту неточность к нулю. Поэтому прнципиальной проблемы я здесь не вижу. Наоборот, такое сопряжение элементов разных размерностей достаточно корректно. Бывает сильно хуже. Сравнивать нужно с решением объемными КЭ. Только элементы 1-го порядка scad здесь использовать нельзя.

Неожиданно тема пересеклась с некоторым дублированием проблемы:
http://dwg.ru/f/showthread.php?t=9261
Можно продолжить там.

[EUDGEN]

Всем привет!
Делаю вывод, не в свою пользу:
1. Отсутствие (физическое) времени, в связи с огромной текучей работой, негативно отражается на совершенствовании профессионализма. Книгу " Расчет сооружений на деформируемом основании" С.Н.Клепикова, любезно выложенной JEKA, только сегодня удалось пролистать.
Умные мысли Клипикова реалистично укладываются в лоно практики, и не только, связанной с моделью грунта, но и с анализом работы конструкций сооружений - редкое совпадение...
2. Я позволю себе выставить пару страниц из книги:
Если интерес у кого-то возбудится, думаю, интересно было бы более детально проштудировать основные моменты книги с анализом и выводами, применительно к практическим действиям.

[EUDGEN]

И здесь о моделях основания:

[EUDGEN]

Сообщение от EUDGEN Всем привет! Делаю вывод, не в свою пользу: 1. Отсутствие (физическое) времени, в связи с огромной текучей работой, негативно отражается на совершенствовании профессионализма. Книгу " Расчет сооружений на деформируемом основании" С.Н.Клепикова, любезно выложенной JEKA, только сегодня удалось пролистать. Умные мысли Клипикова реалистично укладываются в лоно практики, и не только, связанной с моделью грунта, но и с анализом работы конструкций сооружений - редкое совпадение... 2. Я позволю себе выставить пару страниц из книги: Если интерес у кого-то возбудится, думаю, интересно было бы более детально проштудировать основные моменты книги с анализом и выводами, применительно к практическим действиям.

В подтверждение реалистичных высказываний КЛЕПИКОВА, выставлю ниже фрагмент результатов расчета 17-ти этажного здания совместно с О-Ф:
1. Нагрузки основного сочетания (вертикальные).
2. Основание - грунтовые сваи, длиной 16 метров. При Е=20 мПа коэффициент постели С1=195 т/м3, С2=2500 т/м. Габариты плиты 37.5х21 м.
3. При среднем давлении на основание 25 т/м2, осадка по разным программам - в пределах от 8 до 25 см!
Некоторые выводы и сомнения по выставленным картинкам:
а). Преследовалась цель учесть влияние деформированной схемы фунд. плиты на прочность наземных кон-ций.
б). Так вот, при разности деформаций (по оси Z) для фрагмента в осях 1-2 по оси В (по габариту Д/Ж), для опорного участка придиафрагменной колонны, выскакивает бешенный момент и соответственно армирование (AS1=55 см2).
в). Следуя требованиям СНиПов, необходимо учитывать совместную работу О-Ф-З, что определенно напрягает в части полученных результатов расчета.
г). Следуя высказываниям Клипикова, при незначительных неравномерных деформациях учитывать совместную работу не требуется (мое толкование прочитанного).
д). Следуя логике и пониманию деформирования сплошных сред, таких всплесков в опорных зонах (для придиафрагменных колонн) не должно возникать, что согласуется с п. г).
ВОПРОСЫ
I. На основании каких норм обойти требования СНиПа?
II. Если, все-таки, требование учета совместной работы О-Ф-З актуально, то каким образом реалистично замоделить узел сопряжения колонны, Д/Ж и фунд. плиты? Далее, нужен ли учет пластики (податливости) в этих зонах сопряжений? Какие еще нюансы реалистичного деформирования при моделировании нужно учесть (МОНТАЖ, и пр.).? А главное: кто это делает в реальном проектировании?
PS
Тема несколько позабыта...
Где вы мэтры-ассы нашего форума: maestro, Jeka, AMS, p_sh, ЛИС, Constantin Shashkin, ander и другие знатоки-профессионалы?

[EUDGEN]

Уточняю (дополняю) к пункту б):
б). Так вот, при разности деформаций 2 мм (по оси Z) для фрагмента в осях 1-2 по оси В (по габариту Д/Ж), для опорного участка придиафрагменной колонны, выскакивает бешенный момент и соответственно армирование (AS1=55 см2).
Все остальное - выше.

[Frisian]

Не могут ли эти всплески возникать из-за несовершенства метода конечных элементов? Ведь сопряжение оболочки и стержня не имеет чистого решения в МКЭ. Отсюда и всплески.

Может быть попробовать обойти эту трудность введением абсолютно жестких тел?

[EUDGEN]

Сообщение от Frisian Не могут ли эти всплески возникать из-за несовершенства метода конечных элементов? Ведь сопряжение оболочки и стержня не имеет чистого решения в МКЭ. Отсюда и всплески. Может быть попробовать обойти эту трудность введением абсолютно жестких тел?

1. Этот эффект я тоже так объясняю, но, даже, если ввести АЖТ по контакту с фундаментной плитой, дикретное представление по контакту торцов Д/Ж и колонн этим не устранится...а ввести АЖТ и по контакту колонн и диафрагм - получится полный бред...
2. Я здесь вижу и другие "подводные камни" - пока умолчу... дождемся другие мнения...

[Tandr]

EUDGEN, Здравствуйте!
Еще один момент: на сколько реалистичны, по вашему, усилия, в частности моменты, в средних колоннах? Наверное при жесткой заделке по обрезу моменты в разы меньше (у меня при учете О-Ф-З момент в практически центрально нагруженной колонне вылез под 80 Т*м, а при заделке по обрезу не более 3 Т*м). Как с этим быть?

[EUDGEN]

Сообщение от Tandr EUDGEN, Здравствуйте! Еще один момент: на сколько реалистичны, по вашему, усилия, в частности моменты, в средних колоннах? Наверное при жесткой заделке по обрезу моменты в разы меньше (у меня при учете О-Ф-З момент в практически центрально нагруженной колонне вылез под 80 Т*м, а при заделке по обрезу не более 3 Т*м). Как с этим быть?

