[EUDGEN]

Приветствую всех на новой теме!
Тема, безусловно, старая, но акценты все же хочется расставить:
1. В последнее время активизировалось домостроение с применением инвентарной опалубки (подобие крупнопанельных зданий, но в монолитном исполнении). Схемы (планировки), предлагаемые архитекторами, настолько кучерявые, что расчетные схемы (РС) приходится лепить-творить, и не иначе...
2. Задача конструктора - обеспечить прочность всех сопряжений, пересечений, стыковок и т.п. с учетом швов бетонирования и от всех видов силового воздействия. Ничего нового...
3. Проблемы следующие:
3.1. Представим себе фрагмент схемы с пересекающимися стенами и с монолитными (ессно плоскими) перекрытиями. Самые напряженные зоны в сопряжениях стен между собой и стен с перекрытиями. Это ессно...
3.2. Исходя из НДС выполняется и конструирование: основная арматура концентрируется у пересечений, полевая - конструктивная.
3.3. Вот наконец и вопрос к уважаемым спецам: как должна выглядеть дискретная РС (по СКАДу), чтобы поймать экстремальные зоны и получить в них армирование? и чтобы модель не была громоздкой?
4. На этот раз, я не выставляю свои приемы моделирования - не хочу навязывать, но чертежик-схему-тест выставлю. Схема простая: стена (для простоты - плоская, 6000 мм, толщина 300 мм, высота 3.600, нагрузка, для чистоты эксперимента только горизонтальная 300 тонн в уровне отм. перекрытия (от сейсмики), бетон В20.) Интересует арматура у торцов стены и у контакта с перекрытиями. Работа перекрытия не рассматривается. Вертикальная нагрузка, в реальности есть, но для теста не столь важна. Примыкающие стены, для упрощения, не рассматривать.
5. И попутный вопрос: как моделировать горизонтальные швы от прерывания бетонирования (в уровнях перекрытий)?
Заранее благодарю за любые советы.
[ATTACH]1137754124.jpg[/ATTACH]

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN ... 5. И попутный вопрос: как моделировать горизонтальные швы от прерывания бетонирования (в уровнях перекрытий)?

думаю - никак, т.к. д.б. монолитно. Шов (бетонирования) он конечно есть, но быть его не должно., - конструкция в этом месте не изменяет характеристик (прочностных и деформационных (изменяет конечно, но это уже другой порядок точности, т.е. пренебрегаем)).

Любое теоретическое изучение природы при отсутствии математической идеализации было бы обречено на безнадежное усложнение и должно было бы остановиться на самой начальной стадии

:wink:

[EUDGEN]

P_sh
С каждым днем я все больше ощущаю в Вас единомышленника.
Даже цитата, нами воспринята с направленным пониманием...
А швы учитывать, действительно, излишне. Как кто-то сказал, что и влияние вращения Земли на здание можно учесть, но кому это надо. Хорошо, что один из вопросов с обсуждения отпал за ненадобностью разрешения. Ждем другие выводы и рекомендации.
До завтра! Удачи!

[p_sh]

РС по обозначенному вопросу представляется следующим образом: Перпендикулярные стены замоделированы оболочечными элементами и в месте пересечения имеют общие узлы.... [sm2102]

есть предположение о вводе в место пересечения стержневого элемента (так сказать для повышения местной жесткости) что повлечет увеличение нагрузки, приходящее на сопряжение стен?? .... [sm2102]

необходимо сопоставить. :arrow:

[EUDGEN]

p_sh
1. Опять в точку, прямо мысли мои читаете, но, видимо, из-за большого расстояния или сильных морозов, бальзам выдают по чайной ложечке.
2. Вопрос о триангуляции, будем считать, уже рассмотрен в других темах.
3. А зоны, вблизи контакта с перекрытиями? Интересуют!
4. Перемычки не трогаем - они в другой теме? Обсуждаются!
5. А если диафрагма жесткости находится в створе колонн, то что: вводить еще одну стойку рядом? Или как-то триангулировать по особому?
6. А если колонны сборные, а д/ж в створе монолитная?
PS
Поз.5 и 6 несколько не по теме, но вопросы аналогичные...
Спешить нам некуда - решаем вековые проблемы. Шутка...
Но работа у нас такая!

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN 3. А зоны, вблизи контакта с перекрытиями....

обратимся к нехитрому эксперименту...

выводы по эксперименту: Сравниваются моменты в стене и перекрытии (по середине схемы) с решением на стержнях. В данном случае наилучший результат по моментам показала наипростейшая схема. (Но она страдает завышением нормальных напряжений вследствие некоторого увеличения грузовой площади, однако при снижении доли этой (лишней) площади данный эффект будет сглаживаться).

Замечание. размер КЭ оболочки, моделирующий плиту на контакте со стеной равен ширине стены... [sm2102]
N=2.52 т/мп (для напряжений 2,52/0,2=12,6 т/м2)
Мстен=2,52 тм
Мплиты=2,27 тм
[ATTACH]1137869860.rar[/ATTACH]

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN 5. А если диафрагма жесткости находится в створе колонн....

