[Дмитрий]

Уважаемые коллеги, интересует ваше мнение по такому вопросу, как учет эксцентриситетов продольной силы в стенах кирпичных зданий (в плоскости стен) при нерегулярном расположении проемов.
К примеру, вот что говорит об этом Пособие по проектированию каменных и армокаменных конструкций (стр. 38 ) :
«Такие же эксцентриситеты могут возникать при несовпадении равнодействующих вертикальных усилий с центром тяжести рассчитываемого горизонтального сечения», «При этом если равнодействующая вертикальных нагрузок приложена к центру рассчитываемого сечения, то напряжения распределяются равномерно по длине сечения; если же равнодействующая смещена по отношению к центру сечения (например, при несимметричном расположении проемов), то при расчете следует учитывать эксцентриситет в плоскости стены»

Рассмотрим такой случай: ось простенка на нижележащем этаже сильно смещается по отношению к вышележащему из-за появления в нем дополнительного проема (см. рис.).
Где будет точка приложения равнодействующей продольной силы, приходящей на этот злосчастный простенок со стены вышележащего этажа? У меня есть такие варианты, все они так или иначе могут быть приняты:
1. Сила будет приложена в центре тяжести сечения вышележащей стены (самый осторожный вариант)
2. Сила приложена в центре тяжести сечения рассчитываемого простенка, т.е. вообще без эксцентриситета, т.к. считаем, что угол стены над проемом «выключается» из работы и не воспринимает продольную силу (так же как когда собираем нагрузку на перемычку)
3. Считаем, что напряжения равномерно распределены по сечению вышележащей стены, та их часть, что приходится на рассчитываемый простенок, учитывается в силе, приложенной к его Ц.Т., а часть, приходящаяся на проем, собирается и прикладывается в виде силы, приложенной к краю сечения простенка (т.е. в виде реакции балки-перемычки). Т.е. это как бы средний вариант между 1 и 2.

У кого какие соображения на этот счет?
[ATTACH]1143878808.gif[/ATTACH]

[wjea]

Дмитрий

На мой взгляд, простенок первого этажа, должен быть рассчитан на вне центренное (если таковое получится) приложение равнодействующей в своей плоскости простенка. Найденной, из суммы нагрузок. Слева --- нагрузка на перемычку в нормативной точке её приложения на простенок, от сырой кладки + от перекрытия. Или от перекрытия (в нормативной точке опирания перемычки ) + вся кладка, и что на неё приходится выше, в точке приложения уже схватившейся кладки (найдите, не помню как это прикладывается).
Справа ---- от перемычек и что на них приходится , без учёта участия кладки в перераспределении.

[Дмитрий]

wjea
Т.е., как я понимаю, Вы склоняетесь к варианту 3: на перемычку приходится вес всей приходящейся на нее вышележащей кладки (без перераспределения усилий), который она передает на простенок в виде сосредоточенной реакции (приложенной близ края сечения простенка).
Такая схема, конечно, утрированная (при более "тонком" подходе кладка над перемычкой все-таки "не работает"), но, на мой взгляд, качественно более-менее отражает распределение напряжений в простенке.
[ATTACH]1144144117.gif[/ATTACH]

[Sober]

Пособие написано в эпоху счетов и простых карандашей.
Где-то конечно (если представить) равнодействующая и "живет"...
В жизни все сложнее (совокупнее). См. МКЭ. При этом не стоит забывать и о том, что наделяя КЭ ОДИНАКОВЫМИ идеальными свойствами мы "выходим" на новый уровень ОШИБКИ и своего представления ОБ ней.

[wjea]

Дмитрий
Я, как видно совсем коряво объяснился, потому, что Вы меня не так поняли.
На оборот, я считаю, что к простенку надо прикладывать сосредоточенные силы, которые приходят от выше лежащих элементов.
Возьмём левую часть конструкции на Вашей картинке, действующую на простенок --- есть перемычка, есть несколько рядов кладки, есть перекрытие, допустим, лежащее на стене и далее кладка, не Важно какой высоты. Даже набравшая полную проектную прочность вся стена, не сможет играть роль балки стенки, к брюху которой, подвешено перекрытие. Потому как кладка, не сможет воспринять напряжения растяжения по не перевязанному шву, это не железобетон. По сему, вот эту силу надо приложить от перемычки к краю стены. Такая же история и справа. Это даёт возможность рассчитать, как местную прочность простенка под перемычками, так и получив равнодействующую этих сил, выполнить расчёт на вне центренное сжатие простенка в своей плоскости.