То-то же!
1. Я всегда ищу обоснование - объяснение по картине деформаций. К сожалению, метод перемещений, реализованный в МКЭ для упруго-линейных зависимостей, "суров и не очень справедлив" применительно к ЖБК. К сожалению, однозначных ответов я дать не могу - сам всегда в поиске истины (или приближенно к ней).
2. Мое мнение высказано выше в сообщениях, но, как я понимаю по реакции ассов-форучан, не все со мной солидарны.
3. Точно знаю и уверен, что сплошная среда для большинства типа строительных конструкций (при моделировании РС) весьма относительна и попытки моделирования дискретными способами изначально таят "подводные камни". Как быть? Точного ответа пока не знаю... Знаю философские принципы: от простого к сложному, от частного к общему. Т.е. любое сооружение можно привести к РС с частными (известными и проверенными жизнью и практикой) параметрами... Далее: анализ, модификации, синтез, согласование с совестью и проектное решение.
Жду и ищу более строгие алгоритмы численных исследований, но пока "кулибничаю", как понимаю и представляю...
4. Да, защемление по обрезу дает более логичные результаты, на мой взгляд и умозаключение.
Пока так. Ждем-с...

[Tandr]

EUDGEN,
Расчитывал здание с учетом О-Ф-З в двух вариантах:
1. Под плитой переменный коэф. пастели, свай - стержни с перем. коэф. пастели по боковой пов-ти и КЭ-51 на конце.
2. грунт моделировался ОКЭ.
Различие усилий в колоннах по обрезу фундамента, мягко говоря, привело в недоумение: моменты не только отличались в разы, но и меняли знак. Арматура получалась такая, что мама не горюй, если вообще подбиралась.
Выше на перекрытия результаты по обеим схемам были сопоставимы с жесткой заделкой.
После проведения этих "экспериментов" невольно вспомнилось ваше выражение преимуществе обоснованного неучета факторов против учета необоснованного.
P.S. Извините за не точность фразы.

[EUDGEN]

Сообщение от Tandr EUDGEN, Расчитывал здание с учетом О-Ф-З в двух вариантах: 1. Под плитой переменный коэф. пастели, свай - стержни с перем. коэф. пастели по боковой пов-ти и КЭ-51 на конце. 2. грунт моделировался ОКЭ. Различие усилий в колоннах по обрезу фундамента, мягко говоря, привело в недоумение: моменты не только отличались в разы, но и меняли знак. Арматура получалась такая, что мама не горюй, если вообще подбиралась. Выше на перекрытия результаты по обеим схемам были сопоставимы с жесткой заделкой. После проведения этих "экспериментов" невольно вспомнилось ваше выражение преимуществе обоснованного неучета факторов против учета необоснованного. P.S. Извините за не точность фразы.

1. Мысли в унисоне грез...
Поражаюсь, что ассов сие не возбуждает...
Точку, увы, поставить пока не могу - не все эффекты по контакту объяснимы, во всяком случае, нас уже двое.
2. Пытаюсь найти закономерности в зонах сопряжений, не меняя характеристики деформируемого основания. Ниже картинки сопоставления крупной и мелкой разбивки (+АЖТ). Результаты сопоставления не вдохновляют на позитивные выводы. Интуитивно чувствую, что проблемы не в способах моделирования контактных узлов, хотя и они меняют картину количественно, но не качественно. Проблема зарыта в выражениях аналитических зависимостей для сплошных сред, неадекватно описываемых МКЭ. Поясню: для двутаврового сечения, скажем балки, подверженной изгибу, основную ношу по восприятию изгиба берет на себя полка, пояса же способны воспринимать в основном только нормальные усилия (растяжение или сжатие). Найдем аналогию в Д/Ж с примыкающими колоннами - условно двутавровое сечение отлитое в одной опалубке. Да, соглашусь, что граничные условия на контакте с фунд. плитой существенно сказываются на НДС, и, для того, чтобы колонна на контакте получила изгибную деформацию, Д/Ж должна потерять устойчивость, т.е. не препятствовать изгибу колнны. Сие в натуре не может происходить, во всяком случае ЯТД.
Жаль, я пока не нашел аналитического решения по изгибу двутавра, но если вспомнить сопромат, а он для упругих задач, то характер напряжений однозначно определен линейным законом. Соглашусь, что для ЖБ это несколько иначе.
3. По поводу необосновываемых эффектов: отказ от их учета все же должен быть обоснован нормативными или декларативными документами, которые пока мне не встречались. Здесь, я вижу существенные недоработки нормотворцами и разработчиками ВК, не акцентирующие проблемные нюансы в реальных задачах - разброс результатов по различным методам может отличаться в разы, что ставит в тупик при принятии окончательного решения.
4. Кому-то может показаться, что я от нечего делать веду с собой "умные" беседы и морочу солидным людям голову... Ну, так успокойте, научите и поделитесь опытом, коль у вас такого "бреда" не возникает. Кстати, в монолитных бескаркасных зданиях такой бред действительно не возникает, а в каркано-связевых - постоянно. Замечу, что в условиях сейсмики, это еще более усугубляется.
Да, вот картинка. Могу сбросить spr.

[EUDGEN]

И еще подтверждение моих догадок:
На картинкие сопоставление двух моделей двутаврового сечения - чисто из оболочек и смешанная колонны+Д/Ж. Выводы пока не делаю...
Кому интересно, могу сбросить spr.

[Constantin Shashkin]

Проблема сопряжений пластин и колонн не есть только проблема МКЭ. Частично проблема в мышлении. Стержневые и пластинчатые системы настолько прочно сидят в головах инженеров, что они часто забывают что в природе таких систем не бывает. Все реальные тела имеют 3 измерения, а не одно или два. Стежень - есть упрощение, абстракция. И за упрощение приходится платить. Часто забывают, что даже в балке на 2 опорах мы не знаем реально действующих напряжений в районе опор. То же происходит и в местах опирания колонн на плиту. Это не проблема МКЭ - это плата за упрощение. Хотите узнать детальную картину напряжений - моделируйте объемными КЭ с детальной разбивкой. При этом все равно будут концентрации напряжений в острых углах, потому что идеально острого угла в природе не существует. В конце концов можно придти к детальной расчетной схеме узла с должными скруглениями углов и т.п. Тут Вы убедитесь, что и момента в плите в привычном понимании нет. Есть некоторая криволинейная (в местах опор) эпюра напряжений.
Теперь практический вопрос - как армировать области концентраций моментов? Ответ простой - никто никогда не армирует точку. Армируют зону. Вот по этой зоне и следует осреднить момент. В этом случае момент получается вполне конечный и не зависит от разбивки сетки КЭ.
Указанные вопросы относятся не только к совместной работе, но вообще к расчету пластинчато-стержневых систем. Просто в примыкании к изгибающейся фундаментной плите (или плите ростверка) эти особенности могут ярко проявляться.
Прошу прощения, если отвечал не совсем на те вопросы.