поэкспериментировав с различными схемами получаются следующие рекомендации...
наиболее близко средние Нормальные напряжения в колонне получаются при схеме копирующей геометрию такого сечения (тавр), РС решается при помощи объединения перемещений. Жесткость такой диафрагмы меньше чем жесткость стержня (см перемещения). (т.е. если имеются значительные горизонтальные воздействия, то она "возьмет" усилий несколько меньше чем положено, однако если жесткость остальных элементов здания невелика - колонны сравнительно (с диафрагмой) небольших сечений -, то на это можно закрыть глаза, получив некоторый "запас" в перемещениях). Если в расчете важным (основным) фактором является её жесткостные характеристики (как косвенный фактор - отклонение верхушки) то необходимо методом подбора установить необходимые параметры (напрмер правая схема вполне с таковой задачей справилась)
[ATTACH]1137914751.rar[/ATTACH]

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN 6. А если колонны сборные, а д/ж в створе монолитная...

получается тоже саме что и в п 5. за исключением того что:
- Если требуется учитывать жесткость соединений то их следует вводить двухузловым элементом жесткости. (51 по моему) в узлах соединений
- Если жесткость соединений велика, то только объединить перемещения в узлах соединений.

[p_sh]

по п 5. и 6. замечаю, что жесткость элементам следует (лучше) задавать с учетом их армирования. [sm3324] особенно, по п. 6
:?
например, в предположении безтрещинной работы диафрагмы (и колонн) назначать модуль Еприведенный по направлению=Еb*((Ab+As*Es/Eb)/Ab), Следует так же учитывать ортотропность в армировании при назначении параметров материала.

[Sleekka]

2EUDGEN
Извините, но я вообще не понимаю вашу тему, но возник вот такой вопрос лично к вам, как вы подбираете арматуру в стенах, если сделали РС и получили все усилия, дальше как вы действуете.

[EUDGEN]

p_sh
1. По тесту поста 6, в принципе, с Вами солидарен... Настораживает Ваша рекомендация с развивкой на контакте стены и плиты (толщина плиты?). Может быть две тощины, тогда экстрим поймаем почти по линии контакта? Меня интересует армирование по прямой задаче, мне же нужно конструировать (армировать) сопряжение, а по какому значению арматуры?
2. По тесту колонна-дж-колонна: для чистоты численного эксперимента я предлагаю рассмотреть еще одну схему(полный аналог схемы 1 по габариту из оболочечных КЭ), это: полоса, толщиной 500, далее от грани до грани 200(3.5 м) и полоса 500. Итого:4500, как и общая высота двутавра. Согласны? Я посчитал. Очень хорошее совпадение.
3. По этому тесту есть непонятка: суммарная арматура по схеме 1(двутавр) ---> = 2*(AS1+ AS3)=63 cм2), а армирование дж (AS3+AS4) вообще никакое? Разбираюсь...
4. Еще непонятка: заменил стержень с 6 на 5 тип - схема ужесточилась. Может из-за соотношения габарита и высоты - стержень с такими параметрами явно гибкий, тогда вообще не понятно? Со сдвигом должно быть жестче?
Разбираюсь дальше...

[EUDGEN]

Sleekka
1. Прочтите внимательно пост 1. Проблемы там заострены.
2. РС (расчетная схема или цифровая модель) получается при формировании дикретной схемы из КЭ (конечных элементов) + характеристики материалов + нагрузки + граничные условия и т.п.
3. Цифровая модель (РС) обсчитывается программой; я пользуюсь СКАДом. Результатами являются показатели НДС(напряженно-деформированного состояния) , проверки прочности, устойчивости и пр. (перемещения узлов, усилия и напряжения в КЭ, РСУ и армирование). В этом плане все понятно...
4. Побродите по форуму и обратите внимание на акценты, расставляемые при формированиии РС и применении рез-тов расчета.
К сожалению, подобные вопросы возникают постоянно, особенно при выполнении пространственных схем...
PS
Извините за поучительство - не знаю Ваш уровень профессионализма, но готов поделиться своим опытом и рад выслушать любые замечания, просьбы, предложения и советы.
Удачи!

[Sleekka]

2EUDGEN
Ну раз уж вы мне не ответили, на то что я спрашивал, попробую сам ответить, за вас, а вы уж скажите, правда или нет.
У меня есть подозрения, что вы подбираете арматуру используя только СКАД, с учетом того что я видел, в расчетной схеме схеме стены моделируются пластинчатыми КЭ, с разбиением по высоте стены, как иначе без него никуда, иначе момент точным не получим, ЭТО ТАК?

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN 1. По тесту поста 6, в принципе, с Вами солидарен... Настораживает Ваша рекомендация с развивкой на контакте стены и плиты (толщина плиты?). Может быть две тощины, тогда экстрим поймаем почти по линии контакта? Меня интересует армирование по прямой задаче, мне же нужно конструировать (армировать) сопряжение, а по какому значению арматуры?