Sober
Я не совсем, вернее, совсем не понял Вашей реплики.
Работа и характеристики кирпичной кладки, изучаются, определяются и назначаются со времён, когда даже карандашей ещё не было, и по сей день. И применение МКЭ мне кажется, наоборот, упрощают а не делают расчёт сложнее и совокупнее , как Вы выразились.
Когда речь идёт о пространственной работе всего кирпичного здания, на сейсмику, просадки, осадки, то упрощение, приведение элементов составляющих кирпичную кладку к какому то единому модулю, вполне приемлемо, но когда получены напряжения, всё же необходим детальный и кропотливый расчёт.
Если Вы знаете такие алгоритмы, в программах, то не плохо бы популярный ликбез, а то, я в этом деле не бум бум.

[Sober]

Рыскну утверждать, что на сегодняшний день в нибольшем загоне находятся как раз расчеты каменных конструкций (в смысле автоматизации)
Пример:
кто сможет выделить из каменной стенки (промоделированной в системе МКЭ) центрально-сжатый элемент (в/ц сж. эл.; косой в/ц сж. эл.)? Или участок смятия? Или изгибаемый? Или цнтрально-растянутый? Или "срезаемую" часть? А ведь это ВСЕ что есть по-прочности в СНиПчике...Даже если кто-то абстрагировался от всех житейских трудностей и выдал-таки такой участок, то его ожидает новый круг мучений - теперь будь добр приложи к СТЕРЖНЕВОЙ аналогии некую расчетную продольную силу, абсчитай эксцентриситеты (ручками). И прочая и прочая...Несколко более светлым пятном смотрится расчет перемычек (спасибо Галилею за то, что он отошел от астрономиии). Про устойчивость можно естественно не беспокоиться!
Поэтому я лишь позволил себе смелость напомнить ув. коллегам о том уровне, ГДЕ (на мой непросвещенный взгляд) сейчас все это находится. :roll:

[Дмитрий]

Каменная кладка для «прямого» моделирования с помощью МКЭ штука слишком сложная, потому лучше пресловутого Пособия никто толком пока ничего не предложил.
А выделять что-то из пространственной модели и приводить к простым случаям напряженного состояния – это уж чистой воды изврат, уж лучше и не выходить за рамки стержневых аналогий.

А автоматизировать можно сам процесс сбора нагрузок и прочностного расчета элементов здания, как это примерно описывается в том пособии (приложение 8 "Расчет каменных зданий с применением ЭВМ"), так что про карандаши - это напрасно, пособие писали умные дядьки, не чета нынешним "автоматизаторам" :?

Сообщение от wjea Наоборот, я считаю, что к простенку надо прикладывать сосредоточенные силы, которые приходят от выше лежащих элементов.

Похоже, мы окончательно запутались...
Во всех вариантах я рассматриваю именно "сосредоточенные силы", ибо рассчитываю простенок как стойку. Главный вопрос - с каким же эксцентриситетом будет приложена их равнодействующая?

Сообщение от wjea Даже набравшая полную проектную прочность вся стена, не сможет играть роль балки стенки, к брюху которой, подвешено перекрытие. Потому как кладка, не сможет воспринять напряжения растяжения по не перевязанному шву, это не железобетон. По сему, вот эту силу надо приложить от перемычки к краю стены. Такая же история и справа.

Согласен. Давайте так: ширина простенка на нижнем этаже - 1 м, ширина участка стены верхнего этажа - 2 м, стена самонесущая. Какова, по-вашему, будет величина эксцентриситета продольной силы в уровне верха простенка?
[ATTACH]1144157968.gif[/ATTACH]

[wjea]

Дмитрий

Нагрузка от стен расположенных на перемычках с права , и с лева , прикладываются к ниже лежащему простенку по треугольным эпюрам давления, длинна и ординаты этих эпюр находятся в зависимости от жесткости перемычек, средняя же часть стены, находящаяся между этими эпюрами в пределах простенка, давит на простенок, равномерно распределённой нагрузкой. Но если у Вас, и на выше лежащих этажах, пляска с привязкой проёмов, то и она может быть смещена. По этому накопление и точки приложения нагрузок следует вести с парапета в низ. Так просто только по геометрии, усилия в стене с проёмами не находится.
Вам нужно взять книгу по расчёту фундаментных балок, там расписана методика нахождения размеров эпюр. У меня нет под рукой СНиПов , там кажется тоже есть.