[Tandr]

EUDGEN, провел эксперимент, аналогичный вашему:
1. Сопряжение колонны с плитой выполненно по типу стержень+плита
2. Сопряжение колонны с плитой смоделировано следующим образом: в зоне контакта с плитой часть колонны задана оболочкой, далее стержень.
Ниже в архиве эпюры моментов для колонны.
Моменты по верху колонны совпадают и по знаку и по значению, по границе с фундаментной плитой картина меняется координально.
Армирование в 1 вар. армирование в зоне сопряжения с плитой 60,04 см2, во 2 вар. в элементах оболчки 54 см2, а в стержнях 7,1 см2.
ВОзможен ли такой способ моделирования узла сопряжения, пока не знаю. Попробую покрутить ещё.

[p_sh]

Сообщение от Tandr EUDGEN, провел эксперимент, аналогичный вашему:.

стою "на своем", хоть это и "больно" :)
http://forum.dwg.ru/showpost.php?p=199394&postcount=145

http://forum.dwg.ru/showpost.php?p=118796&postcount=39

проведите еще эксперимент!, смелее дальше:
модельте из объемников - убедитесь что картина деформирования одинаковая. -> силы одинаковые

и наконец с коэффициентом пуассона поэкспериментируйте - в этой задаче он исполняет главную партию.


:)
господину кординалу...?
господину кардиналу....???
..его высоко преосвященству!

[p_sh]

догадайтесь какой момент в этой задаче (направление) в опорном сечении колонны?

[EUDGEN]

Сообщение от p_sh догадайтесь какой момент в этой задаче (направление) в опорном сечении колонны?

1. Любезно прошу: комментируйте цель сопоставления, какие-то выводы и как это Вы реализовываете на реальных задачах, где трехмерками моделить проблематично, да и арматуру трехмерки не считают?.
2. С Вашей же подачи (где-то на другой ветке) идеи Клепикова о незначительных перекосах (деформациях) следует как-то применять, но как это дружит с нормами?
3. Проблема на сопряжении колонна - Д/Ж - фунд. плита, как многие понимают, в сложности конструирования ук.зоны по расчетному армированию. Ваше "больно" я понимаю, как делаю с болью, но кладу все по расчету? т.е. выпуски из плиты 20d32, а выше переход на 8d25?
Не думаю, что экспертиза такое пропустит?
4. Я выполнил еще один тест, в развитие поста 171 - ввел шарир для нижнего узла колонны (выложить не могу - нет с собой), этим заставил колонну воспринимать только продольные усилия. При этом жесткость всего сооружения практически не изменилась, судя по линейным перемещениям. Арматура в колонне получилась более логична, а в Д/Ж
на стыке несколько увеличилась, что тоже логично.
Constantin Shashkin

Теперь практический вопрос - как армировать области концентраций моментов? Ответ простой - никто никогда не армирует точку. Армируют зону. Вот по этой зоне и следует осреднить момент. В этом случае момент получается вполне конечный и не зависит от разбивки сетки КЭ. Указанные вопросы относятся не только к совместной работе, но вообще к расчету пластинчато-стержневых систем. Просто в примыкании к изгибающейся фундаментной плите (или плите ростверка) эти особенности могут ярко проявляться.

Если можно, поподробней, как осреднить момент (арматуру), если в опорном сечении 160 см2, а в полуметре выше всего 60 см2. И, извините за вопрос: Вы, лично, это как делаете? Или это советы и предположения? И как на это реагируют проверяющие?

[Tandr]

p_sh,
Если бы вы не "играли в загадки", а дали бы конкретный ответ на вопрос "как смоделировать узел сопряжения колонны с плитой (пусть без диафрагмы жесткости), и будут ли полученные результаты истиными?" был бы очень признателен.

[p_sh]

Марта.Я хочу сказать правду. Рамкопф(взволнованно).Будьте благоразумны. Если он раскается, мы добьемся помилования. Иначе - десять лет тюрьмы. Подумайте! Марта(твердо).Я скажу правду! Рамкопф(зло).Тогда мы и вас привлечем к ответственности как лжесвидетеля! Баронесса(подойдя к ним).Успокойся, Генрих! Если человек хочет сказать правду, он имеет на это право. (Марте.)Мне бы только хотелось знать, какую правду вы имеете в виду? Марта.Правда одна. Баронесса.Правды вообще не бывает. Правда - это то, что в данный момент считается правдой...

Сообщение от Tandr p_sh, будут ли полученные результаты истиными?"

нет абсолютной истины, если вы еще к этому выводу не пришли.
вам же предлагаю не играть в игру: в подогнать под ответ, а искать его. Выявить все важные факторы и принять решение исходя из полученых результатов.

поймите каким образом получаются следущие модели - в чем их различие и в чем сходство

[Constantin Shashkin]

Сообщение от Tandr [b]дали бы конкретный ответ на вопрос "как смоделировать узел сопряжения колонны с плитой (пусть без диафрагмы жесткости), и будут ли полученные результаты истиными?".

В рамках пластинчато-стержневой системы - никак! Это вовсе не означает что пластинчато-стержневые системы нельзя использовать. Просто некоторые точки являются особыми, на них не нужно обращать внимание. Меня вообще удивляет это желание получить результат там, где его получить практически невозможно. Хотите моделировать узел - задавайте объемными КЭ, причем лучше 2-го порядка (в SCAD таких, к сожалению, нет).

Про усреднение момента - для плиты перекрытия в узле сопряжения с колонной все просто. Если не экономить, можно взять максимум по эпюре и положить арматуры на зону в размер КЭ. Это даст запас раза в 1.5...2. Можно осреднить по соседним точкам и расположить арматуру по большей площади.