Полученная ширина КЭ плиты на контакте со стеной справедлива лишь для вышеприведенной РС. В данном случае для того чтобы получить значение момента равное "стержневому" решению и понадобились КЭ такого размера.
Повторю еще раз принцип: Для получения решения требуемой точности следует уточнять шаг сетки для оболочечных КЭ тонкой оболочки в зависимости от толщины плиты, пролета (вылета консоли). Геометрические аналогии (две толщины) при определении "средневзвешенного" напряжения по КЭ не оправданны (вероятно, осреднение несколько хитрее (интегрирование) чем простое интерполирование)

Сообщение от EUDGEN 2. По тесту колонна-дж-колонна: для чистоты численного эксперимента я предлагаю рассмотреть еще одну схему(полный аналог схемы 1 по габариту из оболочечных КЭ), это: полоса, толщиной 500, далее от грани до грани 200(3.5 м) и полоса 500. Итого:4500, как и общая высота двутавра. Согласны? Я посчитал. Очень хорошее совпадение.....

вероятно и такая схема имеет право на полноценное существование

Сообщение от EUDGEN 3. По этому тесту есть непонятка: суммарная арматура по схеме 1(двутавр) ---> = 2*(AS1+ AS3)=63 cм2), а армирование дж (AS3+AS4) вообще никакое? Разбираюсь...

здесь видимо дело в принципе армирования стержней.... (не совсем понятно тоже)
Действительно на оболочечных схемах все элементы сжаты (комбинация 1 (на рсу все постоянные)) Nx=0(+18,5)-(-1090) т/м2 (т.е не превышающая Rb) и практически не растянутая (меньше Rbt) вот и получается что армирование не требуется... Дак и для стержня в таком случае арматуры требоватся не должно (см файл конструктора сечений (напряжения)). Тоже весь в вопросах ???...!

Сообщение от EUDGEN 4. Еще непонятка: заменил стержень с 6 на 5 тип - схема ужесточилась. Может из-за соотношения габарита и высоты - стержень с такими параметрами явно гибкий, тогда вообще не понятно? Со сдвигом должно быть жестче? Разбираюсь дальше...

собственно просто учитываю сдвиг...Т.е. без учета сдвига - сдвиговая составляющая (деформации как наглядная величина) не учитывается! В элементе с учетом сдвига эта составляющая не выкидывается а аккуратно "складывается"
без учета сдвига стержень перемещается на X=61,67 мм КЭ тип 5
с учетом сдвига стержень перемещается на X=62,32 мм КЭ тип 6

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN 3. По этому тесту есть непонятка: суммарная арматура по схеме 1(двутавр) ---> = 2*(AS1+ AS3)=63 cм2), а армирование дж (AS3+AS4) вообще никакое? Разбираюсь...

если расчитать стержень по модулю 2D стержень страшное армирование пропадает (Интересно что в алгоритме модуля 3D стержень заставляет ставить такую арматуру??)
При назначении в модуле 3d стержень минимального армирования такой эффект пропадает (так сказать алгоритм начинает не с нуля (этот путь подсказывает опыт в программировании)) (Вероятно вскрыт БАГ в СКАДе) (тоже важная информация)
[ATTACH]1137956346.rar[/ATTACH]

PS :idea: интересно будет проверить другие проги на такой тест :arrow:

[p_sh]

... Геометрические аналогии (две толщины) при определении "средневзвешенного" напряжения по КЭ не оправданны (вероятно, осреднение несколько хитрее (интегрирование) чем простое интерполирование)

к стати, в данном случае на грань стены приходит середина элемента именно шириной 200 мм... :? (частный случай)

[EUDGEN]

Sleekka

Ну раз уж вы мне не ответили, на то что я спрашивал, попробую сам ответить, за вас, а вы уж скажите, правда или нет. У меня есть подозрения, что вы подбираете арматуру используя только СКАД, с учетом того что я видел, в расчетной схеме схеме стены моделируются пластинчатыми КЭ, с разбиением по высоте стены, как иначе без него никуда, иначе момент точным не получим, ЭТО ТАК?

1. Прошу Вас вопросы формулировать поконкретнее и однозначно..
2. В тестах, выставленных Павлом, ведется поиск приемлемой модели, на основании сопоставления с более понятной моделью стержневого аналога.
3. Как видите, по перемещениям совпадение некоторых моделей хорошее. По армированию мы еще не определились. Предложите свой вариант. А что по СКАДу армирование оболочек Вас не устраивает? Или пользоваться автономными программами или вручную? А на какие напряжения считать? Расскажите, как Вы это делаете или себе представляете?
4. Посмотрите тему "МОДЕЛИРОВАНИЕ РАБОТЫ ПЕРЕМЫЧЕК", там тест простой и наглядный...http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=5797

[EUDGEN]

p_sh
1. Я всегда восхищаюсь Вашим основательным подходом в проведении численных экспериментов. И на первое место, и это обосновано МКЭ в перемещениях, Вы всегда ставите сопоставление по деформациям (перемещениям). Этот фактор мы здесь обследовали и сделали некоторые выводы... Двутавровый аналог для теста понятен, но в глобальной РС, все-таки, какая схема предпочтительней?
2. По армированию вопрос остался... И поскольку с сопоставлением непонятка, думаю тест упростить, скажем до 3-х ярусов и для чистоты эксперимента задать только горизонтальную нагрузку тонн 100 в ярусе(знакопеременную) - там очевидная работа (напряжения и пр.). и цифры приличные...Если позволите, я на базе Вашего теста это проделаю.
3. Так же проверю 2Д и 3Д для тавра. Хочу заметить, я и раньше сомневался в алгоритме подбора арм-ры для сжатых тавров и двутавров (колонн) в СКАДе.