[Дмитрий]

Я понимаю, что давления под опорными частями балки могут быть распределены по треугольнику или трапеции и их равнодействующая находится в центре тяжести эпюры, однако, полагаю, что в запас можно принять ее положение по краю сечения, чтобы можно было «плясать» от геометрии. Зачем лишние сложности?
Эпюры давления есть в пособии к СНиПу, однако это больше для расчета кладки на смятие…

Т.е., как я понимаю, Вы принимаете, что вес кладки на всех вышележащих (к примеру, 10) этажах на участке опирания стены на перемычку, приходится на оную, несмотря на то, что фактически перемычка рассчитана на на порядок меньшую нагрузку?

[wjea]

Дмитрий
Давайте оставим пока все местные перенапряжения смятия под опорами перемычек в покое. Учитывая то, что они являются только следствием накопления поэтажной передачи вертикальных сил от парапета на фундамент, по определённому закону, проследим поэтажные точки приложения сил. Ведь наша цель, проверить несущую способность простенков, на вне центренное сжатие в своей плоскости. Вот и давайте прикладывать максимально приближенные к реальному, силы, к верху каждого простенка и находить степень эксцентриситета приложения.
А что касается несущей способности, кладки на местное смятие, так это всё паралельно решается. Вопрос то Ваш касался как я понял, вне центренного сжатия простенков в своей плоскости, так вот я об этом.

[Дмитрий]

Совершенно верно, вопрос касается именно расчета простенка на внецентренное сжатие, потому-то хочу отойти от рассуждений о нюансах эпюр опорных давлений балок и все-таки определиться с тем, как происходит передача усилия от верхнего простенка нижнему. Про то, какой вариант является максимально приближенным к реальному – сказать не берусь, потому как любой из них является достаточно условным.
Однако, я думаю, справедливо то, что кладка в нижней части верхнего простенка, опирающаяся на перемычку, не воспринимает (и не передает на преремычку в виде нагрузки) напряжения от суммарной нагрузки на простенок на всех вышележащих этажах.

[C1]

А почему нельзя посчитать в МКЭ, получить усилия в сечении и определить e=M/N?

[Дмитрий]

Сообщение от C1 А почему нельзя посчитать в МКЭ, получить усилия в сечении и определить e=M/N?

Да почему же нельзя - можно!
Но сразу возникает много вопросов как считать и как и чем такие вещи моделировать...
Вариант 1. Сделать пространственную схему (плоскостные или объемные КЭ) с передачей всех нюансов геометрии, только тогда мы получим сразу напряжения, причем как для упругого материала (про неупругие модели кладки и их реализацию ни разу не слышал) и, главное, возникает вопрос - что с ними дальше делать? И как из них "извлечь" те самые N, Mx, My, необходимые для проверки сечений по СНиПу... В качестве иллюстрации можете посмотреть на картинку, полученную мною из расчета по МКЭ.
Вариант 2. Моделировать стержнями, но тогда опять возникает вопрос про корректное назначение эксцентриситетов.

[C1]

Сообщение от Дмитрий И как из них "извлечь" те самые N, Mx, My, необходимые для проверки сечений по СНиПу...

Проинтегрировать напряжения по обычным формулам из сопромата. В Ansys делал макросом.

[Дмитрий]

C1
Тоже, конечно, вариант, но, думаю, что и здесь есть свои сложности.
Начиная с того, с калькулятором не много насчитаешь (если нет возможности встроенного программирования), заканчивая трудностями алгоритмизации вычисления интеграла в сечениях сложной формы в плане (скажем, в местах пересечения участков продольных и поперечных стен).