[EUDGEN]

Сообщение от Constantin Shashkin В рамках пластинчато-стержневой системы - никак! Это вовсе не означает что пластинчато-стержневые системы нельзя использовать. Просто некоторые точки являются особыми, на них не нужно обращать внимание. Меня вообще удивляет это желание получить результат там, где его получить практически невозможно. Хотите моделировать узел - задавайте объемными КЭ, причем лучше 2-го порядка (в SCAD таких, к сожалению, нет). Про усреднение момента - для плиты перекрытия в узле сопряжения с колонной все просто. Если не экономить, можно взять максимум по эпюре и положить арматуры на зону в размер КЭ. Это даст запас раза в 1.5...2. Можно осреднить по соседним точкам и расположить арматуру по большей площади.

Просто некоторые точки являются особыми, на них не нужно обращать внимание.
Это обоснованное мнение или просто мнение? Тогда к чему говорить о осреднении, если Если не экономить, можно взять максимум по эпюре и положить арматуры на зону в размер КЭ.
Какое это усреднение, если все берется по максимуму?
Вы, вот, раскажите, как законструировать колонну 500х500, у которой на обрезе по расчету 160 см2 (суммарная по площади), а в верхнем сечении 60 см2? Желательно показать рабочие реальные чертежи (фрагменты).
Какие-то противоречия...

[Tandr]

Сообщение от Constantin Shashkin В рамках пластинчато-стержневой системы - никак! Это вовсе не означает что пластинчато-стержневые системы нельзя использовать. Просто некоторые точки являются особыми, на них не нужно обращать внимание.

Т.е. вы предлагаете не обращать внимания на огромный момент в колонне по обрезу фундамента?

Сообщение от Constantin Shashkin Про усреднение момента - для плиты перекрытия в узле сопряжения с колонной все просто. Если не экономить, можно взять максимум по эпюре и положить арматуры на зону в размер КЭ. Это даст запас раза в 1.5...2. Можно осреднить по соседним точкам и расположить арматуру по большей площади.

1. Никак не могу понять, как вы предлагаете "усреднять" моменты? Допустим момент в колонне по обрезу фундамента 70 т*м, а в месте сопряяжения с перекрытием -10 т*м, как усреднить?
2. Вы пишете про "запас в 1,5....2" раза, откуда он взялся? По моему для того чтобы можно было вычилить запас нужно знать минимально необходимую арматуру в сечении. Следовательно необходимо знать фактические усилия (реальные, истинные, и т.п., или обоснованные). Вернулись опять к моменту..........

Все же может ли кто-нибудь на конкретном примере пояснить свой подход к вопросу моделирования узла сопряжения колонны с фундаментом и желательно обосновать его? Или все просто "пихают" арматуру по максимальному моменту и обрывают 2/3 стержней в соседнем сечении???

[EUDGEN]

Сообщение от Tandr Т.е. вы предлагаете не обращать внимания на огромный момент в колонне по обрезу фундамента? Все же может ли кто-нибудь на конкретном примере пояснить свой подход к вопросу моделирования узла сопряжения колонны с фундаментом и желательно обосновать его? Или все просто "пихают" арматуру по максимальному моменту и обрывают 2/3 стержней в соседнем сечении???

Для большего понимания стратегии момента, надо почитать книгу Клепикова по " учету совместной работы.." (имеется в доунлауде). Но, к сожалению, книга, пусть и "великого" ученого, не является нормативным документом, где требования такого учета зафиксированы... Как выбраться из получаемых " ножниц - граблей" - вот вопрос, который требует разрешения...

[p_sh]

Коллеги, по-моему, вы просто приняли желаемое за действительное
Константин:
Про усреднение момента - для плиты перекрытия в узле сопряжения с колонной все просто
а вы про колонну.

вы мне лучше еще раз, все предварительно взвесив, ответте на следущий вопрос:можно ли принимать работу ж.б. диафрагмы (зажатой между колонн) в предположении пониженного коэффициента пуассона чем у фундаментной плиты? (если вы, в результате опытов пришли к такому-же как я выводу, что момент обусловлен работой условно изотропного материала)
по крайней мере величина этого (обсуждаемого) момента зависит от этого коэффициента для материала диафрагмы

[EUDGEN]

Сообщение от p_sh Коллеги, по-моему, вы просто приняли желаемое за действительное Константин: Про усреднение момента - для плиты перекрытия в узле сопряжения с колонной все просто а вы про колонну. вы мне лучше еще раз, все предварительно взвесив, ответте на следущий вопрос:можно ли принимать работу ж.б. диафрагмы (зажатой между колонн) в предположении пониженного коэффициента пуассона чем у фундаментной плиты? (если вы, в результате опытов пришли к такому-же как я выводу, что момент обусловлен работой условно изотропного материала) по крайней мере величина этого (обсуждаемого) момента зависит от этого коэффициента для материала диафрагмы

Уважаемый Павел!
Заниматься ликбезом коллег утомительно, но хочется услышать Ваше мнение и способы реализации теоретических выкладок Клепикова применительно к реальным расчетам О-Ф-З.
Ниже несколько страниц из книги:

[Constantin Shashkin]

Я действительно имел в виду момент в плите перекрытия (или фундаментной плите) об этом упоминалось в вопросах. Физический смысл имеет не момент в точке (который теоретически бесконечен), а площадь эпюры моментов. Перекрывая треугольную эпюру прямоугольником по максимальному значению получим запас в 2 раза. Если эпюра трапециевидная - запас меньше.

Сопряжение диафрагмы, плиты и колонны по краю диафрагмы представляет еще более запутанную задачу. Стержень имеет вращательные степени свободы, диафрагма (в SCAD) - не имеет. Поэтому момент в узле сядет сначала на стержень. Но даже если использовать одинаковые функции формы для стержня и диафрагмы (как я пытался сделать у себя в FEM) я не думаю, что это поможет найти истинное распределение напряжений в узле сопряжения всех трех элементов. Незнание истинных напряжений в узлах сопряжений - неизбежная плата за идеализацию схемы. Хотите моделировать узел - берите объемные элементы (лучше 2-го порядка) и решайте задачу о распределении напряжений в узле. Поиск "истинных" напряжений в местах сопряжения стержней и пластин - на мой взгляд пустая задача. В этой темной комнате черной кошки нет. Могу подкинуть пару вопросов на засыпку:
1. что вы считаете моментом в узле сопряжения если эпюра напряжений в сечении, как известно, криволинейная?
2. как вы его будете использовать в инженерных расчетах, с учетом того, что для железобетона значения напряжений в узле сопряжения будут серьезно зависеть от нелинейной жесткости материала?
И в заключение - простое рассуждение. Ну не будет колонна, сопряженная с диафрагмой, работать на изгиб в плоскости диафрагмы! Ее жесткость на изгиб на порядки меньше. Считайте диафрагму на неравномерные напряжения с учетом концентраций и в крайнюю часть диафрагмы (т.е. фактически в колонну) ставьте арматуру на восприятие напряжений. А определять отдельно момент в колонне - это от большой любви к сопромату, который в данном случае не работает.