[p_sh]

EUDGEN, на окончательное решение подтолкнули вы. (по началу зрели всяческие компромисные выводы) однако коль эксперимент математический - так и точность будем искать такую-же.

За основную характеристику диафрагмы принимаем её жесткость (чтобы, работая в составе сложной конструкции, брала на себя то что ей предполагается (есть конечно еще и учет армирования диафрагмы, но об этом надо еще много думать)). Как косвенное подтверждение правильности решения принимаем совпадение перемещений верхушек.

В качестве модели диафрагмы заключенной между двух колонн принимается:
1.

полный аналог схемы 1 по габариту из оболочечных КЭ

2.
схема несколько упрощенная (на мой взгляд) и по сравнению с первой обладающая некоторыми достоинствами. Плоская часть диафрагмы моделируется оболочками между колонн и соединенная с ними общими узлами. Для корректировки жесткости у колонн требуется назначить меньшую ширину колонны (размер, перпендикулярный плоскости диафрагмы), назвал её "B экв". см файлы в архиве. (достигнуто совпадение по перемещениям 0,2%). Такая модель так же позволяет учесть (хотя и сниженную, но если требуется то можно найти "А экв" - в этом случае жесткость из плоскости будет точнее (допустим у диафрагмы разные пролеты по сторонам)) жесткость диафрагмы из её плоскости и влияние на перекрытия колонн, входящих в состав диафрагмы (если применить тип сопряжения колонны и перекрытия типа "SCAD")
[ATTACH]1138042521.rar[/ATTACH]
[sm3324]
ps. с такой точнстью можно начинать думать и о работе перемычек....

[Гоша]

p_sh,
скажите, (не по теме..)..моделирование стержнями при сборном перекрытие это глупость?..
в первых постах о ДЖ прослеживается аналог с вашими постами по сборному перекрытию..
спасибо..

[p_sh]

Сообщение от Гоша p_sh, скажите, (не по теме..)..моделирование стержнями при сборном перекрытие это глупость?.. в первых постах о ДЖ прослеживается аналог с вашими постами по сборному перекрытию.. спасибо..

извините, но без примера могу вас не правильно понять. киньте схему... попробуем разобраться

[EUDGEN]

p_sh
Павел, отчитываюсь о проделанной работе:
1. Как обещал, сделал схему попроще + схема 6 (полный аналог по габариту).
2. Исчезли непонятки по армированию ( 2Д= 3Д).
3. Сопоставляю и анализирую.
4. Спешу выложить все наработки( картинки и файл).
[ATTACH]1138093241.jpg[/ATTACH]

[EUDGEN]

Выставляю упрощенный файл. Переименовать в .spr.
Армирование колонн в следуещем посте.
Выводы сделаем каждый свои, затем обобщим...
[ATTACH]1138093689.dwg[/ATTACH]

[EUDGEN]

А вот схема армирование колонн (стержней). Файл dwg.
Все это можно получить, выполнив расчет по СКАДу. Файл spr в предыдущем посте.
[ATTACH]1138094507.dwg[/ATTACH]

[p_sh]

EUDGEN обращаю ваше внимание на предложеную ранее модель

Сообщение от p_sh 2. схема несколько упрощенная (на мой взгляд) и по сравнению с первой обладающая некоторыми достоинствами. Плоская часть диафрагмы моделируется оболочками между колонн и соединенная с ними общими узлами. Для корректировки жесткости у колонн требуется назначить меньшую ширину колонны (размер, перпендикулярный плоскости диафрагмы), назвал её "B экв". см файлы в архиве. (достигнуто совпадение по перемещениям 0,2%). Такая модель так же позволяет учесть (хотя и сниженную, но если требуется то можно найти "А экв" - в этом случае жесткость из плоскости будет точнее (допустим у диафрагмы разные пролеты по сторонам)) жесткость диафрагмы из её плоскости и влияние на перекрытия колонн, входящих в состав диафрагмы (если применить тип сопряжения колонны и перекрытия типа "SCAD")

решил вашу схему поменяв ширину колонны на В эквивалентную

сходимость по арматуре:
стержень: As1 (симметричная) =113.77 см2
Схема "В экв": 2*(36.5(As1 симм)+10,8(As3симм))+38.5(As y)*2*0.25=113.85 см2
схема с колонной 500х500 : 2*(40(As1 симм)+11.1(As3симм))+17.6(As y)*2*0.25=111.0 см2

перемещения:
стержень X=6.55
Схема "В экв" X=6.58
схема с колонной 500х500 X=6.01

выводы: схема с "В экв" наиболее близка к схеме консольного стержня.