[Дмитрий]

После всех размышлений, наконец, пришел к таким окончательным выводам:
1. Перемычка над проемом, конечно, не играет существенной роли в величине эксцентриситета – она лишь передает на простенок то усилие, которое которое приходится на нее от веса небольшого участка кладки и, если на нее опирается перекрытие, нагрузки от перекрытия. Т.е. сугубо те нагрузки, на которые она должна быть рассчитана и ничего более.
2. Вес всей кладки (и опирающихся на нее перекрытий) над проемом воспринимает условная арка, образуемая кладкой над проемом, опорная реакция которой приложена к краю простенка (в углу проема). Вес кладки над простенком приложен к центру тяжести оного.
3. Результирующая продольная сила приложена между центром тяжести простенка и его краем, в зависимости от соотношения величин «арочной» и «простеночной» силы, т.е. в зависимости от размеров проема и простенка. В рассматриваемом случае (при равных размерах полупролета проема и ширины простенка) e = b/4. Это, конечно, несколько идеализированная схема, но важно, что эксцентриситет больше этой величины быть не может.

wjea, а каково Ваше мнение?
[ATTACH]1144427344.gif[/ATTACH]

[wjea]

Дмитрий
Схема (пост16) вполне справедливо, на мой взгляд, может рассматриваться, как Вы предложили. Имея бесконечно жесткую плоскость стены над проёмом( и гарантию достаточной прочности). Вы получили арочную схему, и приложили равнодействующую половины веса плоскости по центру её тяжести. Мне кажется, это не идеализированно, а так как есть на самом деле. Что касается пределов точки приложения, то это ведь зависит от ширины проёма (арки). Но эта схема, является самым простым случаем.
В основном, мы же имеем дело со стенами, изрезанными проёмами, или регулярно, или нет. Так как Вы показали ранее (пост1). По этому, там подход совсем иной ---- сила и пределы её приложения, должны вычисляться и прикладываться к простенкам, от центров тяжести эпюр давления вычисленных исходя из совместной работы перемычки и кладки. Не площадки опоры под перемычкой ограниченной откосом, а именно перемычки и кладки -- центром тяжести тех эпюр, которые прикладываются по типу фундаментных балок при их расчёте.
Я не могу Вам дать ссылку, на какие то правила, или указания по данной методе, а только говорю как делал я.

[Дмитрий]

Сообщение от wjea Но эта схема, является самым простым случаем. В основном, мы же имеем дело со стенами, изрезанными проёмами, или регулярно, или нет. Так как Вы показали ранее (пост1). По этому, там подход совсем иной ---- сила и пределы её приложения, должны вычисляться и прикладываться к простенкам, от центров тяжести эпюр давления вычисленных исходя из совместной работы перемычки и кладки.

Согласен с Вами насчет перемычек, но, в первую очередь, меня интересовала передача усилия от одного сплошного участка стены (простенка) на другой сплошной участок, а участки кладки над/под проемами я рассматриваю как нагрузку (передаваемую через перемычку) на этот сплошной простенок (т.е. последняя схема может вполне подразумевать наличие "дырявых" участков по бокам). И доля этих поэтажных "перемычечных" добавок в суммарном расчетном усилии в простенке (на нижних этажах) вобщем-то невелика...

[Om81]

В общем, звания отменили и можно не стесняясь задавать глупые вопросы
В СНиПе по каменным конструкциям (п.4.31, примечание 1) говорится, что при эксцентриситетах, выходящих за пределы ядра сечения (для прямоуг. столбов, например, е0>h/6) применять сетчатое армирование не следует(!)
Собственно, вопросы:
1. Почему?
2. Как быть? Это же входит в противоречие со многими пунктами данного снипа, касающимися, например, конструктивного армирования опорного участка кладки и т.п.. Тем более, большинство реальных конструкций относятся к таковым - вспомнить хотя бы стены с опирающимися на них плитами перекрытия!
Второй вопрос.. немного из другой оперы и связанный, вероятно, с моей неграмотностью - где-то было сказано (в СНиПе или пособии к нему), что при расчете каменной стены многоэтажного здания эксцентриситет от опирания плит перекрытий учитывается только в пределах одного этажа, т.е. при расчете нижнего (следующего) этажа учитывать эксцентриситет от плит перекрытия вышележащего этажа (т.е. через пролет) не следует, и принимать нагрузку равномерно распределенной по сечению. Меня интересует - куда же, собственно, девается момент от внецентренного сжатия (чистый изгиб)?.. Т.е. если по сопромату - при опирании плит на стену с одной стороны нагрузки суммируются, а эксцентриситет остается, что должно привести к огромному моменту к низу стены(?)..

[Дмитрий]

Сообщение от Om81 В СНиПе по каменным конструкциям (п.4.31, примечание 1) говорится, что при эксцентриситетах, выходящих за пределы ядра сечения (для прямоуг. столбов, например, е0>h/6) применять сетчатое армирование не следует(!) Собственно, вопросы: 1. Почему?

Ну, наверное, потому, что, если точка приложения продольной силы находится вне ядра сечения, то часть сечения растянута, что само себе нехорошо для кладки, а если еще при этом для обеспечения прочности сжатой части требуется армирование - то ну его нафиг...
В общем, появляются трещины в кладке и прочие темные и нелинейные дела, да еще на фоне перегрузки сечения... В таких случаях (больших эксцентриситетов) рекомендуется продольное армирование стен.

Сообщение от Om81 Второй вопрос.. немного из другой оперы и связанный, вероятно, с моей неграмотностью - где-то было сказано (в СНиПе или пособии к нему), что при расчете каменной стены многоэтажного здания эксцентриситет от опирания плит перекрытий учитывается только в пределах одного этажа, т.е. при расчете нижнего (следующего) этажа учитывать эксцентриситет от плит перекрытия вышележащего этажа (т.е. через пролет) не следует, и принимать нагрузку равномерно распределенной по сечению. Меня интересует - куда же, собственно, девается момент от внецентренного сжатия (чистый изгиб)?..

Считается, что в уровне каждого перекрытия шарнир, поэтому стена в пределах этажа рассматривается как шарнирно-опертая балка. Примечательно, что это допущение не распространяется на моменты от ветровой нагрузки - они суммируются до самого фундамента.

[Om81]

Сообщение от Дмитрий Считается, что в уровне каждого перекрытия шарнир, поэтому стена в пределах этажа рассматривается как шарнирно-опертая балка.

Да, понятно. Но я имел в виду, что перекрытие при опирании (шарнирном) создает моменты в сечении, т.к. нагрузка приложена с эксцентриситетом... а потом эти моменты куда-то деваются (?)

[Дмитрий]

Сообщение от Om81 Но я имел в виду, что перекрытие при опирании (шарнирном) создает моменты в сечении, т.к. нагрузка приложена с эксцентриситетом... а потом эти моменты куда-то деваются (?)

Может, приложенные картинки пояснят ситуацию с моментами?
[ATTACH]1145099022.gif[/ATTACH]

[Дмитрий]

и еще одна
[ATTACH]1145099048.gif[/ATTACH]

[К.Р. Ейзи]

1. При определении напряжений в кладке МКЭ следует учесть анизотропность (ортотропность) кладки.
2. При использовании МКЭ следует использовать одну из существующих теорий прончости для кладки (я не специалист по тероиям прочности кладки, но знаю, что они есть).
3. Результаты по теории прочности следует проверить сравнением с ручным счетом.

[Дмитрий]

Сообщение от К.Р. Ейзи При определении напряжений в кладке МКЭ следует учесть анизотропность (ортотропность) кладки.

Конечно, делать это (учитывать анизотропию) несомненно полезно (вот и экспертиза постоянно твердит об этом), только вопрос - как? Ведь анизотропия кладка, как и железобетона, является не изначальным ее свойством, а приобретаемым в процессе деформирования, т.е. требуется расчет оной с физ. нелинейностью...
Впрочем, есть такой ненаучный способ - задать модули упругости в ветикальном и горизонтальном направлениях в соотношении как расчетные сопротивления кладки растяжению и сжатию, т.е. примерно 1:10.

Сообщение от К.Р. Ейзи При использовании МКЭ следует использовать одну из существующих теорий прончости для кладки (я не специалист по тероиям прочности кладки, но знаю, что они есть)

Ни разу не слышал про какие-то специальные теории прочности для кладки (в околонормативной литературе тоже вроде ничего), скорее всего это просто попытки применения общеизвестных критериев.

Сообщение от К.Р. Ейзи Результаты по теории прочности следует проверить сравнением с ручным счетом

Сравнение не всегда бывает уместно...

[К.Р. Ейзи]

По поводу анизотропии: Явление так называемой "нестационарной анизотропии" приобретаемой бетоном в процессе деформирования в советской литературе исследовано и разработано Карпенко Н.И. При таком подходе действительно имеет место некоторый гемморой с ортогональной изотропей и ее ориентацией, но существуют и более простые способы учета нелинейности - например теория Гениева-Киссюка. Если не придираться к мелким шероховатостям - теория вполне годна к применению. И прочность бетона при неодноосном напряженном состоянии вполне можно оценить.

Ну, если мы не собираемся писать диссертацию, то полный нелинейный расчет дома делать необязательно. Достаточно сделать в упругой стадии (хотя и с учетом разности горизонтальных и вертикальных модулей деформирования) - результат будет получен с запасом. А прочность (бетона) можно оценить по результатам линейного расчета по поверхности прочности Гениева-Киссюка, например.

Применительно к кирпичу геометрические интерпретации поверхности прочтости я видел на лекциях по кирпичным коснтрукциям (Пензенский инженерно-строительная академия, читал д.т.н. Ласьков Н.Н.). Критерии были взяты из зарубежной литературы. Подробнее этим вопросом я не занимался.
Удачи!

[Om81]

В общем, как я понимаю, в СКАДе расчитывать кладку - не судьба.. Даже методами ортотропии - ведь неизвестны ее параметры(?)
Интересует вопрос: если использовать изотропные пластины с Е, вычисленным по СНиПу (с учетом ползучести?..) - напряжения в кладке получатся в запас, или могут быть девиации в обе стороны?..

[Дмитрий]

Думается, здесь однозначного ответа нет, хотя бы надо уточнить, что понимается под выражением "расчитывать кладку"...
1. Скажем, надо рассчитать фундаментную плиту кирпичного здания - думаю, что тут вполне уместно задать стены упругими изотропными пластинами.
2. Проверять прочность каменных конструкций здания непосредственно по напряжениям из такого расчета едва ли будет правильно из-за резко различного подхода к работе материала (нормативные методики исходят из отсутствия растягивающих напряжений и глубокой пластификации сжатой зоны сечения). Сказать, в какую сторону получается ошибка - тоже сложно, т.к. учет растяжения занижает сжимающие напряжения, а неучет пластичности - завышает.

[Om81]

Сообщение от Дмитрий 1. Скажем, надо рассчитать фундаментную плиту кирпичного здания - думаю, что тут вполне уместно задать стены упругими изотропными пластинами.

Вот например даже такой случай. Но, как я понимаю, в расчете произойдет перераспределение нагрузок между стенами, и мы опять-же получим отличные от расчитаных по СНиПовской методике значения - фундаменты окажутся примерно равнонагруженные, независимо от их положения в здании и "несущести-ненесущести" (это обсуждалось в Вашей теме про кирпичные здания).. Так какой подход более верный? Или для фунд. монолитной плиты лучше так?
У меня дом 9-этажный со свайным ленточным фундаментом.

[Дмитрий]

Сообщение от Om81 Но, как я понимаю, в расчете произойдет перераспределение нагрузок между стенами, и мы опять-же получим отличные от расчитаных по СНиПовской методике значения - фундаменты окажутся примерно равнонагруженные, независимо от их положения в здании и "несущести-ненесущести"

Ну, поскольку несущие и ненесущие стены в конечно-элементной модели связаны общими узлами, нельзя ожидать в них какого-то резко различного уровня напряжений. В реальности стены тоже связаны перевязкой и нагрузка тоже как-то переходит (если только не образуются трещины между стенами). Расчет нагрузок по грузовым площадям, по-моему, к какому-либо СНиПу отношения не имеет, это просто традиционно сложившийся подход, тоже небесспорный.
Впрочем, я думаю так - для фундаментной плиты нагрузку считать в КЭ-модели, к тому же она (в силу большой жесткости) практически исключит вероятность растрескивания стен (обычно из-за разности осадок/просадок), для ленточных фундаментов (в т.ч. свайных) нагрузки лучше считать "по старинке".

[Om81]

Дмитрий, тут полностью с Вами соглашусь. Мне почему-то так и виделось все)

[К.Р. Ейзи]

Сообщение от Om81 В общем, как я понимаю, в СКАДе расчитывать кладку - не судьба.. Даже методами ортотропии - ведь неизвестны ее параметры(?) Интересует вопрос: если использовать изотропные пластины с Е, вычисленным по СНиПу (с учетом ползучести?..) - напряжения в кладке получатся в запас, или могут быть девиации в обе стороны?..

При расчете конструкции в упругой стадии результат обычно получается в запас из-за следующих соображений:
1. При расчете в упругой стадии напряжения (и внутренние усилия) распределяются между элементами пропорционально жесткостям (чем выше жесткость, тем большее усилие приходится на элемент). Поэтому, теоретически, более жесткий элемент с возрастанием параметра нагрузки быстрее "ломается", что соответствует предельному состоянию конструктивной системы в целом (перераспределение усилий на другие элементы в упругой стадии не учитывается).
2. При расчете с учетом нелинейности (и в реальной жизни) при возрастании параметра нагрузки происходит постепенное выключение из работы "сильных" (и максимально нагруженных) элементов и передача нагрузки на более "слабые" элементы (и наоборот). В случае, если "сильные" элементы запроетированы в упругой стадии (с запасом), то их несущей способности будет достаточно, чтобы поддержать еще и работу "слабых".

[К.Р. Ейзи]

Сообщение от Om81 Сообщение от Дмитрий 1. Скажем, надо рассчитать фундаментную плиту кирпичного здания - думаю, что тут вполне уместно задать стены упругими изотропными пластинами. Вот например даже такой случай. Но, как я понимаю, в расчете произойдет перераспределение нагрузок между стенами, и мы опять-же получим отличные от расчитаных по СНиПовской методике значения - фундаменты окажутся примерно равнонагруженные, независимо от их положения в здании и "несущести-ненесущести" (это обсуждалось в Вашей теме про кирпичные здания).. Так какой подход более верный? Или для фунд. монолитной плиты лучше так? У меня дом 9-этажный со свайным ленточным фундаментом.

Вы не правы:
НИ ОДИН СНИП НЕ РАГЛАМЕНТИРУЕТ СПОСОБ И МЕТОДИКУ СТАТИЧЕСКОГО РАСЧЕТА КОНСТРУКЦИЙ. Это - прерогатива инженера и его личная ответственность!
Поэтому, при отсутствии уверенности, расчет следует делать в 2-х вариантах:
1. Расчет вручную со сбором нагрузок по грущовым площадям.
2. Обязательную проверку полученных напряжений по МКЭ, как более достоверный метод, показывающий более реальное распределение напряжений.

[Om81]

Сообщение от К.Р. Ейзи Поэтому, при отсутствии уверенности, расчет следует делать в 2-х вариантах: 1. Расчет вручную со сбором нагрузок по грущовым площадям. 2. Обязательную проверку полученных напряжений по МКЭ, как более достоверный метод, показывающий более реальное распределение напряжений.

Но ведь и так понятно, что 1 вариант даст сильные (в разы) различия по нес. и ненес. стенам, а 2-й даст абсолютно сглаженные значения (при высоком здании), т.е. нагрузка на пог. м. будет что-то вроде (общ.вес дома/общ. длину фундамента). И что же выбирать? Как быть с неравномерными осадками, надо ли их выравнивать шириной ленты, например..

[pusikul]

Добрый день!

Подскажите, как быть

Исходные данные: самонесущая стена офисного здания (6 этажей); трещина между простенком и подоконной частью окна, повторяется на 1, 2, 3, 4, 5 этажах по разным осям

Как расчитать горизонтальные напряжения между простенком и подокон. частью? Как определить при каких именно нагрузках на простенок и на подоконную часть (или при разности нагрузок на простенок и подоконную часть) требуется армирование, так как при длительных нагрузках из-за неравномерного напряжения возникнет НЕИЗБЕЖНО трещина?

Спасибо

[Axe-d]

Считайте по п. 4.23 пособия к каменному СНиПу.