[EUDGEN]

Сообщение от Constantin Shashkin ..... И в заключение - простое рассуждение. Ну не будет колонна, сопряженная с диафрагмой, работать на изгиб в плоскости диафрагмы! Ее жесткость на изгиб на порядки меньше. Считайте диафрагму на неравномерные напряжения с учетом концентраций и в крайнюю часть диафрагмы (т.е. фактически в колонну) ставьте арматуру на восприятие напряжений. А определять отдельно момент в колонне - это от большой любви к сопромату, который в данном случае не работает.

Эх! Если бы такая трактовка была б прописана в каком-нибудь СНиПе...
Нечто подобное я выполнил в посте 76.

[EUDGEN]

Исправляюсь: в 176 посте, изгиб колонны в плоскости Д/Ж уменьшил на порядок - практически шарнир.

[Tandr]

Может я уже слишком назойливый, но все же, дайте кто-нибудь ответ на поставленный мной вопрос о сопряжении отдельно стоящей колонны с фундаментной плитой!
К сожелению, я не могу найти решения, поэтому и прошу у знающих помощи.

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN Ниже несколько страниц из книги:

на страницах 62-64 ответы... лучше не сбормулировать.

[p_sh]

Сообщение от Tandr вопрос о сопряжении отдельно стоящей колонны с фундаментной плитой!

http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=19985
что с фундаментной, что с перекрытия...

[engineer+]

Сообщение от Constantin Shashkin Ну не будет колонна, сопряженная с диафрагмой, работать на изгиб в плоскости диафрагмы!

Будет. Например, в картинках из поста 178 имеет место стеснение деформаций в нижнем сечении - при действии вертикальной нагрузки диафрагма "раздается в стороны", искривляя ось стержня колонны, отсюда и моменты.

Сообщение от Constantin Shashkin ...как вы его (момент) будете использовать в инженерных расчетах, с учетом того, что для железобетона значения напряжений в узле сопряжения будут серьезно зависеть от нелинейной жесткости материала?

По-моему, в какой-то книге Городецкого в поддержку реализованной в Лире физической нелинейности (со всеми ее ограничениями) обращалось внимание на нелогизм, заключающийся в том, что для расчетов жб по СНиП и СП, которые выполняются с учетом нелинейной работы того же бетона, используются усилия, полученные из линейного расчета.

[p_sh]

про напряжения это в яблоко.

Евгений, попробуйте в тестах задать достаточно большой жесткость перекрытий.

сразу и схемку вам кидаю идеализированную в скаде.
чем жестче диск - тем больше напряжение на краю диафрагмы - "момент в колонне" и это не зависит от этажа - хотите "большой момент" в колонне в уровне первого перекрытия? - сделайте жесткость этого перекрытия сравнимую с жесткостью фундаментной плиты

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN Исправляюсь: в 176 посте, изгиб колонны в плоскости Д/Ж уменьшил на порядок - практически шарнир.

попробуйте защитить свою гипотезу для модели из объемников или хотя-бы из оболочек.... хочется посмотреть как вы выкрутитесь :)

[Constantin Shashkin]

Сообщение от engineer+ Будет. Например, в картинках из поста 178 имеет место стеснение деформаций в нижнем сечении - при действии вертикальной нагрузки диафрагма "раздается в стороны", искривляя ось стержня колонны, отсюда и моменты.

Все правильно. Но та же ситуация будет, если диафрама стоит без колонн. Мы же не будем говорить о моменте в крайней части диафрагмы. Мы просто будем рассматривать напряжения в диафрагме. Диафрагму с колонной можно рассматривать как единую конструкцию с увеличением сечения по контуру. Какой смысл выделять отдельно момент в колонне?

[p_sh]

Какой смысл выделять отдельно момент в колонне?

а Можем ли мы это криволинейное (в пределах условной колонны) распределение сжимающих напряжений осреднить?
На сколько я понимаю, в случае моделирования этого участка диафрагмы введением стержневого конечного элемента ("колонны") на стыке этой "колонны" (части диафрагмы), изгибное усилие в стержневом конечном элементе получается несколько завышенным в виду имеющейся разницы в размерности конечных элементов (присутствие изгибной формы у стержня и отсутствие такой у оболочки).?
Расчетные схемы из объемных изотропных КЭ показывают измненение направления изгиба краёв диафрагмы в заделке в плиты, как в диафрагмах одинаковой толщины, так и "обрамленных" утолщениями (колоннами).
Вопрос видимо подходит к критической точке разрешения...

[engineer+]

Сообщение от p_sh а Можем ли мы это криволинейное (в пределах условной колонны) распределение сжимающих напряжений осреднить? На сколько я понимаю, в случае моделирования этого участка диафрагмы введением стержневого конечного элемента ("колонны") на стыке этой "колонны" (части диафрагмы), изгибное усилие в стержневом конечном элементе получается несколько завышенным в виду имеющейся разницы в размерности конечных элементов (присутствие изгибной формы у стержня и отсутствие такой у оболочки).? Расчетные схемы из объемных изотропных КЭ показывают измненение направления изгиба краёв диафрагмы в заделке в плиты, как в диафрагмах одинаковой толщины, так и "обрамленных" утолщениями (колоннами). Вопрос видимо подходит к критической точке разрешения...