схема с "Вэкв"
[ATTACH]1138102835.rar[/ATTACH]


достигута точность по перемещениям 0.45%
точность по армированию 0,07%
можно подумать что ракету в космос запускаем

[EUDGEN]

p_sh
Думаю, в этой теме, можно подвести черту...
Для полного удовлетворения, схема (Вэкв) какая по счету? Вторая? Так, я ненахожу, указанных Вами, цифр по армированию...
Или уменя другой СКАД (R3)?
[ATTACH]1138113488.jpg[/ATTACH]

[p_sh]

EUDGEN
схема с "Вэкв"
[ATTACH]1138102835.rar[/ATTACH] (из сообщения 25) (расчет "Вэкв" в сообшении 19 (эксель в архиве))
первая, где габариты колонн h*b=50*41,2 см (В экв)
(арматуру складываю как = вся в колонне+из стены в габарите колонны (0,25м)) (но так армирование сравнивать, не очень корректно ) главное - совпадение жесткостей., т.е диафрагма, работая в составе конструкции, возмет на себя только то, что для нее предназначается...

скад R5, но все решения совпадают.

[EUDGEN]

p_sh
Большая благодарность за проделанные численные исследования!
Учитывая достигнутые результаты в сопоставлении моделей, думаю, можно, в качестве рекоменаций, констатировать:
1. При моделировании работы связки "колонна-д/ж-колонна" придерживаться следующих правил:
а. общий габарит в плане = расстоянию по осям колонн;
б. д/ж расположена в осях (т.е. по габариту п.а.);
в. разбивка д/ж у колонн не менее 500мм (по размеру колонны); по полю - не боее 1 : 2;
г. ввиду нахлеста части сечения колонны с д/ж, сечение колонны принимать эквивалентным (по критерию жесткости), т.е. Вэкв=0.825 В.
В нашем случае Вэкв= 0.825 * 0.5 = 0.412 м.
д. армирование принимать интегрированным и сконцентрированным у сочленений колонны и д/ж. Полевое армирование - по расчету, но не менее конструктивной;
е. разбивка у контакта с перекрытиями аналогичная 0.4...0.6 м.
ж. по перемычкам выводы в теме "МОДЕЛИРОВАНИЕ...ПЕРЕМЫЧЕК".
PS
Если не возражаете, подтвердите или откорректируйте текст рекомендаций.
Интересная у нас работа!
Удачи!

[p_sh]

EUDGEN

в. разбивка д/ж у колонн не менее 500мм (по размеру колонны); по полю - не боее 1 : 2;

предположу, что и более мелкая разбивка ни как (отрицательно) не отразится на жесткости диафрагмы.

г. ввиду нахлеста части сечения колонны с д/ж, сечение колонны принимать эквивалентным (по критерию жесткости), т.е. Вэкв=0.825 В.

уточняю свою позицию: Эквивалетные размеры колонн (В или А) следует находить исходя из равенства моментов инерции сплошного и составного сечений. (в данном случае двутавра и комбинированного сечения из полосы (диафрагмы длиной по осям колонн) и 2-х смещенных прямоугольников (колонн). Совпадение по моментам инерции дает хорошее совпадение по перемещениям (следовательно и по жесткости) вводимой в состав сооружения диафрагмы. (упругой).


ps. при попытке учета в диафрагме армирования (трещин и т.п.) стоит учитывать это всё и в других элементах здания.

[EUDGEN]

p_sh
Хотите сказать, что поз.г не может быть рекомендательной?
Что, в каждом отдельном случае выполнять сопоставительные тесты, получать совпадения по перемещениям, и только тогда, по выявленной Вэкв., формировать РС? Высоту (h колонны), думаю, не стоит трансформировать - потеряем габарит...
А в целом, по рекомендациям, Ваше мнение? Или это личное дело каждого расчетчика? Или не стоит этим заниматься? В смысле, давать рекоменации...

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN p_sh Хотите сказать, что поз.г не может быть рекомендательной? Что, в каждом отдельном случае выполнять сопоставительные тесты, получать совпадения по перемещениям, и только тогда, по выявленной Вэкв., формировать РС? Высоту (h колонны), думаю, не стоит трансформировать - потеряем габарит... А в целом, по рекомендациям, Ваше мнение? Или это личное дело каждого расчетчика? Или не стоит этим заниматься? В смысле, давать рекоменации...

Пункт "Г" обязателен к исполнению, (по результатам нашего примера, при неизмененной В, деформация верхушки 6мм, а стержня и с Вэкв 6,55 мм (10%) - стоит задуматься)

а вот на счет того как изменять габарит колонны чтобы момент инерции составной диафрагмы был равен поменту инерции стержня (двутавра) однозначных рекомендаций дать нельзя (функция кусочная)
1. если такая диафрагма находится в основном в плоском напряженном состоянии Nx Ny Mxy Txy. (смежные пролеты равные, одинаково нагруженные) то лучше приводить ширину колонны
2. если диафрагма имеет пролет только с одной стороны (есть Мх(у)) и требуется учитывать изгибную жесткость из плоскости (для расчета перекрытия например) то для того чтобы момент инерции из плоскости диафрагмы "страдал" мало следует "вычислить" эквивалентную высоту колонны исходя из тех же соображений что и в 1.