Сейчас из практического любопытства (ну и дело принципа, конечно) рассматриваю аналогичную частную задачу - диафрагма с колоннами. Цель - определить насколько может отличаться момент в стержне от суммарного момента, воспринимаемого заменяющими его пластинчатыми элементами (т.е. смотрю плоскую задачу, так проще).
Конечно, эффект характерного изменения усилий в зонах стеснения деформаций имеет место, как бы мы не задавали колонну (стержнем, пластинами, объемниками).
Подход следующий - по площади эпюры напряжений в элементах колонны (с учетом их толщины) определяем суммарное продольное усилие, суммарный момент - как суммарное продольное усилие на эксцентриситет центра тяжести эпюры напряжений относительно центра тяжести сечения колонны. Безусловно, моменты в стержне в силу упомянутых выше причин получаются завышенными при достаточно точном совпадении продольных усилий и распределения напряжений в самой диафрагме. На данный момент конкретно могу сказать только про опорное сечение (его особенности отметил еще Константин) - в рассматриваемой частной задаче момент в стержне получается завышенным примерно в два раза.

[p_sh]

а не можем ли мы, как предлагает Евгений, взять и момент вообще "аннулировать"?... пытаюсь подойти к вопросу с другой стороны: ведь, к примеру, в плоских (не обрамленных "колоннами" диафрагмах) эту "трапецеидальную" (неравномерную) эпюру сжимающих напряжений без особых угрызений совести случалось превратить в прямоугольную эпюру равной по площади (на участке длинной порядка 1 м)...

[engineer+]

Посмотрел частную плоскую задачу в линейной постановке - диафрагма толщиной 0,2 м и высотой 5 м, обрамленная колоннами 0,4х0,6(h) м. В осях колонн - 5,0 м, между осями колонн диафрагма загружена по верхнему обрезу нагрузкой 60 т/м. Граничные условия - по нижнему обрезу запрещены линейные перемещения и поворот в плоскости диафрагмы. Сетка КЭ - 0,1х0,1 м.
Рассматривались в Лире три варианта:
1) Колонны заданы стержнями, диафрагма пластинами с заполнением до осей колонн;
2) Колонны заданы стержнями (габарит стержней учтен при помощи АЖТ), диафрагма пластинами с заполнением до граней колонн;
3) Колонны заданы пластинами, диафрагма - пластинами с заполнением до граней колонн. Для колонн, заданных пластинами, определены суммарные изгибающие моменты и продольные силы в поперечных сечениях (xls) и сопоставлены с усилиями в колоннах-стержнях 1 и 2 варианта.
Результаты - в приложенных архивах.
Краткие основные выводы:
а) Эффект, обусловленный стеснением деформаций в опорном сечении, имеет место для любой схемы;
б) В нижнем сечении моменты в колоннах-стержнях превышают моменты в колоннах-пластинах: для рассмотренной частной задачи в 1,54 раза для стержней с АЖТ и в 1,69 раза для стежней без АЖТ. Респект Константину - стержни "жадничают"(в силу отсутствия вращательной степени свободы у пластин), забирают момент и потом неохотно отдают усилия в пластины.
в) в остальном разницы между схемами с колоннами-стержнями+АЖТ и колоннами-пластинами практически нет;
г) эпюра моментов для колонн-стержней без АЖТ отличается в верхних сечениях - опять же, отсутствие шестой степени свободы у пластин.

[Constantin Shashkin]

На мой взгляд, приведенный на рисунках результат вполне приличный, показывающий, что разные подходы, в общем-то сходятся к одному представлению о работе конструкции. Можно выделять стержень и считать в нем моменты, а можно этого не делать и считать напряжения.
По поводу нижнего момента - можно попрбовать посчитать стержень Тимошенко (поставить галочку "учет сдвига"). Момент может уменьшиться. Стержень Эйлера является бесконечно жестким на сдвиг. Возможно, в этом и зарыта главная собака. Схема похожа на классический глюк, описанный в книге Перельмутера-Сливкера, о сопряжении стержня Эйлера и Тимошенко.

[engineer+]

Спасибо, Константин!!! Отбираем у стержней все, что только можно и получаем следующее (в архиве - картинки PDF с нормальным качеством)

[Constantin Shashkin]

Мои поздравления, engineer+! Кажется, идеал достигнут. Присваивая чужие лавры, попробую сформулировать высоконаучную причину концентрации момента в стержне по краю:
1. горизонтальные деформации диафрагмы связаны с к-том Пуассона;
2. в месте опирания на плиту горизонтальные деформации стеснены, что вызывает искривление края диафрагмы;
3. стержень по краю в нижнем сечении работает прежде всего на сдвиг, причем чем меньше размер КЭ у опорного сечения, тем больше должна быть доля сдвиговой деформации;
4. стержень Эйлера (без учета сдвига в интеграле Мора) является бесконечно жестким на сдвиг, чем меньше размер КЭ у опоры, тем больше фиктивная сдвиговая жесткость элемента; в результате стержень "забирает" усилия из статически неопределимой системы.
5. стержень Тимошенко этой особенности не имеет и поэтому точнее моделирует усилия.

Заморочка со стержнем Тимошенко и стержнем Эйлера - один из моих любимых примеров, демонстрирующих, что даже при расчете стержневых систем нельзя забывать теоретические основы. Чтобы почувствовать суть этой проблемы, нарисуйте два защемленных по низу консольных стержня одинаковой жесткости ("колонны") и соедините их шарнирно опертым стержнем "перекрытием". Получилась схема в виде П-образной рамы. Загрузите схему горизонтальной силой в уровне "перекрытия". В одной из колонн поставьте галочку "учет сдвига". При большой высоте нашей буквы П поперечная сила в стержнях, как и ожидалось распределится поровну. Теперь начните уменьшать высоту буквы П. В процессе приближения высоты к нулю увидим, что горизонтальная нагрузка уходит на стержень Эйлера. Теперь можем сделать стержень Эйлера менее жестким. По логике усилие в нем должно быть меньше. Однако при маленькой высоте этажа эта логика не работает и стержень Эйлера все равно заберет на себя усилие. Вот такой казус.

[EUDGEN]

Сообщение от Constantin Shashkin Мои поздравления, engineer+! Кажется, идеал достигнут. Присваивая чужие лавры, попробую сформулировать высоконаучную причину концентрации момента в стержне по краю: 1. горизонтальные деформации диафрагмы связаны с к-том Пуассона; 2. в месте опирания на плиту горизонтальные деформации стеснены, что вызывает искривление края диафрагмы; 3. стержень по краю в нижнем сечении работает прежде всего на сдвиг, причем чем меньше размер КЭ у опорного сечения, тем больше должна быть доля сдвиговой деформации; 4. стержень Эйлера (без учета сдвига в интеграле Мора) является бесконечно жестким на сдвиг, чем меньше размер КЭ у опоры, тем больше фиктивная сдвиговая жесткость элемента; в результате стержень "забирает" усилия из статически неопределимой системы. 5. стержень Тимошенко этой особенности не имеет и поэтому точнее моделирует усилия.