Габарит не потеряем (габарит и так потерян) - сохраним жесткость. габарит можно сохранить если в перекрытии применить узел стыка типа СКАД

Пример вычисления эквивалентного размера колонны в экселе.
[ATTACH]1138214170.rar[/ATTACH] (тестов не проводил ни одного - вычислил - подставил, гипотеза подтвердилась!!, т.к. изначально имела неплохое математическое обоснование)

По рекомендациям: так мы вроде честно заблуждаемся , согласно законам механики (так что совесть чиста), а решить элементарные задачки из которых состоит сооружение лучше точнее, чтобы суммарная ошибка была меньше. :arrow:
а так : "я за то чтоб в синем море не тонули корабли" - чтобы каждый проектировщик имел необходимую информацию (и знания) для реализации проекта. (помогая себе помогаю другми) и т.п.

[EUDGEN]

p_sh
Я вполне удовлетворен.
Спасибо за помощь и содействие.

[taras]

МГСН "Высотные здания"
п 6.4.13. Расчет прочности стен в их плоскости и ядер жесткости на действие продольных сил и изгибающих моментов производится с использованием нелинейной деформационной модели с учетом ограниченного развития неупругих деформаций в бетоне и арматуре.
Допускается производить расчет стен и ядер жесткости как сплошных упругих элементов При этом краевые нормальные сжимающие напряжения не должны превосходить расчетного сопротивления бетона сжатию, а растягивающие напряжения должны быть восприняты вертикальной продольной арматурой.

Что ж получается при линейном расчете
сжатие только бетоном должно восприниматься?

[p_sh]

Сообщение от taras При этом краевые нормальные сжимающие напряжения не должны превосходить расчетного сопротивления бетона сжатию, а растягивающие напряжения должны быть восприняты вертикальной продольной арматурой.[/color] Что ж получается при линейном расчете сжатие только бетоном должно восприниматься?

вероятно имеется в виду даже при наличии косвенного армирования, но м.б. и не это

[taras]

Навряд ли говорится о косвенном армировании
Ведь при высоте здания более 20 эт шаге 4-6 м (толщина пусть будет 30 см бетон В30) без арматуры никак обойтись нельзя особенно в торце стены
из каких соображений этот пункт

[Sleekka]

по-моему пункт очень даже правильный, при линейном расчете на полученные усилия если армировать стену как внецентренно-сжатый элемент то, то на то и выйдет, за счет увеличения эксцентриситета с учетом увеличения моментов от прогибов, более менее разумное сечение с арматурой и получится такое что сжатие без момента один бетон держать будет, ну ето при стенках 3- 4.5 м, здесь конечно нужно исключить элементы с малыми гибкостями.

[taras]

да не будет один бетон держать
и момент надо учитывать

[p_sh]

При этом краевые нормальные сжимающие напряжения не должны превосходить расчетного сопротивления бетона сжатию, а растягивающие напряжения должны быть восприняты вертикальной продольной арматурой.

Sleekka, вы говорите то о внецентренном сжатии (предполагая момент), то сжатие без момента, хотя в вышеприведенной цитате из документа нет упоминаний о моментах и продольных силах.
естественно что напряжения это где-то около s=N/A+My/Wy+Mx/Wx.
В пункте говорится о том чтобы не превышать данную величину.

Сообщение от СНиП 2.03.01-84* 2.11. Нормативными сопротивлениями бетона являются сопротивление осевому сжатию призм (призменная прочность)... ... Расчетные сопротивления бетона для предельных состояний первой и второй групп определяются делением нормативных сопротивлений на соответствующие коэффициенты надежности по бетону при сжатии или растяжении принимаемые для основных видов бетона по табл.11.

единственное, приходящее в голову, место в СНиПе где данная величина м.б. увеличена (при сохранении характера работы конструкции, не принимая в расчет сопротивления местным воздействиям) так это

Сообщение от СНиП 2.03.01-84* п3.22*. Расчет элементов сплошного сечения из тяжелого и мелкозернистого бетонов с косвенным армированием

где вместо Rb подставляется приведенная призменная прочность бетона Rb,red

[taras]

Все таки хотелось бы узнать на
основании чего заложили этот пункт в МГСН

[p_sh]

КСС + еще что-то поважнее...

[taras]

Что ж в цоколе стену по 0,5 м делать

[p_sh]

+ еще что-то поважнее...

м.б. усчитывается тот факт, что данная конструкция (диафрагма) испытывает в высотных зданиях что-то на подобие динамических воздействий, хотя (по моему косвенное армирование этому помогает), но видимо его не стоит учитывать (в запас) расчета на Rb

[taras]

p_sh

а вы как решаете этот вопрос
если бетона недостаточно

[p_sh]

а никак, не приходилось (и это хорошо) высотками заниматься


однако,

п 6.4.13. Расчет прочности стен в их плоскости и ядер жесткости на действие продольных сил и изгибающих моментов производится с использованием нелинейной деформационной модели с учетом ограниченного развития неупругих деформаций в бетоне и арматуре.