1. Симптоматика установлена, диагноз поставлен! Какой же рецепт можно предложить для реалистичного моделирования (конструирования) контакта колонна-ДЖ-фундамент? Вернее: как Вы лично это выполняете на практике?
2. Понимаю, что повторяюсь и вопросы бегают по кругу...
Из внимания выпал аспект о спорности учета совместной работы О-Ф-З для наземных конструкций при малости неравномерных деформаций основания (по Клепикову). Поясню: при 0.002 рекомендуется такой учет не выполнять, т.е. рассматриваемые скачки моментов в колонне по обрезу можно устранить жестким защемлением (т.е. без связки О-Ф).
Предлагаю обсудить...

[Frisian]

Какой же рецепт можно предложить для реалистичного моделирования (конструирования) контакта колонна-ДЖ-фундамент?

Рецепт, вроде как, очевиден.
1. Моделировать колонны, сопряженные с диафрагмой, стержнями Тимошенко.
2. В опорной зоне увеличивать размер КЭ диафрагм.

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN 2. Понимаю, что повторяюсь и вопросы бегают по кругу... Из внимания выпал аспект о спорности учета совместной работы О-Ф-З для наземных конструкций при малости неравномерных деформаций основания (по Клепикову). Поясню: при 0.002 рекомендуется такой учет не выполнять, т.е. рассматриваемые скачки моментов в колонне по обрезу можно устранить жестким защемлением (т.е. без связки О-Ф). Предлагаю обсудить...

Евгений, на мой взгляд здесь это вообще не проблема, то есть это совсем другая проблема. Да когда речь идет о разности осадок до 0,002 и рассмотрении скажем плиты перекрытия или ригеля 2-го этажа то там можно взглянуть на соображения приведенные С.Н. Клепниковым (и то не всегда) А когда мы разговариваем о подвальном этаже, конструкции которого соединены монолитно с фундаментом и с плитой перекрытия над ним то это ВСЁ очевидно и есть одна конструкция фундамента - коробочка. И вся совокупность усилий в них есть по сути - внутренние усилия в конструкции "фундамента".
_Допустим рассматриваем усилия в фундаментной плите с разницей деформаций менее 0,002 можем ли мы эту разность проигнорировать и заармировать только на "чистые" усилия без примесей вносимых "креном"? Видимо можем, и что же получим? - бОльшие раскрытия трещин, и всё...., да по книге - не влияющие на несущую способность конструкции.
_А как их (усилия от незначительных кренов) в реальности отфильтровать (убрать) от чистых усилий?: К примеру так: в книге М.И.Горбунова-Посадова есть разрешение при разнице сжимаемости менее 1,5 принимать грунт условно однородным под всей плитой.
(понимаю что все предположения не бесспорны. в частности, грань между "наздемной конструкцией "и "конструкцией фундамента" в монолитном здании четко не определена)

про диафрагму:
ваш вопрос видимо в том: какой резерв несущей способности имеется у этой диафрагмы если её все-же заармировать без учета момента в "колонне"? ведь действительно средняя часть диафрагмы имеет большой запас по напряжениям по сравнению с крайними её частями - в этом никаких сомнений.

[p_sh]

еще один вопросик СП 50-101-2004 п5.5.31 ф-ла 5.14. как отразить указанные положения в модели основания? (модель с переменным коэффициентом жесткости конечно всегда применима - в том смысле что ей можно смоделировать любое линейное основание) Понимаю, что вопрос больше носит теоретический характер (для высотных зданий), т.к. имеется еще значительно множество других факторов, вносящих бОльший вклад, но все же имеются случаи когда и этот фактор - сжимаемость основания играет существенную роль.

[EUDGEN]

Сообщение от p_sh еще один вопросик СП 50-101-2004 п5.5.31 ф-ла 5.14. как отразить указанные положения в модели основания? (модель с переменным коэффициентом жесткости конечно всегда применима - в том смысле что ей можно смоделировать любое линейное основание) Понимаю, что вопрос больше носит теоретический характер (для высотных зданий), т.к. имеется еще значительно множество других факторов, вносящих бОльший вклад, но все же имеются случаи когда и этот фактор - сжимаемость основания играет существенную роль.

Предлагаю обсудить:

Расчет выполнен в 3-х вариантах: 1. Пространственная расчетная модель, несущие элементы которой работают в упругой стадии с учетом упругого основания (модель Пастернака) на действие ОСНОВНОГО СОЧЕТАНИЯ НАГРУЗОК ,параметры модели упругого основания принять по результатам расчета в модуле «Пастернак» на основании исходных данных инженерно-геологических изысканий . По этой же модели определялись осадки основания. 2. Пространственная расчетная модель, несущие элементы которой работают в упругой стадии, без учета упругого основания на действие ОСНОВНОГО И ОСОБОГО СОЧЕТАНИЯ НАГРУЗОК (защемленный каркас). 3. Пространственная расчетная модель, несущие элементы которой работают в упругой стадии, с учетом упругого основания (модель Винклера С1= 7000т/м3) на действие ОСОБОГО СОЧЕТАНИЯ НАГРУЗОК. Параметры модели упругого основания для особого сочетания нагрузок приняты по Справочнику проектировщика «Динамический расчет сооружений на специальные воздействия» под редакцией Б.Г.Коренев, И.М.Рабинович, М.Стройиздат 1981г. Характеристики упругости основания приняты согласно заданию на расчет.

Цитата из Пояснительной записки к расчету.

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN Предлагаю обсудить:

а что конкретно?

[Den_Den]

Сообщение от EUDGEN Я понимаю, что "класть арматуры надо побольше, чтоб себе осталось поменьше на решетку" - не помню чьи слова, но в принципе, успокаивающие.

В корне неправильное утверждение. т.к. если положить "арматуры побольше", то элемент окажется переармированным, и вместо пластичного
разрушения получится хрупкое (секунды).

Если вы заармировали перекрытие руководствуясь таким принципом,
то последствия могут быть самыми печальными.