Допускается производить расчет стен и ядер жесткости как сплошных упругих элементов При этом краевые нормальные сжимающие напряжения не должны превосходить расчетного сопротивления бетона сжатию, а растягивающие напряжения должны быть восприняты вертикальной продольной арматурой.

т.е. если следовать букве закона то:
1.если расчет произведен с условиями оговоренными в первой части - городи что получается по такому расчету.
2.если расчет произведен как для упругого тела то следует придерживаться положений второй части, т.е. бетона должно хватать на всё (без учета установленной арматуры)

[EUDGEN]

Всех приветствую, спустившись с гор...
Красная Поляна далека от совершенства по целому ряду параметров, и намерения на проведения зимней олимпиады - смахивает на авантюру... Цены бешенные, а сервис убогий, во всяком случае ни в какое сравнение с Банско (Болгария), а цены те же...
Пока мозги не адаптировались на работу, позволил себе лирическое отступление.
И по теме:
МГСН не имею в наличии, но мысли такие:
1. По стуктуре и по самой работе железобетон - комплексный материал (бетон+арматура). И работают эти компоненты хотя и в монолите, но диффиренцироовано...и их вклад в работу пропорционален прочностным характеристикам. Это констатация...
2. При растягивающих факторах работает только арматура - это логично. При сжимающих - бетон с Rbs и арматура все остальное..., но при условии, если в теле сжатого бетона не произойдет скалывания и потери устойчивости сжатых арматурных стержней. Этот эффект устраняется условной поперечной арматурой в толще стены (шпильки и т.п.).
3. По-видимому, МГСН поэтому и рекомендует не превышать в бетоне Rbs. Однако, это из области непоняток в СНиПах - такие рекомендации сводят на нет достоинства железобетона.
4. Однозначно, при условии обеспечения совместной работы арматурного слоя и окружающего бетона, при допустимом проценте армирования, напряжение в самом бетоне никогда и не превышает его ресурса (Rbs) - арматура не позволит...
PS
Есть еще мысли, но выскажу после вашей реакции на п.1...4.

[taras]

МГСН можна посмотреть
http://www.konstr.narod.ru/dok.htm
Особенно хотел бы узнать ваше мнение насчет пунктов 6.4.10-6.4.22
С п.1-4 согласен
Но вот такое мнение если мы имеем колонну
то там с хомутами шпильками (шаг, количесто) понятно
Хорошо описано в Руководстве по конструированию
а вот в стенах если арматура нормальных диаметров выходит
шпильки что по аналогии в каждом пересечении ставить
К тому же шпилька это не хомут

[EUDGEN]

Продолжаю рассуждения:

6.4.13. Расчет прочности стен в их плоскости и ядер жесткости на действие продольных сил и изгибающих моментов производится с использованием нелинейной деформационной модели с учетом ограниченного развития неупругих деформаций в бетоне и арматуре. Допускается производить расчет стен и ядер жесткости как сплошных упругих элементов. При этом краевые нормальные сжимающие напряжения не должны превосходить расчетного сопротивления бетона сжатию, а растягивающие напряжения должны быть восприняты вертикальной продольной арматурой.

Нелинейнодеформированная модель железобетона (именно железобетона) может иметь смысл при дифферинцированном учете бетона и арматуры - у них разные диаграммы деформирования...Эта проблема мной поднималась и обсуждалась, но вразумительного разрешения не получила. http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=6090

6.4.14. При расчете стен и элементов ядер жесткости в их плоскости на совместное действие поперечных и продольных сил главные сжимающие напряжения в поперечном сечении элементов не должны превосходить расчетного сопротивления бетона сжатию, а главные растягивающие напряжения должны быть восприняты вертикальной и горизонтальной арматурой.

Так вот, если РС составлена как для двухкомпонентного материала (бетон и арматурный слой), сжимающее напряжение в бетоне, при достаточном кол-ве арматуры, никогда не будет более Rbs (повторился). Проблема та же: как учесть все особенности РС (многообразие нагрузок по виду, характеру, времени, импульсу и т.д.), раскрытие и закрытие трещин и т.п.

6.4.17. Расчет по прочности стен и ядер жесткости должен производиться для отдельных выделенных плоских элементов на совместное действие изгибающих и крутящих моментов, продольных и поперечных сил, приложенных к боковым сторонам плоского выделенного элемента, с использованием критерия прочности, получаемого на основе обобщенного уравнения предельного равновесия.

Увы, обобщенное уравнение предельного равновесия для пространственной модели - сказки или коммунизм, к которому нужно стремиться...

6.4.19. Расчет плоских выделенных элементов плит перекрытий на действие изгибающих и крутящих моментов следует производить с использованием критерия прочности, получаемого на основе обобщенного уравнения предельного равновесия. 6.4.20. Расчет плоских выделенных элементов плит перекрытий на действие поперечных сил должен производиться на основе уравнения взаимодействия предельных поперечных сил в двух взаимоперпендикулярных направлениях. 6.4.21. Расчет по трещиностойкости плоских выделенных элементов плит перекрытий следует производить по раскрытию трещин от действия растягивающих усилий в продольной арматуре, вызванных изгибающим и крутящим моментами, согласно действующим нормативным документам.