отсюда вывод, что армировать нужно ровно столько, сколько нужно!

[Regby]

EUDGEN, ну 2-й пункт более или менее ясен.
1-й Модель Пастернака в том числе предлагает расчитывать здание ОФЗ на 2-х этапах работы основания: деформируемое и упругое. Вы это, конечно, знаете, но тем не менее считаете в упругой постановке - как объясните?
3-й.. не считайте за наглость - просто хочу понять. Обоснуйте применимость такой модели - с постоянным коэффициентом пастели по всем КЭ основания.

Привык уже к Вашей фразе "Я об этом уже писал", к сожалению не получается пока, прочитать Вас всего (хоть помниться пол года назад я уже прелагал Вам написать собственную книгу - чтобы можно было почитать в одном месте). В общем если писали - то хотя бы намекните где. Спасибо.

[Neo_]

Может быть посчитать допустимую кривизну колонны от допустимых трещин и отсюда ввести допустимый поворот, например в старке можно новыми шарнирами. Этот допустимый поворот и снимет момент с колонн отдавая его ДЖ, . Также Городецкий советует поворачивать колонны минимальным сопротивлением к ДЖ.
А то в высотках при хорошо связных грунтах момент в крайних теоретически до 400тхм доходит, однако они стоят.

[EUDGEN]

Сообщение от Den_Den В корне неправильное утверждение. т.к. если положить "арматуры побольше", то элемент окажется переармированным, и вместо пластичного разрушения получится хрупкое (секунды). отсюда вывод, что армировать нужно ровно столько, сколько нужно!

Знать бы, сколько на самом деле нужно?
Из личного опыта и из моих высказываний на этой теме, начиная с первого сообщения, я убежден, что реалистичное армирование в колоннах по обрезу в модели О-Ф-З может быть получено только при учете всех (многих) факторов: физики, геометрии и истории, применительно к особенностям деформирования, сочленений конструктивных элементов и возведения сооружения. Я этого всего учесть не могу или не умею и не потому, что не хочу...
Redby
А далее для Вас:
Учет сейсмического воздействия для моделей О-Ф-З пока недостаточно
изучен и освещен в нормативах. Как компромисс - основание предполагается упругим с Е близким к модулю упругости. Почему сплошное? Да потому же - не изучено или не озвучено в нормах...
p_sh
А обсудить то, что из трех вариантов расчета с какой-то достоверностью можно получить результаты для определенных зон модели.
К примеру, кусок содержания из тома расчета монолитного высотного здания с учетом сейсмического воздействия:

4. ГРАФИЧЕСКОЕ ОТОБРАЖЕНИЕ РЕЗУЛЬТАТОВ РАСЧЕТА - СХЕМЫ НОРМАТИВНЫХ ДАВЛЕНИЙ НА ОСНОВАНИЕ; (ПО ВАР.1) - СХЕМЫ РАСЧЕТНЫХ ОСАДОК ОСНОВАНИЯ; (ПО ВАР 1) - СХЕМЫ РАСЧЕТНОГО АРМИРОВАНИЯ ФУНД. ПЛИТЫ (ВАРИАНТ 1 - ДЕФОРМИРОВАННОЕ ОСНОВАНИЕ ПАСТЕРНАКА НА ОСНОВНОЕ СОЧЕТАНИЕ НАГРУЗОК ); - СХЕМЫ РАСЧЕТНОГО АРМИРОВАНИЯ ФУНД. ПЛИТЫ (ВАРИАНТ 3 - УПРУГОЕ ОСНОВАНИЕ ВИНКЛЕРА. ОСОБОЕ СОЧЕТАНИЕ НАГРУЗОК ); - СХЕМЫ АРМИРОВАНИЯ СТЕН НИЖНЕГО ЯРУСА (ВАРИАНТ 1 - УПРУГОЕ ОСНОВАНИЯ ПРИ ОСНОВНОМ СОЧЕТАНИИ) ; - СХЕМЫ АРМИРОВАНИЯ СТЕН НИЖНЕГО ЯРУСА (ВАРИАНТ 2, ПРИ ЗАЩЕМЛЕНИИ В УРОВНЕ ФУНДАМЕНТОВ) ; И ДАЛЕЕ ПО (ВАРИАНТУ 2) - СХЕМЫ РАСЧЕТНОГО АРМИРОВАНИЯ КОЛОНН В ТОЛЩЕ СТЕН (ОБЗОРНАЯ СХЕМА) ; - СХЕМЫ РАСЧЕТНОГО АРМИРОВАНИЯ СТЕН ПОЯРУСНО ; - СХЕМЫ АРМИРОВАНИЯ РИГЕЛЕЙ(ПЕРЕМЫЧЕК) ПОЯРУСНО (ВЫБОРОЧНО); - СХЕМЫ АРМИРОВАНИЯ ПЛИТ ПЕРЕКРЫТИЙ ПО ОТМЕТКАМ;

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN p_sh А обсудить то, что из трех вариантов расчета с какой-то достоверностью можно получить результаты для определенных зон модели.

со своей стороны посоветую освоить программу где имеется отдельное решение для динамических воздействий... более менее приемлемо это реализовано в microfe

[EUDGEN]

Сообщение от p_sh со своей стороны посоветую освоить программу где имеется отдельное решение для динамических воздействий... более менее приемлемо это реализовано в microfe

1. Заманчивый совет... Эх, если бы Вы проектировали в сейсмозонах, то многие мои сомнения были бы понятнее и ближе...
2. Все же должен Вас поблагодарить за многие ц.у., на основании которых я кое-какие корректировки ввел в свое расчетное ремесло.
3. Одно жаль: в теме "Искусство моделирования..." мои попытки притянуть к реализму работу основания на основании сопоставлений с различными подходами и методиками (программами и нормами) не получил желаемого резонанса и реалистичной оценки. Для Вас, видимо, все ясно и обеспокоенности не вызывают экстримы и нелогизмы. Типа: подумаешь осадка 30 см по одной модели, 15 - по другой, а где истина? Или и то и другое верно? Ведь посчитано по нормам и рекомендациям "великих"...
Нужна конкретика? Так ведь выкладывал в сообщениях...
4. И что б полюбоваться МИКРОФЕ, выложите что-нибудь из своей практики. Желательно с выводами и сопоставлениями с эталоном или достоверным решением.