Все это годится для отдельно взятого образца при определенном воздействии.
PS
Мое мнение: большинство пунктов МГСН носят директивный характер и сложны, если не сказать - невозможны для исполнения в реальном проектировании высотных зданий.
Вопросов много, надо работать над ними и стремиться к истине..

[taras]

EUDGEN
Мое мнение: большинство пунктов МГСН носят директивный характер и сложны, если не сказать - невозможны для исполнения в реальном проектировании высотных зданий.
Вопросов много, надо работать над ними и стремиться к истине..


Полностю согласен с вами

[Sleekka]

p_sh писал(а):

т.е. если следовать букве закона то: 1.если расчет произведен с условиями оговоренными в первой части - городи что получается по такому расчету. 2.если расчет произведен как для упругого тела то следует придерживаться положений второй части, т.е. бетона должно хватать на всё (без учета установленной арматуры)

первый пункт: согласен, второй - бетона должно хватать на N (сжимающие напряжения, моментом я бы в данном случае принебрег, ИМХО, а вот арматура в этом случае ставится для обеспечения прочности сечения, при увеличении моментов за счет созданного им (моментом) эксцентриситетом в середине стены (по высоте). т.е. в данном случае стена начинает работать на изгиб.
2p_sh я еще раз посмотрел пункт МГСН представленный taras'ом, и убедился что там речь шла как раз о внецентренном сжатии.

[p_sh]

я то думал, что сжимающие напряжения в сечении могут быть вызваны комбинацией N и M (и при отсутствии любого из них в т.ч.) , а оказывается они создаются только нормальной силой

и убедился что там речь шла как раз о внецентренном сжатии.

т.е. N*e=M

но это к теме не относится

[EUDGEN]

Уважаемые коллеги!
Выполняю расчет "кучерявого" монолитного здания...
Судя по выставленным ниже картинкам, некоторые пилона - явно стержни, а некоторые перемычки - явно ригели...
Вопросы:
1. Какие из пилонов можно заменить стержнями? Водить ли при этом жесткие вставки, для приближения к реальной топологии?
2. Целесообразно ли перемычки, высотой 700 при длине 3...5 метров заменить ригелями (балками)? И где их обрывать? Или протянуть по всему поясу?
3 Что еще можно предпринчть, для облегчения модели?
[ATTACH]1172847770.jpg[/ATTACH]

[EUDGEN]

Здесь фрагмент развертки по оси Б.
[ATTACH]1172847907.dwg[/ATTACH]

[EUDGEN]

А вот картинка стены
[ATTACH]1172848225.jpg[/ATTACH]

[Romka]

EUDGEN
Рекомендации по расчету и конструированию монолитных и панельных стен жилых зданий для сейсм р-нов , п.7.7. гласит: "При отношении пролета перемычки в свету L к рабочей ее высоте h0 более двух она рассматривается как балка, меньшем или равном двум - как пластина". Если по условия конструирования будете "глубоко" анкерить перемычки в стены, то можно протягивать их как неразрезные. Но при армировании КЭ, находящиеся в теле стены учитывать не нужно, т.к. результаты арм-я там неадекватные.
По поводу Вашей схемы - то ИМХО: стены лучше моделировать пластинами. Длинные перемычки- стержнями, а короткие - пластинами.
Это как сделал бы я. Высказывайте соображения и мы обсудим.

[EUDGEN]

Romka

По поводу Вашей схемы - то ИМХО: стены лучше моделировать пластинами. Длинные перемычки- стержнями, а короткие - пластинами. Это как сделал бы я. Высказывайте соображения и мы обсудим

1. По поводу перемычек - согласен...А вот насчет узких пилонов до 1-го метра, думаю, заменить стержнями. Их конструирование такое же, как для колонн - вертикальные стержни, обвязанные хомутами. Хомуты, ессно солидные, но думаю, что более мощные стены не позволят работать немощным простенкам. Т.е. в основном их работа будет на сжатие. Расчет покажет.
2. Есть еще одна особенность (не очень привлекательная) : пластины на пересечениях испытывают экстрим (да и по торцам), а армирование для пластин выдается по геоцентру. Вынужденная мелкая сетка и как следствие - огромная модель. Не хотолось бы...
Об итогах доложу на след. неделе.
3. Да, еще одна особенность - неортогональность сетки осей...придется многое выполнять на ручном пилотаже, иначе вырожденцы замучают своими ребусами и нелогизмами, а это реальный объект. Делаю в СКАДе. Если ч-нибудь подскажете, буду благодарен. Жаль, в трехмерке АКАДа не работаю...возможно, триангуляция облегчилась бы. Но сетка должна лечь по габаритам пилонов, пока не знаю как АКАДом это реализовать.
Думаю... [sm2003]

[Romka]

EUDGEN
На счет построения неортогональных стен. В Лире есть функция "Объект, заданный перемещением образующей". Думаю в Скаде есть нечто подобное. Рисуете КЭ-стержнями в плане контур стены, а затем с любым шагом "выдавливаете" стену. Очень помогает... :wink: