[Engineer IA]

Здравствуйте, уважаемые форумчане!

Дано: 18-этажный дом. Каркас железобетонный, состоящий из колонн, плоских перекрытий и диафрагм. Расчет веду в программе SCAD.

Проблема. Решая задачу по сбору нагрузок на фундаменты обнаружил значительную разницу по сравнению с ручным сбором нагрузок. Недобор нагрузок в основании колонн в SCAD-е составляет до 100 тонн на одну колонну. Здание как бы "подвисает" на диафрагмах, благодаря тому, что их жесткость значительно больше жесткости колонн. Это хорошо видно, если посмотреть вертикальные деформации узлов верхушек диафрагм и колонн.

Вопрос: Можно ли довериться результатам расчета в программе (картина, ведь, в общем, реалистичная. Усилия распределяются в соответствии с жесткостями конструктивных элементов)? Или не доверять и собирать нагрузки вручную? Поделитесь опытом. Кто как решает эту проблему?

Сугубо личное мнение, что надо делать по худшему варианту. И склоняться к тому, который традиционен. Расчет ж/б б/у нелинейности это сплошная череда условностей, я бы не стал безоговорочно доверять всему что получается формальным расчетом.

[DTab]

Сообщение от Engineer IA Здравствуйте, уважаемые форумчане! Дано: 18-этажный дом. Каркас железобетонный, состоящий из колонн, плоских перекрытий и диафрагм. Расчет веду в программе SCAD. Проблема. Решая задачу по сбору нагрузок на фундаменты обнаружил значительную разницу по сравнению с ручным сбором нагрузок. Недобор нагрузок в основании колонн в SCAD-е составляет до 100 тонн на одну колонну. Здание как бы "подвисает" на диафрагмах, благодаря тому, что их жесткость значительно больше жесткости колонн. Это хорошо видно, если посмотреть вертикальные деформации узлов верхушек диафрагм и колонн. Вопрос: Можно ли довериться результатам расчета в программе (картина, ведь, в общем, реалистичная. Усилия распределяются в соответствии с жесткостями конструктивных элементов)? Или не доверять и собирать нагрузки вручную? Поделитесь опытом. Кто как решает эту проблему?

Расчет-то хоть с учетом основания?
Я бы доверился результатам МКЭ. В конце концев как железобетон заармируешь , так он и будет работать. (только с поправкой на особенность скада и лиры не передовать на колонны крутящий момент).

[dermoon]

Для получения нагрузок на фундаменты колонн задай жесткость диафрагм близкую к "0", и вообще всего, что влияет на их распределение. Получишь что-то близкое к "рукоблудию", а так нафига им заниматься, если освоил МКЭ?

[MMV]

Что значит: "подвисает на диафрагмах"?

Нагрузка на фундаменты как передается?

[Дмитрий]

"Недогруз" колонн есть нехорошая черта, причем не столько МКЭ, сколько "цельных" пространственных схем. Истина где-то посередине между сбором по грузовым площадям и полученным вами результатом, только выудить ее на порядок сложнее, чем посчитать по тому или иному варианту. Потому самый простой выход - увеличить продольную жесткость (EA) колонн в 2-3 раза и будет вам счастие...

[Jeka]

Engineer IA
Такая картина действительно имеет место. Суть в том, что продольная жесткость диафрагмы /за счет площади/ зачастую больше жесткости колонн. В результате диафрагма "тянет" на себя нагрузку. НО!
Снип ж.б. четко оговаривает, что расчет необходимо выполнять с учетом физ. нелин. работы ж.б. Иными словами - адекватна ли ваша расчетная модель натурной физической? Выдержит ли место стыка диафрагмы и колонны передачу усилий, либо треснет и все опять уйдет в колонны.

DTab абсолютно прав: как заармируете так и будет работать. Т.е., если считаете что диафрагма самонесущая, то соответственно и конструирование и расч. схема должна этому соответствовать /например отсутствие монолитной связи/, если нагружаете диафрагму, то давайте ей соответствующее сечение и связь с колоннами.

[MMV]

Все равно непонятно, как такое может быть...

Речь идет о сборе нагрузок на фундаменты под колоннами, т.е. о нахождении реакций от здания. Жескость диафрагм, условия их закрепления и т.п. может повлиять только на перераспределение нагрузок между элементами здания, но не на опорные реакции.

[Дмитрий]

Сообщение от MMV Жескость диафрагм, условия их закрепления и т.п. может повлиять только на перераспределение нагрузок между элементами здания, но не на опорные реакции

Когда Вы считаете нагрузки по грузовым площадям, то не учитываете разность жесткостей между колоннами и стенами. В упругой пространственной схеме усилия зависят от соотношения жесткостей стен и колонн, опорные реакции, соотвественно, зависят точно также.

Кстати, если смоделировать и просчитать один этаж, а затем сравнить усилия со схемой, составленной из, скажем, 15 таких этажей, то усилия из 2-го варианта не будут равны усилиям из 1-го *15.

[MMV]

Вот задачка:

х - горизонтальная ось, у - вертикальная

Две колонны (beam44) сечением 0.6х0.6 м расстояние между ними 10 м, высота 11м. Колонны жестко закреплены в узлах основания.
Модуль упругости материала колонны 1e+9 кг/м2, к-т Пуассона 0.15.

Диафрагма (shell181), на высоте 1 м от низа, толщина 0.1 м.
к-т Пуассона 0.15. Разбита оболочками сеткой 10х10.

В правый верхний угол приложена сила по Х =50000 кг.

Модуль упругости материала диафрагмы меняется от 1е+2кг/м2 в большую сторону хоть до скольки (соответственно и жесткость диафрагмы), реакция по оси Y в левом нижнем узле не меняется FY = -49482.74 кг.

Расчет линейный.
[ATTACH]1170326677.jpg[/ATTACH]

[taras]

MMV
Попробуйте изменить жесткость одной колонны относительно другой
и диафрагмы опереть не на колонны а на основание

[MMV]

Я когда спросил: "как передается нагрузка на фундамент?" хотел вообще этим вопросом уточнить опираются ли диафрагмы на основание или висят на колоннах...

В торопях не совсем верно сформулировал...

Естественно, реакции будут меняться в основаниях колонн, если диафрагма опирается на отдельный фундамент.

Я тогда не пойму почему вопрос возник...

ps,
Вообще это инерция мышления, я недавно дом считал, в котором на первом этаже гастроном, т.е. колонны опираются на столбчатые фундаменты, а диафрагмы в верхних этажах опираются на перекрытия и висят на колоннах. Поэтому в голове сразу картинка сложилась...

[_Alex]

Сообщение от MMV недавно дом считал, в котором на первом этаже гастроном, т.е. колонны опираются на столбчатые фундаменты, а диафрагмы в верхних этажах опираются на перекрытия и висят на колоннах.

Вообще то это плохо. Не хорошо когда жесткость удаляется от опоры. Коллос на глиняных ногах получается.

[DTab]

Сообщение от MMV Все равно непонятно, как такое может быть... Речь идет о сборе нагрузок на фундаменты под колоннами, т.е. о нахождении реакций от здания. Жескость диафрагм, условия их закрепления и т.п. может повлиять только на перераспределение нагрузок между элементами здания, но не на опорные реакции.

Если еще в схему фундаменты с основанием воткнуть, то будет 3-й вариант распределения нагрузок.

[ander]

Не пойму, каркас сборный или монолитный? В сборном - диафрагмы являются, по сути, подвесными, их задача - организовать жесткий блок из пары колонн, и всё. А если монолитный, то присоединяюсь к мнению, что как законструируешь, так и будет работать, колонны разгрузят хорошо, но это уже не чисто диафрагмы, а железобетонные СТЕНЫ.

[Engineer IA]

Спасибо, друзья, за отклик! Склоняюсь к мнению DTab-a.

Для информации. Здание расчитываю в СКАДе без совместной работы с основанием, т.к. на глубине 9 метров залегает несжимаемый грунт. Фундаменты на сваях-стойках. Диафрагмы толщиной 30см опираются на фундаменты. Каркас монолитный.

Спасибо.

[4 и 6]

Дмитрий

Потому самый простой выход - увеличить продольную жесткость (EA) колонн в 2-3 раза и будет вам счастие...

Это примерно так - был пилон 0,25х1,5 а станет 0,25х4,5 (я так понял это только в стадии расчета)? Так это вроде совсем другая расчетная схема будя...Помогите разобраться.

[Дмитрий]

Сообщение от 4 и 6 Это примерно так - был пилон 0,25х1,5 а станет 0,25х4,5 (я так понял это только в стадии расчета)? Так это вроде совсем другая расчетная схема будя...

В некотором смысле, конечно, другая - колонны будут "брать на себя" несколько больше вертикальной нагрузки, массивные стены - поменьше, но, по моему, это только хорошо (стены обычно находятся в менее критичных условиях, чем колонны). Конечно, здесь требуется некоторая аккуратность - задание нужной жесткости напрямую (по возможности не меняя других жесткостей), не меняя общей геометрии модели и сечений в расчете армирования.

[nikcher]

Сразу скажу, что не знаю как реализовать нижесказанное в SCAD На днях проходил семинар EUROSOFT и там в очередной раз говорили о зависании колонн на диафрагмах. Причем иногда зависание колонны приводит к тому, что в верхних плитах перекрытия в опорной зоне момент уменьшается, а иногда момент даже меняет знак (верхняя зона плиты сжимается, а не растягивается). Самое досадное в этой ситуации, что это следствие некорректного приложения нагрузок, т.е. не учитывается последовательность монтажа и приложения нагрузок. В Лире есть модуль Монтаж, который позволяет это учесть. В Starke также можно учесть эти ньюансы. Коряво написал, но если интересно, то тема уже обсуждалась здесь на форуме.
[ATTACH]1170675107.jpg[/ATTACH]

[Дмитрий]

Сообщение от nikcher В Starke также можно учесть эти ньюансы.

Интересно, как? Или уже вышеописанным мною способом? :wink: Вроде ничего подобного лировскому Монтажу ни в STARK ES, ни в Ing/microfe и близко не было...

[DTab]

Сообщение от nikcher [ATTACH]1170675107.jpg[/ATTACH]

:? :? Судя по рисунку - средняя колонна не риально дистрофического сечения.

[ALM]

Народ, вот вы говорили что в ж.б. как заармируешь так и будет работать. Это понятно если мы заармируем на моменты из скада при заданных жесткостях, все будет работать как и в скаде.
А как поступать если считаешь металлические балки а по ним ж.б. плита. Усилия в такой схеме распределяются в зависимости от жескостей элементов входящих в схему - и разница с ручным счетом очень большая, когда нагрузку собираешь с половины пролета и передаешь на металлю балку.
НАРОД, как здесь избежать ошибки?
Спасибо.

[EUDGEN]

DTab и др. коллеги

Судя по рисунку - средняя колонна не риально дистрофического сечения.

1. О подобных эффектах (дефектах) неоднократно говорилось в теме
http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=10780
и в теме "Можно ли доверять расчетным программам?". Должных акцентов, на мой взгяд, еще не расставлено...
2. "Бредовость результатов" вызвана, в первую очередь неточностью моделирования натурной работы: неучет истории возведения и нагружения, неучет пластических деформаций и перераспределения усилий между сопрягаеиыми конструкциями, неточность отображения топологии, потеря континиума при дискретизации в расчетной схеме. И самый сложный вопрос - сложность моделирования на контакте О-Ф при учете совместной работы О-Ф-З.
3. Верить или не верить (доверять или не доверять) получаемым результатам расчета при неучете вышеперечисленных факторов, область (аспект), лежащий на стыке знаний, инженерного опыта и профессиональной интуиции...Увы, сие нигде не прописано :roll: .
4. Однозначный ответ можно получить на частных решениях упрощенных моделях, классически описывающих процесс деформирования.
5. Однозначно: запускать в рабочие чертежи бредовые результаты недопустимо...Что делать? Читай п.4. Избегать применение сомнительных факторов в расчетных моделях. Т.е. лучше обоснованно отказаться от их применения, чем разгадывать необоснованные результаты при их применении.
PS
Понимаю, многие меня обвинят в отсутствии конкретики - для меня важно, понятна ли моя концепция? А конкретика, для этих целей открыты десяток тем, неисчерпаемых по степени важности и способам их разрешения.

[nikcher]

2 Дмитрий:

Интересно, как? Или уже вышеописанным мною способом? Вроде ничего подобного лировскому Монтажу ни в STARK ES, ни в Ing/microfe и близко не было...

Инфа о возможности учета описанных эффектов в STARK исключительно со слов представителей EUROSOFT проводивших семинар. Как я понял там это возможно с помощью полуавтоматического режима. Дальше не расспрашивал, т.к. работаю пока только в Лире.
Что касается того что нужно ли учитывать такой эффект, то по-моему это нужно делать однозначно, особенно в высотках. Здесь либо прятать голову в песок, либо учитывать реальную работу конструкции (в смысле пытаться приблизиться к реалиям).

[Engineer IA]

После сообщений Eudgena всегда остается некий иррациональный остаток в голове.

Конкретно решил добавить по 100 недостающих тонн на колонну, поскольку не знаю как точно учесть нагрузку.

[EUDGEN]

Engineer IA

После сообщений Eudgena всегда остается некий иррациональный остаток в голове Вопрос: Можно ли довериться результатам расчета в программе (картина, ведь, в общем, реалистичная. Усилия распределяются в соответствии с жесткостями конструктивных элементов)? Или не доверять и собирать нагрузки вручную? Поделитесь опытом. Кто как решает эту проблему?

1. Мысли и сомнения в голове, при нашей ответственной работе, свидетельствуют о профессионализме, ибо: слепое и бездумное применение необоснованных результатов - путь к ошибочному решению.
2. В Вашем случае, не имея возможности смоделировать реалистичную картину деформирования (историю монтажа, физнелин) и зарегистрировав нелогизм в результатах расчета (пусть и на примитивном сборе нагрузок по грузовым площадям), необходима компромиссная коррекция расчетной модели по учету указанных факторов. Конечно же - не тупо добавить по 100 тонн в узлы колонн, а измнить соотношение продольных жесткостей колонн и д/ж. Как? Да очень просто: подозрительные колонны описываем численно, увеличивая только EF в 1.5-2 раза. Изгибные жесткости не корректируем.
3. Считаем, сопоставляем...при этом сохраним равновесие приложенных нагрузок и реакций по обрезу.
4. Таким же образом "исправляется" нелогизм эпюр моментов на опорах ригелей верхних ярусов.
5. Этот способ - не единственный сурогатного учета специфических особенностей реалистичной модели. Если интересно - продолжим...
PS
Фаталистом я себя не считаю, отнюдь, я прекрасно понимаю весь реализм натуры, при всей гамме сложностей моделирования. Все задачи решаемы - просто иногда приходится подключать к знаниям опыт и интуицию :roll: . Рад буду, если рассеятся иррациональные мысли...Такая у нас работа...

[Engineer IA]

Спасибо за конкретный совет, Eudgen. Туман рассеивается. Непонятка все же остается.

Да очень просто: подозрительные колонны описываем численно, увеличивая только EF в 1.5-2 раза. Изгибные жесткости не корректируем

1. Увеличивая продольную жесткость, разве я не изменю изгибную? Ведь изменяя модуль упругости или сечение, я все равно повлияю на изгибную жесткость.

2. И как лучше менять EF? Увеличивая E или F?

3. Необходимо ли одновременно искусственно уменьшить жесткость диафрагмы, или оставить ее без изменения?

[/quote]

[p_sh]

например в скаде есть описание типа жесткости как численное - в нем предусмотрено всё раздельно

[MMV]

Конкретно решил добавить по 100 недостающих тонн на колонну, поскольку не знаю как точно учесть нагрузку.

Имхо:
И правильно сделал...

[Engineer IA]

Разобрался! Спасибо Eudgen-у и p_sh.

[4 и 6]

EUDGEN

Если интересно - продолжим

...
Продолжайте. Интересно.

[EUDGEN]

4 и 6

Продолжайте. Интересно.

1. Тема-то названа не совсем по теме...Как, в общем и раздел САПР :roll: Поверьте, знаю, о чем говорю .
Я бы тему назвал: МКЭ применительно к прочностным расчетам, или: Предпосылки МКЭ к анализу НДС сооружений.
2. Надо всегда помнить, что МКЭ по апроксимации точен только для стержня - 100% совпадение со строймехом. Для всех других типов КЭ, апроксимирующие функции, описывающие закон деформирования между узлами КЭ, носят приближенный характер. Потому-то при мелкой сетке можно получить относительно точное решение, но точное - никогда. Т.е. континуальная среда (сплошная) заменяется дикретной, состоящей из ряда КЭ, конечных размеров.
Пока точка. Отвлекают...

[p_sh]

EUDGEN я кажется догадался как колонну, сопряженную с диафрагмой от момента избавить, но надо еще перепрверить, но самое главное - претендует ли таке решение на истину - пока извиняюсь что ничего конкретного.

[Romka]

С проблемой "проседания" колонн по сравнению с диафрагмами связано такжэ армирование ригелей.
Представим многоэтажнйю схему: диафрагма (Д) - колонна (К) - диафрагма (Д). На 1 этаже эпюра М в ригеле: на опорах -М, в пролете +М. Но чем выше ригель, тем больше ордината эпюры ригеля "сползает" вниз, и на верхнем этаже момент в ригеле над колонной положительный. :cry:
На счет увеличения жесткости: почему мы имеем право это делать? Как быть с п.3.54 Пособия к СНиП ЖБК, где нужно считать внецентренно-сжатые элементы по деформированной схеме, принимая во внимание неупругие деформации бетона (ЯТД в том числе и осевых деформаций). :wink:

ЗЫ: пишу это не для критики, а чтобы подбросить дровишек в огонек.

[EUDGEN]

4 и 6
Продолжаю:
4. Представим колонну с Д/Ж, отлитых в одной опалубке...Считаем с применением МКЭ. Дискретные узлы обеспечивают совместную работу по контакту сопряжения.
Предпосылка 1: ось стержня и торец Д/Ж в цифровой модели МКЭ совпадают, в натуре - по грани (можно конечно сдвинуть жесткими вставками);
Предпосылка 2: в натуре континиум, в модели - дискретно.
Имеем: поле деформаций по Д/ж апроксимируется по своим фукциям, стержень, через совместные узлы вовлекается в работу искаженно в промежутках между узлами - потерена сплошность (континиум).
Предпосылка 3; Наиболее точное значение деформаций в центре КЭ и у узлов, описывающих КЭ.
Для упругой задачи диаграмма сигма-епселон линейная.
Короче: указанные предпосылки МКЭ и особенности топологической схемы всегда могут таить подводные камни. Кроме того, что надо уметь резать, надо знать: где отрезать и что отрезать - это на языке хиругра (грубо и по-делитантски). Это к чему? Просто предостережение - Расчет по МКЭ не панацея и не гарантия верного результата. Более важно - искусство моделирования и анализ испытания модели с использованием МКЭ.
Пока так...

[p_sh]

EUDGEN, посмотрите чем может достигаться равномерность оседания, а следовательно безмоментность (или её уменьшение) колонны, работающей совместно со стеной. Возможно что ваше предположение более ошибочно чем упругая постановка
[ATTACH]1170963490.rar[/ATTACH]

[EUDGEN]

p_sh

EUDGEN, посмотрите чем может достигаться равномерность оседания

1. К сожалению, МикроФе я так и не освоил, по известным причинам...
2. Не скупитесь на краткие выводы - чем и как достигнуто...Вам я доверяю и без дублирования расчета.
3. И не забывайте, что я проектирую в сейсмозоне...
4. И тема-то об "Особенностях использования МКЭ...", т.е. нужно расставить акценты, где можно ожидать подводные камни, и как это избежать посредством реалистичного моделирования. Судя по молчанию коллег, предпосылки МКЭ ни у кого не вызывают сомнений :roll: , а у меня они есть - высказал (не все еще...).
Я прекрасно понимаю, что на молекулярном уровне решать прочностные задачи не нужно, да и невозможно, и сам МКЭ - один из реалистичных инструментов (методов), позволяющий численно выявить НДС. Здесь вопросов нет...НО, правильно ли мы "модельеры-испытатели" численных исследований) используем особенности МКЭ? Вот вопрос... Я призываю к чему? Особенно начинающих. Умение держать мышку в руках и формировать модель - это очень ничтожная часть работы при численных исследованиях. Ощутить и обосновать главное в аспекте реалистичной работы конструкции - вот в чем мастерство численного исследователя. Эти тонкости приходят с опытом и с набитыми "шишками" и ни в каких нормах не прописаны.
Даже с моим опытом, посчитав тысячи сооружений, гладкие решения - редкость. И то, что Вы считаете себя новичком - только чести добавляет.
PS
Учтите мои пожелания...

[4 и 6]

EUDGEN

Не скупитесь на краткие выводы - чем и как достигнуто...

Это относится и к Вам.

а у меня они есть - высказал (не все еще...).

Жду.

[p_sh]

ЯТД дело обстоит в следущем:
1. предположение о потере континума неверно, или так - предположение о потере континума в таком частном случае неверно. Ибо или такой эффект д. быть везде или везде пренебрежимо незаметен или вполне удовлетворителен.

обратите на рис - диафрагма толщиной 200 и колонны 600*600
схемы.
слева мю=0,2, справа мю=0,05
итог - правая схема менее подверженная эффекту изменения формы вследствие характеристик материала имеет существенно меньший (ровный по всей длине) "момент" в стержне. левая схема скушала этот эффект в полной мере и нижнее защемленное сечение получило этот самый искомый (и справедливый) момент, обусловленый только особенностью деформирования упругого материала.
[ATTACH]1171038531.GIF[/ATTACH]

поэтому пока считаю момент обоснованым. если принять что работа бетона в той стадии на которую я его проектирую - есть работа материала "упругого" - не начинающего сильно ползти и всё такое.

Сейчас, уважаемые, меня более волнует эффект "монтажа".
Т.е. справедлив, ли расчет схемы без учета истории монтажа с точки зрения оценки величин усилий в конструкциях....

[EUDGEN]

p_sh
1. Что такое мю? Обычно это коэф-нт армирования...
2. Вы меня не поняли...Меня в этой теме волнует :

т.е. нужно расставить акценты, где можно ожидать подводные камни, и как это избежать посредством реалистичного моделирования. Судя по молчанию коллег, предпосылки МКЭ ни у кого не вызывают сомнений , а у меня они есть - высказал (не все еще...).

3. Если хотите быть понятым, все же поясните цель Вашего сопоставления...Не хотелось бы заниматься домыслами .
4. По поводу потери континиума я завтра выставлю тесты на примитивном, но очень понятном примере: плита, опертая но контуру на балку. Аналитически - эпюра моментов в ригеле, работающая с плитой совместно - криволинейная, гладкая; в дискретной модели - эпюра зубчатая, особенно для Q. Аналогично и для контакта: колонна-Д/ж при горизонтальных воздействиях. Понимающий спец, этот эффект воспримет с учетом предпосылок МКЭ, теоретик (классик) этого не поймет - откуда взялись пилы, при отсутствии внешних факторов.
5. Вы-то согласны с тем, что сетка разбивки на КЭ влияет на точность результатов отображения НДС? Ответ очевиден... А почему? Это связано только с точностью приближения к континиуму. Абсолютный континиум - это кристалическая решетка твердого тела. К этому мы м не стремимся - не реально...Но об этом надо всегда помнить... и при обоснованиях аргументировать.
4 и 6
По Вашей просьбе: следует четко представлять, что в МКЭ сопрягаемые КЭ с различными апроксимирующими функциями не всегда "дружат". К примеру: в треугольных КЭ, при определенном соотношении сторон, результаты не вписываются в логику окружающих 4-х угольных КЭ. Это надо знать и понимать и абстрогироваться. Желательно избегать венигрет с типами КЭ или осознанно воспринимать нелогизмы и игнорировать их в сопоставлении с логикой. Увы, каламбурное выражение, но иначе сказать не умею... И далее: МКЭ не панацея от всех недоразумений, - это инструмент исследователя, знающего и ожидающего окончательный результат. Если получаемый результат не согласовывается с прогнозируемым, то это признак тревоги, и его надо обосновывать... Как? Вариантов много... Классика, аналитика и здравый смысл...Увы, в очередной раз констатирую, что это уже высший пилотаж.
Не буду далее утомлять, спать надо бы уже ложиться...
Может завтра(в смысле сегодня с утра) продолжим...обещаю...[/b]

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN p_sh 1. Что такое мю? Обычно это коэф-нт армирования...

ввел в заблуждение - это коэффициент пуассона.

[Romka]

Коллеги! По-моему мы немного отклонились в сторону от вопроса, поднятого автором темы. :wink:

Сообщение от Engineer IA обнаружил значительную разницу по сравнению с ручным сбором нагрузок. Недобор нагрузок в основании колонн в SCAD-е составляет до 100 тонн на одну колонну. Здание как бы "подвисает" на диафрагмах, благодаря тому, что их жесткость значительно больше жесткости колонн. Вопрос: Можно ли довериться результатам расчета в программе.

Ниже прилагаю схемы рам: по краям диафрагмы размером 2,4*0,2, а в середине колонна 0,4*0,4м. Налицо чрезмерные осевые деформации колонны по сравнению с Д-ми. Из нагрузок только 1т/м пог на ригели. В итоге в колонне должно быть продольное усилие 48т, а по факту 29,2т.
Некоторые коллеги предложили увеличит жесткость колонны при сжатии EF. Может быть, но повторюсь:

почему мы имеем право увеличить жесткость колонны при сжатии EF? Как быть с п.3.54 Пособия к СНиП ЖБК, где нужно считать внецентренно-сжатые элементы по деформированной схеме, принимая во внимание неупругие деформации бетона (ЯТД в том числе и осевых деформаций).

В СНиПе ЖБК п.1.15 требуется учитывать "смещения опор" и "деформированную схему". [/quote]
[ATTACH]1171091756.jpg[/ATTACH]

[Romka]

А здесь эпюры изгибающих моментов, полученные при деформированной схеме. Эпюры в нижних этажах "нормальные", а на верхних над колоннами момент в ригеле сполз в нижнюю зону, что противоречит представлениям классического ручного расчета.
[ATTACH]1171091960.jpg[/ATTACH]

[p_sh]

Сообщение от Romka а на верхних над колоннами момент в ригеле сполз в нижнюю зону, что противоречит представлениям классического ручного расчета.

надо с термином определится.
что подразумевается под "редставлениям классического ручного расчета"

я вот учебник открыл по стоительной механике и по ручному счету методом перемещений получается тоже что и у вас на картинке.

может здесь имеется в виду что вручную такую раму с учетом всех правил механики считать мягко сказать упаришся и поэтому вводили мягко сказать спорные упрощения типа
- нагрузка на балки по треугольнику,
- на колонны по грузовым площадам
- элементы каркаса не оказываю друг на друга влияния.

однако бред'с..

таким образом вышеуказаные упрощения в некоторых случаях могут дать запас а могут и наоборот по сравнению с АКАДЕМИЧЕСКОЙ (классической) механикой., которую в вузах преподают. и тем чем кто-то с бодуна пользовался при расчетах сооружений и потом разговоры разговаривал что я вот так посчитал и у меня что-то стоит после этого

[Romka]

p_sh
Хорошая у вас книга по строймеху.
Можно посчитать усилия с учетом осевых деформаций. :shock: Честно говоря, такой метОды еще не встречал Только постоянные рекомендации
Конечно-же я имел ввиду, что Классический ручной расчет - это когда распределение нормальных усилий в вертикальных элемантах происходят в соответствии с грузовыми площадями.

Как бы вы заармировали в приведенном мной примере центральную колонну и ригели первого и последнего этажей? Исходя из деформаций колонн, или без учета этого?

[Дмитрий]

Сообщение от Romka На счет увеличения жесткости: почему мы имеем право это делать? Как быть с п.3.54 Пособия к СНиП ЖБК, где нужно считать внецентренно-сжатые элементы по деформированной схеме, принимая во внимание неупругие деформации бетона (ЯТД в том числе и осевых деформаций).

О да, конечно, нужно учитывать и влияние перемещений конструкций, и неупругие (физ. нелинейные) деформации и не забыть про последовательность монтажа.
Все остальное (упругая работа и единовременная загрузка расчетной схемы) - это лишь "допускается", причем масшаб погрешностей может быть таков, что некорректность РС видно невооруженным глазом - то же "подвисание" колонн. В этих условиях такие мелочи как соотношение жесткостей - сущий пустяк.
Конечно, с точки зрения идеализированной схемы сооружения такой прием некорректен. Однако, сама идеализация может быть еще более некорректной - ведь когда отливается колонна на 21 этаже, все 20 этажей здания уже благополучно деформированись под собственным весом, составляющем львиную долю нагрузки, следовательно, колонна на 21 этаже не "почувствует" этих деформаций, как и все последующие этажи.

[p_sh]

Сообщение от Romka Как бы вы заармировали в приведенном мной примере центральную колонну и ригели первого и последнего этажей? Исходя из деформаций колонн, или без учета этого?

рассмотрим 12-этажную 3-х пролетную раму.

с лева-на право
схема 1 - одновременное загружение всей схемы нагрузкой
схема 2 - загружение одноэтажной рамы.
схема 3 - загружение (включение в работу) рамы 12-го этажа в предположении, что нижние этажи были уравновешены
схема 4 - загружение (включение в работу) рамы 11-го этажа в предположении, что нижние этажи были уравновешены
схема 5 - загружение (включение в работу) рамы 10-го этажа в предположении, что нижние этажи были уравновешены
схема 6 - загружение (включение в работу) рамы 9-го этажа в предположении, что нижние этажи были уравновешены
схема 7 - загружение (включение в работу) рамы 8-го этажа в предположении, что нижние этажи были уравновешены
схема 8 - загружение (включение в работу) рамы 7-го этажа в предположении, что нижние этажи были уравновешены
схема 9 - загружение (включение в работу) рамы 6-го этажа в предположении, что нижние этажи были уравновешены
схема 10 - загружение (включение в работу) рамы 5-го этажа в предположении, что нижние этажи были уравновешены
схема 11 - загружение (включение в работу) рамы 4-го этажа в предположении, что нижние этажи были уравновешены
схема 12 - загружение (включение в работу) рамы 3-го этажа в предположении, что нижние этажи были уравновешены
схема 13 - загружение (включение в работу) рамы 2-го этажа в предположении, что нижние этажи были уравновешены

__
нормальная сила в средней колонне с учетом истории возведения оценивается как вклад от СОБСТВЕННОГО ВЕСА (МОНТАЖА) каждого этажа, с учетом работы всей нижней части схемы., т.к. её то девать некуда и она деформируется в соответсвии с её текущим состоянием.
Nср_монтаж=6.49+6.41+6.33+6.23+6.12+5.99+5.86+5.74+5.62+5.5+5.39+5.3*=*70.98
нормальная сила в средней колонне по грузовым площадям будет составлять
Nср_груз.пл=6*12=72
нормальная сила в средней колонне без учета истории возведения
Nср=66,9

т.е. разница в данном примере не достигла 10%, т.е. КСС около 10% будет вполне достаточным.

нормальная сила в крайней колонне с учетом истории возведения
Nср_монтаж=2.51+2.59+2.77+2.88+3.01+3.14+3.26+3.38+3.5+3.61+3.7*=*34.35
нормальная сила в крайней колонне по грузовым площадям будет составлять
Nкр_груз.пл3*12=36
нормальная сила в крайней колонне без учета истории возведения
Nкр=41

т.е. разница в данном месте вообще в запас.

вывод 1. для невысотных зданий заметной разницы в определении нормальной силы не обнаружилось.

__
Для моментов в колонне на первый взгляд можно сделать осторожный вывод, что при полном одновременном загружении они оцениваются в расчетной схеме с большим запасом против расчета с учетом истории возведения.

__

Для моментов в ригелях

момент на опоре над средней колонной в ригеле 6-го этажа с учетом монтажа
Моп_6=-3.16+0.3+0.22+0.2+0.18+0.16+0.14*=*-1.96
момент на опоре над средней колонной в ригеле 6-го этажа без учета истории возведения
Моп_6=-1,76

момент во втором пролете в ригеле 6-го этажа с учетом монтажа
Мпр_6=1.34+0.3+0.22+0.2+0.18+0.16+0.14*=*2.54
момент на опоре над средней колонной в ригеле 6-го этажа без учета истории возведения
Моп_6=2,74 т.е. разница в данном месте вообще в запас.

момент на опоре у крайней колонны в ригеле 6-го этажа с учетом монтажа
Мкр.оп_6=-0.73-0.58-0.34-0.32-0.28-0.25-0.23*=*-2.73
момент на опоре над средней колонной в ригеле 6-го этажа без учета истории возведения
Моп_6=-3,51 т.е. разница в данном месте вообще в запас.

вывод: следует учесть 10% КСС.

в общем утешительные выводы не против традиционного расчета (приклавываем нагрузку к схеме + 10-20% ксс)
[ATTACH]1171129045.rar[/ATTACH]

[Engineer IA]

Возвращаясь к вопросу, поставленному в начале темы. Решил задачу таким образом. Здание высотой 60м (18 этажей) разделил на четыре части по высоте. Просчитывал, начиная с верхней части, защемляя фрагмент в основании. Затем передавал усилия на нижележащий фрагмент и снова повторял расчет в том же порядке.

Результат: Продольные усилия нижнего фрагмента практически совпали с ручным расчетом по грузовым площадям. Нашлись потерянные 100 тонн в колоннах, а в диафрагмах услилия уменьшились.

Резюме. Считаю, что поспешил, когда заявил о реалистичности распределения усилий в соответствии с жесткостями конструктивных элементов в схеме (см. пост 1) при расчете методом КЭ. Такая картина была бы правдивой только в случае упругой работы конструкции. Но в реальности это не так. В месте опирания перекрытия на диафрагмы, наверняка, будут иметь место неупругие деформации и нагрузка возвратится на колонны.

[p_sh]

вы и сейчас поспешили
ведь все про что вы сейчас говорите относится к нагрузкам которые идут на монтаже, т.е. в худшем случае к каркасу здания а в лучшем к каркасу+полы+стены и перегородки, а полы+сены и перегородки тоже значительная часть нагрузки,которая передается на уже возведенный каркас, не говоря о временных нагрузках, которые точно на построенный каркас прикладываются, таким образом ваш расчет против этого факта тоже грешен.

[Romka]

Сообщение от p_sh рассмотрим 12-этажную 3-х пролетную раму. с лева-на право схема 1 - одновременное загружение всей схемы нагрузкой схема 2 - загружение одноэтажной рамы. схема 3 - загружение (включение в работу) рамы 12-го этажа в предположении, что нижние этажи были уравновешены ...........................................)

Любопытно, как вы сделали п.3 и далее? Разъясните пользователям Лиры.

вывод 1. для невысотных зданий заметной разницы в определении нормальной силы не обнаружилось.

Конечно, осевые же деформаций минимальные....

в общем утешительные выводы не против традиционного расчета (приклавываем нагрузку к схеме + 10-20% ксс)

Приложив 10-20% ксс получим еще большие деформации... [/quote]

[p_sh]

в общем утешительные выводы не против традиционного расчета (приклавываем нагрузку к схеме + 10-20% ксс) Приложив 10-20% ксс получим еще большие деформации...

[/quote]
имелась в виду несущая способность элементов против полученых усилий.

Сообщение от Romka Сообщение от p_sh рассмотрим 12-этажную 3-х пролетную раму. с лева-на право схема 1 - одновременное загружение всей схемы нагрузкой схема 2 - загружение одноэтажной рамы. схема 3 - загружение (включение в работу) рамы 12-го этажа в предположении, что нижние этажи были уравновешены ...........................................) Любопытно, как вы сделали п.3 и далее? Разъясните пользователям Лиры.

с удовольствием, хотя не все бесспорно.
рассматриваю процесс монтажа и его влияние на каркас следующим образом:
1. построеная часть здания имеет свои внутренние усилия от приложеных нагрузок. Ятд в основном от собственного веса конструктивных частей здания без полов, перегородок и проч., хотя конечно всё зависит от последовательности производства работ.
2. надстраиваемая рама (этаж) вносит в НДС элементов сооружения свою часть, которую вычисляю на соответствующей схеме, где загружен только этот этаж., а верхние отсутствуют.
3. таким образом чтобы получить усилия в каком либо элементе сооружения полученные от монтажных нагрузок необходимо просуммировать усилия со всех поэтажно загруженых схем.

конечно все нагрузки которые прикладываются после возведения каркаса следует прикладывать к полной схеме, а этапные к соответствующим этапам.

ятд нечно подобное если не тоже самое есть МОНТАЖ в лире.

[Romka]

p_sh
Ваша позиция ясна, НО
1. этот алгоритм не очень легко выполним.
2. это применимо только для собств. веса. Как быть с остальной постоянной нагрузкой и временной?
Консультировались ли вы с разработчиками программ по этому поводу?

Получается, что все что мы считали до сих пор - неверно?????[sm2102]

[p_sh]

1. на счет легкости - как это верно, но качественную картину на раме почувствовать за 1 день можно., эксель привлеч .
ну, а вам как я понял вообще расстраиваться нечего (лира такое умеет)

2. здесь вообще следует иметь в виду все монтажные нагрузки - если полы, наружные стены и перегородки устраивают в процессе возведения. Здесь вообще говоря график производства работ сложноформализован...

А временная нагрузка исторически прикладывается к полностью построенному каркасу. при этом используемую суперпозицию это не отменяет: каркас под действием своего веса и проч уравновешен - а временная нагрузка только вносит добавку в НДС которую можно плюсовать к имеющимся усилиям от постоянных нагрузок.

консультировался односторонне - книжку прочитал..

на счет неверности - ответ очевиден (я по этому поводу тоже грущу), более того даже если монтаж учесть то все равно правильности не достигнуть, т.к. сам монтаж неописуем, ну а если вспомнить про основание то все разговоры вообще о втором порядке малости...

[p_sh]

все таки следует алгоритм действий выработать для непользователей лиры...., т.е. таких как я
а то получается если здание выше 10 этажей - все проги в ведро (обе) блин. или для перекрытий ездить на формуле M=ql^2/8....

[EUDGEN]

p_sh

все таки следует алгоритм действий выработать для непользователей лиры

Понимаю иронию, но сеи мерки касаются не только непользователей ЛИРЫ, а вообще - модельеров-манипуляторов (испытаний, численных исследований) при описания максимального реализма процесов деформирования сооружений и их частей.
Об этом я кричу уже 2 года и: призываю. призываю, призываю...
1. До сих пор никто не описал последовательность практического применения нелинейных процедур численных иссследований относительно накрученной модели. Я имею ввиду некий ансамбль разномерных КЭ, применительно для ЖБК, с целью выявления НДС при непростых воздействиях, скажем - знакопеременная сейсмика.
2. Никто ни разу не похвастался достижениями при сопоставлении численных и стендовых испытаний (хотя бы протого частного случая).
3. О подводных камнях в упрогой постановке говорилось много...а вот по поводу метеоритных дождей в нелинейных методах никто не предупреждает....
4. Я понимаю, что форум не научно-исследовательского плана, но я вижу и ощущаю потенциал многих коллег форума, и вижу определенную жажду у избранных...Да нужна мотивация, какой-то кураж, стремление к познанию реализма - о истине осторожно помолчу, ибо:

[Vova.sam]

Кто нибудь знает как в Лир-Арм установить арматуру А500С и В500С по ГОСТ 52544-2006?

[OlegM]

Vova.sam
А, смысл, расчет же по СНиПу ведется.
По ГОСТу - особенности конструирования.

[Vova.sam]

Узнал уже спасибо

[alexroot]

Сообщение от Engineer IA Здравствуйте, уважаемые форумчане! Дано: 18-этажный дом. Каркас железобетонный, состоящий из колонн, плоских перекрытий и диафрагм. Расчет веду в программе SCAD. Проблема. Решая задачу по сбору нагрузок на фундаменты обнаружил значительную разницу по сравнению с ручным сбором нагрузок. Недобор нагрузок в основании колонн в SCAD-е составляет до 100 тонн на одну колонну. Здание как бы "подвисает" на диафрагмах, благодаря тому, что их жесткость значительно больше жесткости колонн. Это хорошо видно, если посмотреть вертикальные деформации узлов верхушек диафрагм и колонн. Вопрос: Можно ли довериться результатам расчета в программе (картина, ведь, в общем, реалистичная. Усилия распределяются в соответствии с жесткостями конструктивных элементов)? Или не доверять и собирать нагрузки вручную? Поделитесь опытом. Кто как решает эту проблему?

Вообще убило название темы и ее описание. Противоречия просто.

Какие граничные условия?

[Romka]

alexroot
Это происходит при "стандартных" граничных условиях: жесткое закрепление нижних стоек или плита на упругом основании. :wink:

[alexroot]

Сообщение от Romka alexroot Это происходит при "стандартных" граничных условиях: жесткое закрепление нижних стоек или плита на упругом основании. :wink:

Ну вот нужно чем быстрее убегать от таких "стандартов". Недоармируете. Ведь малейшие перемещения ростверка сильно увеличивают арматуру в колоннах/пилонах. Жесткое защемление пилонов, я вообще молчу. Зачем тогда считать, проще время сэкономить и гадать на кофейной гуще.

[Romka]

Ну вот нужно чем быстрее убегать от таких "стандартов". Недоармируете. Ведь малейшие перемещения ростверка сильно увеличивают арматуру в колоннах/пилонах. Жесткое защемление пилонов, я вообще молчу.

Умы прошлого столетия так не думали и считали дома в которых вы живете именно по защемленной схеме.
Речь в данной теме идет о высоких зданиях. Как правило плитный фундамент имеет достаточно большую толщину и нередко цокольный этаж завязан ж/б стенами. Такая жесткая конструкция с легкостью защимит любой пилон.
По поводу перемещений плиты (ростверка). Конкретно перемещения не вызывают доп усилия в колоннах. В статически неопределимых задачах гораздо страшнее разница этих перемещений, которые нам СНиП разрешает допускать до определнного предела. Эта допустимая разница компенсируется той же ползучестью, поддатливостью стыков и узлов. А для чего мы вообще тогда делаем сплошную плиту? Для того, чтобы выровнять возможные разности осадок или рапределить усилия на грунт.

Зачем тогда считать, проще время сэкономить и гадать на кофейной гуще.

Вы, я смотрю, чрезмерно доверяете программам, которые к слову тоже созданы людьми. Вам не мешало бы прочесть труды по упругому основанию и упругому полупространству и сравнить все это с возможностями современных программ. Тогда станет понятно, что наша профессия очень похожа на гадание на кофейной гуще.

P.S. Прочтите сначала тему и поймете в чем соль вопроса. В упругой постановке, когда здание моделируем и загружаем полностью без учета последовательности монтажа, происходит подвисание колонн на более жестких диафрагмах. Не пойму почему введение плиты должно решить эту проблему.

[alexroot]

2 Romka:
Понимаете, Romka, Вы можете считать так и дальше, ваше дело. Я хотел лишь предостеречь. Действительно, при практически нулевых осадках можете и защемить пилоны или колонны.

На счет программ - я не считаю постели в лире или скаде. Это смешно. У меня свой софт.

[Romka]

Сообщение от alexroot На счет программ - я не считаю постели в лире или скаде. Это смешно. У меня свой софт.

Не смешно. Важно не то, с помощью какого софта считать, а какой подход (теорию) применить. Чем Ваша теория и софт такие примечательные? Какую теорию применяете Вы?

[alexroot]

Сообщение от Romka Не смешно. Важно не то, с помощью какого софта считать, а какой подход (теорию) применить. Чем Ваша теория и софт такие примечательные? Какую теорию применяете Вы?

Я считаю по упругому полупространству с учетом взаимного влияния. Учитываю нелинейность работы грунтов в рамках СНиП. Добиваюсь в результате такого деформирования здания, насколько позволяет жесткость надземного строения и грунты.

[Romka]

alexroot
Что Вы называете упругим полупространством. Лира и Скад до сих пор считают контсрукции по Винклеру и Пастернаку (модификация Винклера). На западе тоже используют только Винклера.
Так что вам с вашим софтом стоит подать заявку в комитет по Нобелевским премиям . Вы совершили прорыв в мировой науке.
А если серьезно, то от Вас я слышу уже в нескольких темах: "все дэбилы (в т.ч. разработчики СНиПов), читайте книги, я все знаю и умею". А ни одного дельного конкретного совета не услышал.
Побольше конкретики, пожалуйста, а то к Вам никто серьезно не относится.

[alexroot]

Сообщение от Romka alexroot Что Вы называете упругим полупространством. Лира и Скад до сих пор считают контсрукции по Винклеру и Пастернаку (модификация Винклера). На западе тоже используют только Винклера. Так что вам с вашим софтом стоит подать заявку в комитет по Нобелевским премиям . Вы совершили прорыв в мировой науке. А если серьезно, то от Вас я слышу уже в нескольких темах: "все дэбилы (в т.ч. разработчики СНиПов), читайте книги, я все знаю и умею". А ни одного дельного конкретного совета не услышал. Побольше конкретики, пожалуйста, а то к Вам никто серьезно не относится.

Почитав Ваш пост я здорово посмеялся.
Вы действительно не знаете, что в механике грунтов подразумевается под "упругим полупространством" и действительно считаете что то, что заложено в лире и скаде вообще имеет право на применение?

Не относитесь серьезно, я не требую этого.
Да, действительно мой софт мы используем сугубо в отделе и все.
Я потратил 4 года для его разработки. Кроме того мне передали люди некоторые стартовые знания школы, которая была уже наработана.
А почему Вы считаете что результатом на ваши манеры я буду пытаться что-либо вам рассказать/доказать? Вообще то это стоит больших денег
Я думаю что не я здесь смешОн, в вашем предыдущем посте, а кто-то другой.

[RomanM]

[quote="alexroot"]

Сообщение от Romka Я считаю по упругому полупространству с учетом взаимного влияния. Учитываю нелинейность работы грунтов в рамках СНиП...

Alexroot,

Подскажте пожалуйста, как вы учитываете нелинейность работы грунтов в рамках СНиП (и каких именно СНиП).

Давно хочу замутить нелинейный расет ОиФ по СНиП.
Хотя бы намекните как.

P.S. Если можно, что-нибудь поконкретнее ответа "читайте книги".

[RomanM]

Сообщение от alexroot Я считаю по упругому полупространству с учетом взаимного влияния. Учитываю нелинейность работы грунтов в рамках СНиП. Добиваюсь в результате такого деформирования здания, насколько позволяет жесткость надземного строения и грунты.

Завязывайте с этим, Alexroot - до добра не доведет :wink:

[alexroot]

Сообщение от RomanM Сообщение от alexroot Я считаю по упругому полупространству с учетом взаимного влияния. Учитываю нелинейность работы грунтов в рамках СНиП. Добиваюсь в результате такого деформирования здания, насколько позволяет жесткость надземного строения и грунты. Завязывайте с этим, Alexroot - до добра не доведет :wink:

С чем?
А вам не кажется что все здания деформируются так, насколько позволяют им грунти и собственная жесткость здания?

Вообщем, чего мне собственно что-либо доказывать?

А у вас может степень есть или вы ученый и понимаете о чем идет речь?

После таких дебильных намеков, знаете, тратьте время на это сами, сами ищите глупости, я не буду вас учить или что-либо объяснять если речь пошла в таком тоне.

[RomanM]

Сообщение от alexroot Сообщение от RomanM Сообщение от alexroot Я считаю по упругому полупространству с учетом взаимного влияния. Учитываю нелинейность работы грунтов в рамках СНиП. Добиваюсь в результате такого деформирования здания, насколько позволяет жесткость надземного строения и грунты. Завязывайте с этим, Alexroot - до добра не доведет :wink: С чем? А вам не кажется что все здания деформируются так, насколько позволяют им грунти и собственная жесткость здания? Вообщем, чего мне собственно что-либо доказывать? А у вас может степень есть или вы ученый и понимаете о чем идет речь? После таких дебильных намеков, знаете, тратьте время на это сами, сами ищите глупости, я не буду вас учить или что-либо объяснять если речь пошла в таком тоне.

:shock: Вы это все серьезно?

[4 и 6]

alexroot

Может хватит "гранями" играть? Если можно, то по теме топика излагайте. Спасибо.
ЗЫ Опоньки!.. Фитилек-то притуши, коптит! (С) (БГ)

[alexroot]

Сообщение от 4 и 6 alexroot Может хватит "гранями" играть? Если можно, то по теме топика излагайте. Спасибо. ЗЫ Опоньки!.. Фитилек-то притуши, коптит! (С) (БГ)

О.К.

[alexroot]

Сообщение от ЛИС Вообщем, чего мне собственно что-либо доказывать? доказывать не надо, но надо каждый свой ответ обосновывать. А овтеты типа:"вы что все дэбилы?" не прокатят здесь, ла и вообще в любом обществе интеллигентных людей. А у вас может степень есть или вы ученый и понимаете о чем идет речь? а у вас есть? коли вы так смело заявляете о том, что считать здание на упругом полупространстве верно? вот лично я не согласен с такой постановкой вопроса - о какой упругости может идти речь в грунтах для плитных(да и других тоже) фундаментов??? После таких дебильных намеков, знаете, тратьте время на это сами, сами ищите глупости, я не буду вас учить или что-либо объяснять если речь пошла в таком тоне. как обычно - обосрал не обосновав ничего- обтекаем. тогда вы здесь не нужны на этом форуме - идите себе дальше по просторам интернета обсирайте других. Еле выдавил из себя всю эту писанину, но вы сами напросились Уважаемый.

Я на Вас не злюсь. И Вы не злитесь.
Грубо говорить иногда исключительно полезно.
Расслабтесь и вдохните глубоко.
"Обосрав" что-либо, я знаю, что нарвусь на подобные изречения, и это Замечательно! Ведь это спор, и, видимо, к чему-то мы таки прийдем

[alexroot]

Да уж, ваше эго возбудилось.
А название темы не соответствует ее постановке вообще.
А в себе вы не пытались найти источник проблеммы которую сами описываете?

[Om81]

alexroot, давайте будем чуть сдержанней..

[alexroot]

Давай. Если кого-то это задевает.
Я люблю бурные беседы.

[Engineer IA]

alexroot

А название темы не соответствует ее постановке вообще.

Почему же? Тему ставил я, и с этой проблемой столкнулся именно в рамках расчета методом КЭ.

[alexroot]

Я, прочитав тему, думал здесь будет идти речь о теории метода конечных элементов и каких-то узких его особенностях.

А увидел что-то противоположное. Что кто-то юзает софт, основанный на методе КЭ, и здание почемуто подвисает.

Поэтому, мне кажется, что название можно было сформулировать например "Подвисание здания на диафрагмах" или "Как правильно набрать расчетную схему" ну что-то в этом роде, а то я подумал, что тут речь о теории мкэ пошла

[Михаил_М]

Сообщение от alexroot Давай. Если кого-то это задевает. Я люблю бурные беседы.

Пардон за оффтоп.
Эта "песочница" не рассчитана на задевания и бурные беседы. Позволю себе перейти на личности. Уважаемый alexroot, до сих пор при довольно высокой активности, ни в одном посте вы не дали никакой конкретики. Только "все дэбилы", посты и темы неправильные, книжек никто кроме вас не читает и т.п. Давайте все же уважать участников беседы и давать конкретику, позитив (хотябы 50/50 к негативу).

С уважением, Михаил.

[Romka]

Сообщение от alexroot Вы действительно не знаете, что в механике грунтов подразумевается под "упругим полупространством" и действительно считаете что то, что заложено в лире и скаде вообще имеет право на применение? Да, действительно мой софт мы используем сугубо в отделе и все. А почему Вы считаете что результатом на ваши манеры я буду пытаться что-либо вам рассказать/доказать? Вообще то это стоит больших денег Я думаю что не я здесь смешОн, в вашем предыдущем посте, а кто-то другой.

alexroot
Давайте жить дружно. Нет желания перекидываться бессмысленными обвинениями. Вы, честно говоря, погорячились в субботу, обвиняя безосновательно людей в дэбилизме. Форум для того и создан, чтобы задавать вопросы, получать на них ответы, ведь наша профессия не такая однозначная, как может показаться со стороны.
Вы заявляете, что много читали, много знаете. Такие люди нужны здесь. Давайте помогать друг другу, если не жаль. :wink: Вообще-то здесь собираются люди не жадные на знания. Вы скоро это поймете.
Теперь о деле
Конечно же я знаю чем отличаются теории упругого основания и упругого полупространства (УПП). Меня удивило, что Вы считаете на своем ПО по теории УПП, в то время как все известные мне программы освоили только Винклера и Пастернака (который является дополнением Винклера). Есть какие-то замашки со стороны Лиры и Скада по применения законтурных КЭ, но как их привязать к реальной работе грунта????
ТО что заложено в Лире имеет право на применение (есть случаи, когда только эти теории и применимы). Если внимательно прочесть труды Пастернака, то он критикует теорию УПП. Чего далеко ходить, сам Горбунов-Посадов указывает на недостатки своей теории и обещает их исправить в будущем. Будущее наступило, а последователей, стремящихся исправить недостатки этой теории не нашлось. Жемочкин и Симвулиди описывают свой подход к УПП только математически, без привязки к грунтам и без многочисленных испытаний. Так что теория УПП не такая безгрешная. Если есть желание, можем поговорить о конкретных недостатках.
Вопрос к Вам, как к приверженцу УПП: как Вы исправили эти недостатки (если надо, то могу их конкретно назвать)

[p_sh]

Сообщение от alexroot Сообщение от Romka alexroot Это происходит при "стандартных" граничных условиях: жесткое закрепление нижних стоек или плита на упругом основании. :wink: Ну вот нужно чем быстрее убегать от таких "стандартов". Недоармируете. Ведь малейшие перемещения ростверка сильно увеличивают арматуру в колоннах/пилонах.

Более того задача довольно проста: необходимо ранжировать факторы (гипотезы), закладываемые в расчетные схемы по степени их влияния на НДС несколькоэтажного сооружения. И выделив необходимые к учету, и отбросив пренебрежимые, просто закладывать их при создании схем.

Последними к рассмотрению являлись:
1. бессменная - влияние неупругих свойств основания
2. учет последовательности монтажа в схемах многоэтажных зданий.

По 1.
безусловно влияние может быть оканано существенное, особенно при порочных конструктивных решениях, как то ошибки при недооценке прочностных свойств основания. Но если конструктивное решение фундаментов не допускает непрогнозируемых явлений в грунте (плита в качестве фундамента) то и влияние 1-го фактора возможно будет не таким значимым по сравнению с упрощенными гипотезами - как то Упроугое состояние грунтов основания под фундаментом.

С учетом текущего состояния возможностей техники конкурентным, по стравнению с объемными нелинейными КЭ, всё еще может оказатся использование подхода основанного на коэффициентах постели

По 2. Учет небезинтересен.
какие ваши соображения по п 2.

[EUDGEN]

Уважаемые коллеги!
1. "Копья и мечи" расчехлены...На этой теме, видимо не стоит их тупить и ломать... Думаю, все согласятся с тем, что акценты при обсуждении расставлены, но не над всеми екстримами :roll: .
2. На теме о "физнелине" собрались спецы с приличным уровнем интелекта и знаниями особенностей деформирования железобетона с трещинами. Это радует...
3. Видимо закономерно и обосновано то, что обсуждение сложных тем происходит по законам диалектики: по спирали (частично повторяясь), от простого к сложному, от частного к общему...
4. Понимаю, каждый выступающий освещает свой опыт и свои тревоги, посильно излагает, отображает и выставляет свою конкретику. Да, это способ рассуждений и обмена мнениями...Кто и чего ждет каждый от форума - вопрос сугубо ИМХО.
В любом случае - это тренировка мозгов. И это уже неплохо .
Но было бы неплохо, чтобы созрела систематизация "особенностей". Павел (s_ph) первый шаг сделал...

Более того задача довольно проста: необходимо ранжировать факторы (гипотезы), закладываемые в расчетные схемы по степени их влияния на НДС несколькоэтажного сооружения. И выделив необходимые к учету, и отбросив пренебрежимые, просто закладывать их при создании схем. Последними к рассмотрению являлись: 1. бессменная - влияние неупругих свойств основания 2. учет последовательности монтажа в схемах многоэтажных зданий

Продолжайте... дополним...просеем...систематизируем...

[p_sh]

Сообщение от Romka Конечно же я знаю чем отличаются теории упругого основания и упругого полупространства (УПП). Меня удивило, что Вы считаете на своем ПО по теории УПП, в то время как все известные мне программы освоили только Винклера и Пастернака (который является дополнением Винклера). Есть какие-то замашки со стороны Лиры и Скада по применения законтурных КЭ, но как их привязать к реальной работе грунта????

коллега, вынужден заострить ваше внимание,т.к. не понял что вы имеете в виду:чем отличаются теории упругого основания и упругого полупространства (УПП)
1. если говорить о упрощененной гипотезе о сжимаемости грунта то вы говорите об одном и том же (или я от жизни отстал).

2.УПП довольно успешно можно сделать и в лире и в скаде и в микрофе с помощью объемных конечных элементов ТУ.

3. законтурные элементы - неотъемлевая часть двухпараметрической модели С1С2. и к реальной работе грунта он имеет отношение с точки зрения моделирования упрощенной модели УПП, т.е. складываются 2 погрешности относительно реальной работы: 1. упрощение по игнорированию неупругой работы грунта. 2. упрощение модели УПП двухпараметрической моделью.

или я не в тему...

[Romka]

p_sh
1. Что вы имеете ввиде, когда говорите "упрощенной" гипотезе?
Я имею ввиду классические определения из старых учебников: упругое основание УО (пружинки)- Винклер, Пастернак (есть еще другие) и УПП (учет работы грунта за пределами ф-та)- Жемочкин, Симвулиди, Горбунов-Посадов.
2. УПП из объемников почему-то везде критикуют. В частности, припоминаю как рассказывал один из форумчан, разработчики Лиры представляли на какой-то конференции объемные КЭ, моделирующие грунт. Так присутствующие там "Зубры-грунтоведы" разнесли в пух и прах эти КЭ. Лировцы обещали доработать недостатки... Согласен, что за объемниками будущее моделирования основания. А как вы моделируете основание объемными КЭ? Сравнивали с Пастернаком.
3. Применение законтурников и притягивает "Пастернака" к УПП. Без них это просто УО.
По поводу применения законтурных КЭ я помню вы послали меня к небезысвестной теме "Моделирование ... С1 и С2". Признаюсь, что руки пока не дошли
Вы сравнивали полученные результаты с какими-то типовыми (примерами из учебников, например)

[RomanM]

Сообщение от Romka p_sh 1. Что вы имеете ввиде, когда говорите "упрощенной" гипотезе? Я имею ввиду классические определения из старых учебников: упругое основание УО (пружинки)- Винклер, Пастернак (есть еще другие) и УПП (учет работы грунта за пределами ф-та)- Жемочкин, Симвулиди, Горбунов-Посадов. 2. УПП из объемников почему-то везде критикуют. В частности, припоминаю как рассказывал один из форумчан, разработчики Лиры представляли на какой-то конференции объемные КЭ, моделирующие грунт. Так присутствующие там "Зубры-грунтоведы" разнесли в пух и прах эти КЭ. Лировцы обещали доработать недостатки... Согласен, что за объемниками будущее моделирования основания. А как вы моделируете основание объемными КЭ? Сравнивали с Пастернаком. 3. Применение законтурников и притягивает "Пастернака" к УПП. Без них это просто УО. По поводу применения законтурных КЭ я помню вы послали меня к небезысвестной теме "Моделирование ... С1 и С2". Признаюсь, что руки пока не дошли Вы сравнивали полученные результаты с какими-то типовыми (примерами из учебников, например)

Тезка, похоже у вас небольшая путанница в терминологии:

УПП (упругое полупространство) обьемными КЭ замоделировать нельзя (в рамках моего понимания полупространства) т.к. оно бесконечно.
Обьемниками можно замоделировать упругий слой конечной толщины - а это несколько другое.

По поводу "разгрома" лировских обьемноиков:

Присутствовал на одном семинаре в МГСУ (каф. МГРОиФ) года полтора назад, где лировцы презентовали свои нелинейные обьемные КЭ грунта (точнее они вообще о всех своих методах расчета оснований говорили). Возможно вы имеете именно эту конференцию т.к. лировцов матерые грунтоведвы действительно разнесли.
Но, ИМХО, к недостаткам моделирования грунта обьемными КЭ эта критика не имела почти никакого отношения/

Суть разровора на семинаре сводилась к следующему: на сегодняшний день не существует единой модели грунта, которая показывала бы удовлетворительные результаты при расчетах.
То, что придумали в Киеве - всего лишь реализация в своей программе модели Кулона-Мора и ничего качественно нового в расчеты оснований это не вносит.
Замечу, что лировцы сравнивали результаты расчетов с помощью своих КЭ с результатами плаксиса и получали близкие результаты.

На вопрос "как стыкуются результаты ваших расчетов с фактическими измеренными осадками зданий" докладчик заявил, что подобной статистики вроде бы нет, но вот например расчеты анкеров, использовавшихся для крепления котлована при недавнем строительстве одного из обьектов показали очеть хорошую сходимость с натурой (цифру не помню, но точная до неприличия - чуть ли не в 99% попали.).

ИМХО семинар получился малосодержательный: лировцы говорили: "посмотрите как мы здорово придумали - результаты почти как в плаксисе", на что профессура чесала бороду и отвечала: "что нам ваш плаксис, мы сами-то до конца не знаем как грунт правильно считать а вы тут америку открыти с теорией Кулона-Мора".

Единственный конструктивный момент семинара: выступление Федоровского, которы весьма экспрессивно тычил в формулу расчета осадки по УПП (Лире 9.2), где разработчики потеряли коэф. бокового расширения 0.8.
Эту ошибку они в Лире 9.4 таки исправили.

[Romka]

RomanM

Тезка, похоже у вас небольшая путанница в терминологии: УПП (упругое полупространство) обьемными КЭ замоделировать нельзя (в рамках моего понимания полупространства) т.к. оно бесконечно. Обьемниками можно замоделировать упругий слой конечной толщины - а это несколько другое.

Рома. Нас как инженеров Упругое полупространство интересует только до границы сжимаемой толщи, и ничего более. Я думаю изобретатели теорий думали именно об этом, они наврядли без компьютеров могли претендовать на большее.

На счет информации по поводу Семинара с Лировцами - спасибо :wink:

ИМХО, к недостаткам моделирования грунта обьемными КЭ эта критика не имела почти никакого отношения

Отлично. Но до сих пор я не встречал расчетчика, использующего с уверенностью Объемники. Поэтому отношусь к ним с опаской. Вы используете их?
Повторюсь. Я признаю будущее за объемниками.

[RomanM]

Сообщение от Romka Рома. Нас как инженеров Упругое полупространство интересует только до границы сжимаемой толщи, и ничего более. Я думаю изобретатели теорий думали именно об этом, они наврядли без компьютеров могли претендовать на большее.

Замнем во избежании бесссмысленных споров.
Но по моему мы несколько друг друга не поняли.

По поводу обьемников:

Полагаю, Вы встречали мало рачетчиков применяющих ОКЭ ТУ по той простой причине, что чем моделировать грунт ОКЭ, гораздо проще использовать модель Пастернака с двумя коэффициентами постели, которая включена в основные расчетные программы (или считать по Федоровскому, или по Лире-грунту) - это гораздо проще и быстрее, чем возиться с кучей трехмерных элементов.
А результат при расчете простых задачек по Пастернаку очень хорошо совпадает с решением на ОКЭ.

- это все относительно планово крупных плитных фундаментов.

Относительно ленточных и столбчатых - применение ОКЭ, насколько я понимаю, сомнительно в свете того, что СНиП требует считать фундаменты с b<10м по модели упругого полупространства (не слоя), что не понятно как реализовать в обьемных КЭ.

[Romka]

RomanM
В свете ваших предыдущих высказываний рискну предположить, что объемными КЭ вы пользуетесь.... Получается? Как к таким расчетам относится экспертиза? Делаете ли проверку таких расчетов по той же модели Пастернака.

[p_sh]

Сообщение от RomanM Относительно ленточных и столбчатых - применение ОКЭ, насколько я понимаю, сомнительно в свете того, что СНиП требует считать фундаменты с b<10м по модели упругого полупространства (не слоя), что не понятно как реализовать в обьемных КЭ.

нет никаких сомнений - задаете глубину сжимаемой толщи достаточной против рекомендаций СНиП (т.е. где-то около, тут мнения среди меня и DTab расходятся).

реализовать - единым массивом под все фундаменты сооружения. Здесь плюсом модели является учет взаимного влияния фундаментов., что при иных способах моделирования приходится расссчитывать руками - а здесь в один приём.

Romka
зачем проверять то, что более близко к модели Упругого слоя чем модель С1С2 (для определенных случаев).

Хорошо что напомнили про модель винклера. здесь я отмечу особенную важность не чистой модели винклера, а Модели с переменным коэффициентом жесткости, которая довольно лихо может быть применена в различных грунтовых условиях - например для грунтов с низкой распределительной способностью. модель С1С2 тоже к этим целям может быть приспособлена. Однако щзамечу что и модель с объемными КЭ тоже может быть применена - всё дело в коэффициенте пуассона.

[dermoon]

Сообщение от RomanM Полагаю, Вы встречали мало рачетчиков применяющих ОКЭ ТУ по той простой причине, что чем моделировать грунт ОКЭ, гораздо проще использовать модель Пастернака с двумя коэффициентами постели, которая включена в основные расчетные программы (или считать по Федоровскому, или по Лире-грунту) - это гораздо проще и быстрее, чем возиться с кучей трехмерных элементов. А результат при расчете простых задачек по Пастернаку очень хорошо совпадает с решением на ОКЭ. - это все относительно планово крупных плитных фундаментов. Относительно ленточных и столбчатых - применение ОКЭ, насколько я понимаю, сомнительно в свете того, что СНиП требует считать фундаменты с b<10м по модели упругого полупространства (не слоя), что не понятно как реализовать в обьемных КЭ.

Мне кажется сомнительной модель Пастернака и для крупных плит и для столбчатых, впрочем, как и объемная модель, которая может быть реализована средствами Скада или Лиры. Фундамент или плита с грунтом - это нелинейная контактная задача. Можно попытаться это задать с помощью множества односторонних связей, но это слишком много возни, при чем, что все равно не учесть не трение, не сцепление и т.п.

[Engineer IA]

На семинаре по SCAD в Киеве этой осенью выступал Теплых, где продемонстрировал модель 16 этажного здания, просчитаннаго с учетом деформаций основания. Он создал два варианта модели: Винклера и линейно-деформированного слоя с помощью объемных КЭ. Кому интересно, смотрите "прицеп". Здесь вариант на Винклеровском основании.
[ATTACH]1172548861.zip[/ATTACH]

[Engineer IA]

А здесь на линейно-деформируемом слое.
[ATTACH]1172548934.zip[/ATTACH]

[DTab]

Сообщение от RomanM Относительно ленточных и столбчатых - применение ОКЭ, насколько я понимаю, сомнительно в свете того, что СНиП требует считать фундаменты с b<10м по модели упругого полупространства (не слоя), что не понятно как реализовать в обьемных КЭ.

Тут Вы пожалуй не правы. Я брал пример из Пособия по проектированию оснований зданий и сооружений (к СНиП 2.02.01-83) (синенькое такое) и моделировал на объемных конечных элементах . Получилось один в один с решением в пособии. (фундамент 4х4м).
Так-что объемники в ING смоделированы для грунта просто отлично. (в упругой стадии).
[ATTACH]1172557002.JPG[/ATTACH]

[Михаил_М]

2 p_sh

Заинтересовался вашим постом №86 (великоват для цетирования)
Там про законтуренные элементы.

Подскажите, если я лировским "грунтом" высчитываю переменные коэффициенты постели и учитываю их в расчете, нужно ли учитывать дополнительно и работу грунта "снаружи" законтуренными КЭ? Или применение законтуренных зависит от способа вычиселния С1С2 (в лире 9.4 их три...)?

[EUDGEN]

Engineer IA

94 На семинаре по SCAD в Киеве этой осенью выступал Теплых, где продемонстрировал модель 16 этажного здания, просчитаннаго с учетом деформаций основания

Позволю себе некоторые комментарии по поводу демок:
1. По сути результаты не сильно разнятся (140 и 120 мм осадка).
2. При модели с С1, С2 реультаты примерно те же. Есть ли смысл наварачивать основание из КЭ 36? Не вижу...
3. Для 16-ти этажного здания период 4 сек - это много...При сейсмике, амплитуда будет смертельной...
4. Жаль, нет примера - теста для сейсмовоздействия. Хотелось бы увидеть модель основания с учетом динамического воздействия. Что-то по этому поводу авторы говорили?

[Engineer IA]

2Eudgen

Нет, о сейсмике речи не было. Самара - район не сейсмичный. Есть презентация по этому делу в Power Point, но файл, даже сжатый весит прилично, 32мв.

[alexroot]

Сообщение от Romka alexroot Давайте жить дружно. Нет желания перекидываться бессмысленными обвинениями. Вы, честно говоря, погорячились в субботу, обвиняя безосновательно людей в дэбилизме. Форум для того и создан, чтобы задавать вопросы, получать на них ответы, ведь наша профессия не такая однозначная, как может показаться со стороны. Вы заявляете, что много читали, много знаете. Такие люди нужны здесь. Давайте помогать друг другу, если не жаль. :wink: Вообще-то здесь собираются люди не жадные на знания. Вы скоро это поймете. Теперь о деле Конечно же я знаю чем отличаются теории упругого основания и упругого полупространства (УПП). Меня удивило, что Вы считаете на своем ПО по теории УПП, в то время как все известные мне программы освоили только Винклера и Пастернака (который является дополнением Винклера). Есть какие-то замашки со стороны Лиры и Скада по применения законтурных КЭ, но как их привязать к реальной работе грунта???? ТО что заложено в Лире имеет право на применение (есть случаи, когда только эти теории и применимы). Если внимательно прочесть труды Пастернака, то он критикует теорию УПП. Чего далеко ходить, сам Горбунов-Посадов указывает на недостатки своей теории и обещает их исправить в будущем. Будущее наступило, а последователей, стремящихся исправить недостатки этой теории не нашлось. Жемочкин и Симвулиди описывают свой подход к УПП только математически, без привязки к грунтам и без многочисленных испытаний. Так что теория УПП не такая безгрешная. Если есть желание, можем поговорить о конкретных недостатках. Вопрос к Вам, как к приверженцу УПП: как Вы исправили эти недостатки (если надо, то могу их конкретно назвать)

Хорошо Ромка.
Давай тогда попробуем по делу, я потрачу немного времени.
Сделай маленькую расчетную схему хоть 15 на 15 метров каркас на колоннах скажем с плитой на упругом основании. Посчитай ее на модуле грунта 30 МПа и покажи результаты, и схемку в студию. Только в Лире, а не скаде. Я ее возьму и пересчитаю так как считаю нужным, предоставлю тебе результаты.
Посчитаем упруго.
А ты потом посмотришь и подумаешь.

[4 и 6]

alexroot

Сделай маленькую расчетную схему хоть 15 на 15 метров каркас на колоннах скажем с плитой на упругом основании. Посчитай ее на модуле грунта 30 МПа и покажи результаты, и схемку в студию. Только в Лире, а не скаде.

Пока нету Romka, хочу поинтересоваться. Простите, что должен показать сей эксперимент?

Я ее возьму

Может не надо тратить на неё время? Может какими словами это можно рассказать?

[p_sh]

Engineer IA, а на фундаменты "недогруз" потом догрузили???

[alexroot]

Сообщение от 4 и 6 Пока нету Romka, хочу поинтересоваться. Простите, что должен показать сей эксперимент? Может не надо тратить на неё время? Может какими словами это можно рассказать?

Ну, человек имел смелость сказать что расчет по упругому полупространству - глупости, ну может в более мягкой форме, если я его верно понял.

Я и хотел показать результаты в сравнении с его неглупостями.

Ну я думаю многим понятно, что С1 и С2 которые заложены в лире покажут скажем такую картину деформаций для равномерно загруженной плиты:

*******................................*******
*******................................*******
********************************

По упругому полупространству получим такую форму деформаций плиты:


*****................................********
*********** ..........**************
*******************************

и это логически верно. Максимальные перемещения должны быть в центре плиты а не по всей плите равномерно.

[Lamer Inc..]

Вопросы к alexroot:
1. Разделяете ли Вы расчет фундамента в составе системы "здание-основание" на "краткосрочную" стадию (период возведения, до года) и "долгосрочную" - эксплуатационную, исчисляемую десятилетиями? Если да, то какие модели используете.
2. Как Вы моделируете плитно-свайное основание (или КПСФ)?

Заранее спасибо.

[Михаил_М]

Сообщение от alexroot Ну я думаю многим понятно, что С1 и С2 которые заложены в лире покажут скажем такую картину деформаций для равномерно загруженной плиты: *******................................******* *******................................******* ********************************

А законтуренные элементы слабо задать? А переменный С1 в 9.4 задать по модели грунта? А несколько инераций сделать, пересчитывая С1 с учетом изменения распределения напряжений под подошвой?

[alexroot]

Сообщение от Lamer Inc.. Вопросы к alexroot: 1. Разделяете ли Вы расчет фундамента в составе системы "здание-основание" на "краткосрочную" стадию (период возведения, до года) и "долгосрочную" - эксплуатационную, исчисляемую десятилетиями? Если да, то какие модели используете. 2. Как Вы моделируете плитно-свайное основание (или КПСФ)? Заранее спасибо.

Расчет фундамента в составел "здание-основание" на "краткосрочную" и "долгосрочную" стадии не разделяем. Т.е. считаем на долгосрочную стадию, т.к. требует СНиП. Я имею в виду, что в СНиПе метод послойного суммирования и другие методы разрабатывались уже для долгосрочной стадии, я так полагаю, судя по данным наблюдений и многочисленным статьям.
А вот если Вы имели в виду расчет с учетом фильтрационной консолидации, я пока этого не сделал.
Если у Вас есть какие-либо соображения по этому поводу, поделитесь.

Что Вы конкретно имели в виду задавая первый вопрос?

Плитно свайное основание я считаю тоже по теории упругого полупространства по условным фундаментам. Иногда включаем в работу плиту, если есть большие пролеты между сваями.
А, да, условные фундаменты я принимаю круглыми, для каждой сваи отдельные. При этом используется численное интегрирование для каждой сваи от каждой сваи в каждом элементарном слое, т.к. точного решения для круглого участка нету, есть только интергал двойной, который не решается. Но это уже дебри. Я надеюсь, на вопрос я ответил.

[Romka]

alexroot

Давай тогда попробуем по делу, я потрачу немного времени.

И на том спасибо :twisted:

Ну, человек имел смелость сказать что расчет по упругому полупространству - глупости, ну может в более мягкой форме, если я его верно понял.

Конечно же неправильно понял. Читаем мои посты внимательно...

Теперь о задаче. Дополню твое условие: грунты на всю глубину сжимаемой толщи - глина. Все нагрузки - нормативные.
Мое условие: все замечания принимаются только со ссылками на СНиП и др. нормативную лит-ру.
Вот задача:
[ATTACH]1173093700.zip[/ATTACH]

[alexroot]

Сообщение от Romka Дополню твое условие: грунты на всю глубину сжимаемой толщи - глина.

Убило наповал. Ну ладно, пусть глина.

Сообщение от Romka Мое условие: все замечания принимаются только со ссылками на СНиП и др. нормативную лит-ру. Вот задача:

Пункт 2.4 СНиПа по ф-там гляди. Внимательно гляди.
Еще метод послойного суммирования. Ну и в пособии к СНиПу по ф-там погляди все что к этим пунктам относится.

Ладно, я здесь учить тебя не хочу.

Я посчитал на модуле 30 МПа. Удельный вес грунта 1.85 т/м3.
Я выполнил 3 полные итерации (не считая нулевой).

У меня получились такие осадки
[ATTACH]1173099171.gif[/ATTACH]

[alexroot]

2 Romka:
Чтобы ты не тратил время я сделал картинку из твоей расчетной схемы.
У тебя получились такие осадки.
Посмотри на характер деформаций.
Это еще при маленьких нагрузках.
[ATTACH]1173099296.gif[/ATTACH]
В твоей расчетной схеме наблюдается "тупизм" который не отражает реальной картины деформаций грунта.
Нет плавных деформаций, потому что у тебя грунт посчитан отдельно от здания и я не знаю какие методики ты применял, очевидно что-то вроде Винклера, т.е. не "системное" а "отдельное независимое".

[alexroot]

Да, обрати внимание на разницу деформаций, вот что у тебя получилось по усилиям, скажем Мх
[ATTACH]1173100026.gif[/ATTACH]

[alexroot]

Вот что у меня получилось.
Интересно, если все-же модель, которую я использую, учитывает работу грунта как "системы" и с учетом взаимно-цельности, и с учетом взаимного влияния здания на грунт и грунта на здание, и по которой получились более понятные деформации с точки логических рассуждений, и по моей модели усилия получились побольше чем по твоей, то кто же из нас объективно недоармирует конструкцию фундаментной плиты скажем? А ведь она тянет за собой и колонны...
Ладно. Я думаю на этом можно завершить дискуссию.
[ATTACH]1173100234.gif[/ATTACH]

[Romka]

alexroot

Убило наповал... В твоей расчетной схеме наблюдается "тупизм"... Я думаю на этом можно завершить дискуссию...

Не нервничай. Ща разберемся. 8)

Пункт 2.4 СНиПа по ф-там гляди. Внимательно гляди. Еще метод послойного суммирования

Вот здесь ты и промахнулся. Не туда надо смотреть.
Я так и думал, что ты считаешь по методу послойного суммирования.
А ведь если внимательно присмотреться в СНиП, то при заданных тобой размерах фундамента (ширина более 10м) и моделе общей деформации (>10МПа) п.2.40.б. требует принимать модель основания в виде Линейно-деформируемого слоя. При использовании этого метода осадки значительно уменьшаются по сравнению с Линейно-деформируемым полупространством, т.е. методом послойного суммирования (см пункт 2.40 СНиП). Следовательно, коэф. постели найдены неверно
Вывод: твое решение в корне неверно

З.Ы. Свои высказывания не считаю "последней инстанцией" и тебя призываю к тому же.
Повторяюсь:

alexroot Давайте жить дружно. Нет желания перекидываться бессмысленными обвинениями. Форум для того и создан, чтобы задавать вопросы, получать на них ответы, ведь наша профессия не такая однозначная, как может показаться со стороны. Вы заявляете, что много читали, много знаете. Такие люди нужны здесь. Давайте помогать друг другу, если не жаль. Вообще-то здесь собираются люди не жадные на знания. Вы скоро это поймете.

[alexroot]

Сообщение от Romka Вот здесь ты и промахнулся. Не туда надо смотреть. Я так и думал, что ты считаешь по методу послойного суммирования. А ведь если внимательно присмотреться в СНиП, то при заданных тобой размерах фундамента (ширина более 10м) и моделе общей деформации (>10МПа) п.2.40.б. требует принимать модель основания в виде Линейно-деформируемого слоя. При использовании этого метода осадки значительно уменьшаются по сравнению с Линейно-деформируемым полупространством, т.е. методом послойного суммирования (см пункт 2.40 СНиП). Следовательно, коэф. постели найдены неверно Вывод: твое решение в корне неверно

Я знаком с методом Линейно-деформируемого слоя. И я просто не хочу тебе объяснять что-либо еще. Ты наглый человек, сиди и тешь себя своими знаниями. Я знаю зачем вообще в таком случае применяется метод расчета Линейно-деформируемого слоя, и знаю, почему мой метод корректен. Ты видимо в корне не понял как я считал и учить тебя я не буду.
Считай как хочешь, мне всеравно
Я привел результаты и описал корректность того или иного решения. У меня адекватная форма деформаций плиты без загогулин и всякой хрени резкой.
Этими вопросами я занимаюсь около 6-ти лет.
Послушай, хочешь оставаться при своем мнении - ради бога. Мне интересно, ну кто ты такой, чтобы так шуметь?
Думаешь ты великий расчетчик и не терпишь критики - ну пожалуйста, думай ты великий расчетчик, но результаты твоих расчетов и подходы оставляют желать лучшего.

[Romka]

alexroot

Ты видимо в корне не понял как я считал и учить тебя я не буду.

Так ты же ничего о своем методе не рассказал. И задачу не выложил.
Учить меня не надо, у меня есть СНиП, есть Руководства.

Ты наглый человек, сиди и тешь себя своими знаниями. Я привел результаты и описал корректность того или иного решения. У меня адекватная форма деформаций плиты без загогулин и всякой хрени резкой. Этими вопросами я занимаюсь около 6-ти лет

.
Возможно, что так. Но какими опытами, исследованиями ты подтверждаешь адекватность своих схем?

Думаешь ты великий расчетчик и не терпишь критики - ну пожалуйста, думай ты великий расчетчик, но результаты твоих расчетов и подходы оставляют желать лучшего.

Наоборот, считаю себя обычным инженером, многого не знаю. Критикуешь, я не против. Только приведи факты в виде требований СНиП, цитат из известных трудов. А так, ты занимаешься шаманством: подганяешь результаты и занимаешься голословными обвинениями.
Но с грунтами не все так просто. Горбунов-Посадов в своей книге не хвастался такими достижениями как ты и говорил о неоднозначной работе грунтов.

[alexroot]

Сообщение от Romka alexroot Ты видимо в корне не понял как я считал и учить тебя я не буду. Так ты же ничего о своем методе не рассказал. И задачу не выложил. Учить меня не надо, у меня есть СНиП, есть Руководства. Ты наглый человек, сиди и тешь себя своими знаниями. Я привел результаты и описал корректность того или иного решения. У меня адекватная форма деформаций плиты без загогулин и всякой хрени резкой. Этими вопросами я занимаюсь около 6-ти лет . Возможно, что так. Но какими опытами, исследованиями ты подтверждаешь адекватность своих схем? Думаешь ты великий расчетчик и не терпишь критики - ну пожалуйста, думай ты великий расчетчик, но результаты твоих расчетов и подходы оставляют желать лучшего. Наоборот, считаю себя обычным инженером, многого не знаю. Критикуешь, я не против. Только приведи факты в виде требований СНиП, цитат из известных трудов. А так, ты занимаешься шаманством: подганяешь результаты и занимаешься голословными обвинениями. Но с грунтами не все так просто. Горбунов-Посадов в своей книге не хвастался такими достижениями как ты и говорил о неоднозначной работе грунтов.

Я тебе что-то обещал рассказать? Я предложил посчитать такую простенькую схемку и глянуть на результаты. Сделали расчеты, я показал результат. Вот что я обещал. Кроме того я проанализировал две расчетные схемы.
Ты грубо ведешь себя и, насколько я вижу по результатам, необоснованно, ничего хорошего я в твоем методе не увидел вообще, и оцениваю сложившуюся ситуацию ты хочешь чтобы я тебе что-то рассказал? Ты до сих пор считаешь что я вроде как "ганяю понты" чтоли?
В книжках много опытных исследований. Кроме того, мы выполняем геодезические наблюдения за осадками зданий много лет. У нас в институте проходят конференции на которых докладывали о результатах различных наблюдений за осадками.

И вообще, не обижайся, но люди которые говорят "Я ЗНАЮ СНИП, РУКОВОДСТВО И ГОСТ" у научных сотрудников нашего института вызывают лишь ироническую улыбку. Мы делаем ДБНы, в конце концов, понимаешь? И ты будешь говорить мне как считать? Расслабся уже, или наоборот напрягись и оцени все-же ситуацию.

Я тоже скажу что все методы приблизительны, но то, что продемонстрировал ты, намного больше отдалено от реальности чем мои результаты.

Рискую быть побитым с обеих спорящих сторон, НО:
Ребята, вы (особенно alexroot) ведете себя как малые дети. Построили две крепости из песка и спорите, у кого лучше.
Romka как инженер вы провели хорошую работу, коечно с точки зрения научного работника как alexroot недостаточную. Поэтому если вам хочется уйти глубже, то без направляющего вектора это сделать трудно (по себе знаю).
Ну а вы alexroot с высоты своей научности могли бы и побольше раскрыть "завесу тайны" над своим методом, чтобы ТЫкать нам на наши предполагаемые ошибки. А так, как уже было сказано, все ваши заявления голословны даже если вы предоставляете возможно реалистичные картинки деформирования и напряжений.

Добавлю по вопросу учета работы грунта в основании фундаментов.
Есть такой раздел науки(строительства) как расчет и проектирование грунтовых плотин - уверяю вас господа инженеры и научные работники - там вы найдете очень много интересного. В том числе и попытки учета фильтрационной консолидации, ползучести, нелинейной вязкости, пластичноси, релаксации(снижение прочности при длительном воздействии нагрузок) и т.д. и т.п...
Так что прежде чем безапеляционно заявлять о своем выдающемся методе - изучите чужие труды.
Я уж не говорю про физику и механику других сред и материалов из смежных технических наук - в этих областях как ни странно уже решены некоторые проблемы, с которыми стротелям приходится сталкиваться только сейчас. :wink:
Провокационный вопрос к обоим: Как вы считаете на какую глубину распространяются деформации под плитой 15х15м? и каков характер НДС под этой плитой?
Еще раз прошу вас выполните в ЛИРЕ задачку плоского штампа для плиты 15м в ширину и поделитесь картинками. :wink:
рассмторим их.

[Lamer Inc..]

2alexroot
1. Существует мнение, что следует различать работу грунтового основания в период возведения и в период эксплуатации. Поскольку предсказать заранее, какой период наиболее неблагоприятен для конкретного конструктивного элемента достаточно сложно, то часто выполняется два расчета в разных предпосылках. Первый - "полушаманский" - на Винклере, по ныне отменному (тссс!) ТСН 50-302-96 табл.1.1, второй - по УПП. На основании результатов по первому и второму расчетам составляется РСУ и выполняется армирование ф\плиты. Вот и хотелось услышать что-нибудь на эту тему.
2. Какой разброс усилий в крайних, угловых и рядовых сваях для равномерного свайного поля получается в связных и несвязных грунтах?

[OlegM]

Lamer Inc..

по ныне отменному (тссс!) ТСН 50-302-96 табл.1.1,

Так, появился ТСН 50-302-2004

[Romka]

Сообщение от ЛИС Провокационный вопрос к обоим: Как вы считаете на какую глубину распространяются деформации под плитой 15х15м? и каков характер НДС под этой плитой? Еще раз прошу вас выполните в ЛИРЕ задачку плоского штампа для плиты 15м в ширину и поделитесь картинками. :wink: рассмторим их.

ЛИС
Для меня как инженера СНиП - это закон. У меня нет повода, желания и времени его оспаривать. :wink: Поэтому всему написанному там верю "на слово". В конце концов, если, не дай Бог, что-то случиться, то тыкать будут в СНиП.
Теперь ответ на Ваш вопрос о глубина сжимаемой толщи (ГТС) под плитой 15х15. Выше в посте 107 при Ео=30МПа и фундаментной плите 17х17м выбрал схему работы грунта по п.2.40-б СНиПа: ЛДС. При этом ГТС сотавила 9,24м. Хотя данная плита - не есть штамп, как Вы просили.
ЛИС ! Вы видели как я дважды протягивал alexroot "руку дружбы". Но он это игнорирует. Честно говоря, спорю с ним уже вторую неделю, но не понял его позицию и принцип расчета. По всей видимости это что-то наподобие метода Дмитрия из темы
http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=...=asc&start=270 , пост 285 и далее.
когда методом приближения выбирают коэф. постели. Но пока обосновать для себя я этот метод не могу. Может alexroot обоснует.

[Al-dr]

Сообщение от ЛИС Еще раз прошу вас выполните в ЛИРЕ задачку плоского штампа для плиты 15м в ширину и поделитесь картинками. :wink: рассмторим их.

Расчет по схеме ЛДС
Штамп 15х15. Нагрузка 20 т/м2, толщина плиты 1 м.
Мю=0,35, уд. вес выше подошвы и ниже 1,8 т/м3, E=1500 т/м2
Задача решена по 3-м Лировским методам.
1) С1=288,563
С2=1275
2) С1=420,709
С2=1858,88
3) С1=7430,49
С2=32831,3
ОСАДКА 51,8 мм и коэф. постели вычислены по Лире 9.4
Здесь у меня вопрос. Получается в самом Лир-визоре мы наблюдаем просто s=q/c1 для всех трех методов????
[ATTACH]1173166045.rar[/ATTACH]

[alexroot]

Я решу задачку с жестким штампом. Сам решаю эту проблемму в дисере.
К сожалению для достаточно точного решения необходимо время, у меня сейчас его мало.

На праздниках постараюсь дать результаты.

Мы не считаем к сожалению одновременно и на винклеровском основании и в упругом полупространстве. Обычно упругое полупространство дает больше арматуры, и еще по другим причинам.

Да, и времени по правде говоря нет для выполнения кучи расчетов по разным методикам. И так запасов уйма в СНиПах.

[p_sh]

Сообщение от Al-dr Здесь у меня вопрос.

ответ на ваш вопрос здесь http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=6876

колллеги, с усложнением расчетной модели - т.е. колличества учитываемых факторов (монтаж, нелинейность конструктива здания и т.п. для верхнего строения) перспективным способом моделирования ЯТД станет модель с переменным коэффициентом жесткости, которая менее-более учтет нелинейные тенденции в основании. Очевидно что основная сложность - это расчет этих коэффициентов.
alexroot, вы к чему больше склоняетесь - научно технический прогресс достигнет уровня позволяющего расчитывать модели на нелинейных объемных КЭ или будет найден (или уже найден) приемлемый по точности метод расчета коэффициентов жесткости соответствующих нелинейной работе основания на момент времени=бесконечность.??

ЯТД на текущий момент коэффициенты жесткости можно найти произведя укрупненный расчет, учитывающий жесткость верхнего строения (грубо) и нелинейную работу основания(точно), перенеся полученые результаты на сложную модель здания(точно) с упрощенным основанием (по результатам расчета первой модели).

[alexroot]

Я и говорил что считаю итерационно, использую метод переменных коэффициентов жесткости.

[4 и 6]

Тут много полезного:
http://dwg.ru/dnl/1191

[p_sh]

Сообщение от alexroot использую метод переменных коэффициентов жесткости.

жесткость строения как учитываете?
-никак (абсолютно гибкое)
-абсолютно жесткое
-"действительная"

[Jeka]

Сообщение от 4 и 6 Тут много полезного: http://dwg.ru/dnl/1191

Хорошие лекции, жаль не столь развернуто. Там кстати приведен алгоритм получения переменных коэф. постели /я примерно в таком виде и пользуюсь/.
[ATTACH]1173274010.JPG[/ATTACH]

[p_sh]

Сообщение от Jeka /я примерно в таком виде и пользуюсь/. [ATTACH]1173274010.JPG[/ATTACH]

вопрос вот какой:
каким образом находите давдение плиты на грунт??
среднее давление понятно как .
вопрос больше в том как найти давление плиты на нелинейный/линейный грунт в постановке принятой модели.
МУТ???

[Lamer Inc..]

Господа ученые, может быть вы поясните несчастному неучу, как сие армировать-то в итоге?
[ATTACH]1173297274.rar[/ATTACH]
(четвертинку считал, в условиях симметрии)
Эт самое, лошадь-то куда запрягать?

[p_sh]

я конечно ни сколько не ученый, но рискну высказать мнение
как по расчету, если он включает учет всех важных факторов: нелинейность основания и конструкций, монтаж, и .т.п.
если расчет линейный, без учета монтажа, и основание задано (винклер или пастернак) тогда возможно по огибающей
а вообще коллега ваш вопрос скорее риторический, т.е. не предполагающий ответа, т.к. исходных данных нет...

Сообщение от Romka Теперь ответ на Ваш вопрос о глубина сжимаемой толщи (ГТС) под плитой 15х15. Выше в посте 107 при Ео=30МПа и фундаментной плите 17х17м выбрал схему работы грунта по п.2.40-б СНиПа: ЛДС. При этом ГТС сотавила 9,24м. Хотя данная плита - не есть штамп, как Вы просили.

Вы действительно думаете, что под такой плитой осадки(деформации) грунта распространяются на такую глубину???
я не призываю вас оспаривать положения СНиП, но призываю задуматься над некоторыми нелогизмами (нереальностью) граничных условий и получаемых при этом результатах. :wink:

Сообщение от Al-dr Получается в самом Лир-визоре мы наблюдаем просто s=q/c1 для всех трех методов????

Не работаю в ЛИРЕ - поэтому не знаю как ответить на этот вопрос.

Сообщение от alexroot Я решу задачку с жестким штампом. Сам решаю эту проблемму в дисере. К сожалению для достаточно точного решения необходимо время, у меня сейчас его мало. На праздниках постараюсь дать результаты.

Будет очень интересно, если вы при этом сопроводите свои результаты коментариями по ходу вашего расчета и чем руководствовались.

[Lamer Inc..]

а вообще коллега ваш вопрос скорее риторический, т.е. не предполагающий ответа, т.к. исходных данных нет...

- ну как же! Условия задачи уже выставлялись в споре alexroot и Romka.

[alexroot]

Сообщение от Lamer Inc.. а вообще коллега ваш вопрос скорее риторический, т.е. не предполагающий ответа, т.к. исходных данных нет... - ну как же! Условия задачи уже выставлялись в споре alexroot и Romka.

Скажем, расчетная схема была рассмотрена как пример. Сетка КЭ там некорректна, или очень уж приблизительна, с моей точки зрения для того, чтобы армировать.

[alexroot]

Привожу результаты расчета штампа квадратной формы.

Размеры 15х15 м.
Удельный вес грунта 18.0 кН/м3.
Модуль деформации 15000 кПа.
Характеристики штампа:
Е=5Е+008 т/м2.
Коэф. Пуас. = 0.2.
H=1.0 м.

Плита лежит на поверхности грунта.

Возможно задана недостаточная жесткость плиты, но изополя деформаций почти равномерны
[ATTACH]1173385493.gif[/ATTACH]

[alexroot]

Чтобы создавать достаточно точные модели подобно рассматриваемой такого рода мне приходилось делать программы, которые создавали расчетные модели для лиры. Вручную сделать такую модель могут только человеки-автоматы неделями, месяцами, годами
Вследствие очень приближенного моделирования у меня получились такие результаты по реакциям грунта
[ATTACH]1173385682.gif[/ATTACH]

[alexroot]

Вот с результатами моментов Mx мне не совсем понятно, по краям какието экстремумы. Очевидно это из-за увеличенного сопротивления по краям плиты, грунт здорово уплотнился и сильно давит на плиту
Моменты Mx
[ATTACH]1173385769.gif[/ATTACH]

[alexroot]

Сообщение от p_sh Сообщение от alexroot использую метод переменных коэффициентов жесткости. жесткость строения как учитываете? -никак (абсолютно гибкое) -абсолютно жесткое -"действительная"

Последнее.

[Lamer Inc..]

Скажем, расчетная схема была рассмотрена как пример. Сетка КЭ там некорректна, или очень уж приблизительна, с моей точки зрения для того, чтобы армировать.

Я и говорю про конкретный пример. Интересует не столько численное значение, сколько качественная оценка. В моем варианте было рассмотрено три модели - две по Пастернаку, с законтурными элементами, коэфф. постели получены исходя из разных ГЖТ, последняя - Винклер. Так вот, по 3 модели получается армирование верхней зоны плиты в отдельных зонах, по первым двум - нет.
Осадка во времени как правило интерпретируется асимптотической функцией. При этом в пределе имеем осадку, посчитанную по СНиП. Тогда, если верификационным критерием модели является осадка и ее характер, какой точке на оси абсцисс соответствует собственно модель?
Не будет ли НДС конструкций фундамента на момент строительства существенно отличаться?
Собственно, вопрос (уже задавался):
следует ли это учитывать, и, если следует, то как?

Конкретно в данном случае (принимая как данность завышенные моменты в местах сингулярностей):
1. Считаю необходимым предусмотреть расчетное верхнее армирование ф. плиты.
2. Расчет этого армирования по двухконстантной модели основания считаю некорректным.
3. Армирование фундаментной плиты по одной расчетной модели некорректно. Требуется рассмотрение ряда расчетных схем в разных предпосылках. Результирующее армирование должно выполняться по огибающим.

[alexroot]

Если говорить об армировании, у меня верхняя арматура получилась 12-я по всей плите.
Если говорить вцелом о расчете, который я выполнил - меня результаты не удовлетворили. Причиной является малая точность выполнения расчетной модели.
Также я взял слишком большой модуль (5.0E+008 т/м2).
Вообщем разброса в модулях нет, но то армирование, что посчитала лира, меня не удовлетворило. Нет времени сейчас глубоко разбираться.

Я считаю, что расчет по Винклеру очень и очень приблизителен.
Сами логически подумайте, почему вдруг плита, загруженная равномерной нагрузкой и лежащая на грунте будет иметь верхнее армирование (конечно, если хватает высоты сжатой зоны для того, чтобы не применять армирование в сжатой зоне)?
Ведь очевидно, что такая плита будет выгибаться вниз и максимум будет в центре. Возьмем даже седлообразную эпюру реактивных давлений из учебников по основаниям и фундаментам. Кстати, по результатам расчета такое седло у меня и получилось.

Я никогда не считаю по C1 и С2.

На счет третьего пункта, по моему, разговор об этом уже был. Я считаю только по упругому полупространству, ввиду некорректности Винклера, и не армирую по огибающим. Может из-за недостатка времени. Но армирование принимается с хорошим запасом, потому как может быть и неравномерность в геологии и т.п.

[Lamer Inc..]

Также я взял слишком большой модуль (5.0E+008 т/м2).

- мы об этажерке говорим, или о штампе? Если об этажерке, почему так много?

alexroot спасибо за решение. Вопрос - а каковы осадки получились? и их характер?

Lamer Inc.. считаю, что для серьезных сооружений в расчетах оснований и фундаментов следует разделять период возведения и период активной эксплуатации (особенно это касается связанных грунтов).
Во время возведения одни нагрузки, во время эксплуатации другие. Опять же скорость и характер (траектория) нагружения влияет.
Многочисленные натурные и численные исследования показали, что под фундаментами при длительной их эксплуатации наблюдаются зона уплотнения и зоны разрыхления грунта(иногда с выпором последнего). Т.е. при возведении здания такие явления ппоследить сложно, но при дальнейшей длительной эксплуатации (лет 5 хотя бы) уже можно наблюдать такие вещи. Так вот зоны разрыхления(увеличение пористости-уменьшение плотности) грунта являются потенциальными зонами разрушения, что при каком либо изменении характеристик грунтов, характера нагрузок (надстройка, пристройка и т.п.), техногенных факторов(протечки). Т.е. могут появиться дополнительные осадки. Именно по этой причине явялюсь сторонником расчетов плитных фундаментов и оснований в явном виде (ни каких ЛДС и ЛДП) с подробным рассмотрением НДС грунтов основания на весь предполагаемый период эксплуатации здания с возможным прогнозированием дальнейшего его поведения при тех или иных изменениях.
Наверное я идеалист...

[4 и 6]

alexroot

по краям какието экстремумы

это с www.geoteck.ru (не работает сейчас)

Опыт применения данного метода, накопленный при поектировании большого количества ответственных сооружений, показал, что упругое полупространство во многих случаях хорошо моделирует грунтовое основание. Однако и этот метод имеет определенные недостатки. Основной его характеристикой является модуль деформации. Существующие лабораторные методы не позволяют определять его с достаточной точностью. Испытания грунта в компрессионных приборах дают заниженные значения модуля деформации. Оказалось, кроме того, что модуль деформации имеет различные значения для условий плоской и пространственной деформации. Кроме того распределение реактивных давлений по теории упругости обладает существенным недостатком: под краями фундамента они становятся бесконечно большими (рис. 2), чего в опытах не наблюдается, поэтому во многих случаях эта модель основания приводит к завышенным внутренним усилиям (моменты и поперечные силы) в конструкции фундаментов.

ЛИС
Про осадки хорошо написано здесь: С.Г.Кушнер.Расчет осадок оснований зданий и сооружеий.-К.:Будивэльнык,1990.-144с.

[Romka]

Сообщение от ЛИС Вы действительно думаете, что под такой плитой осадки(деформации) грунта распространяются на такую глубину???

Не проверял, поэтому приходится опираться на чужие исследования . На графике зависимости осадок от ширины фундамента (известные опыты Польшина, Егорова и др) видно, что при ширине фундамента более 10м осадка перестает кардинально зависеть от ширины (см http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=...r=asc&start=60 пост 74). Какие параметры остались? Вид грунта и давление. Вот Егоров и предложил эмпирическую формулу зависимости осадки от вида грунта, немного от ширины, и от давления.
Возможно зависимость схемы ЛДС не абсолютно точная, но она более-менее подтверждена опытами и является СНиПовской. Мне как инженеру этого достаточно. К тому же, лучшей альтернативы нет. Остальные методы тоже приближенны. :wink:

Сообщение от alexroot Размеры 15х15 м. Удельный вес грунта 18.0 кН/м3. Модуль деформации 15000 кПа.

alexroot
Какой грунт в задаче? Глинистый или песчаный? В этот раз же осадки считал по схеме ЛДС?

[Romka]

Сообщение от ЛИС явялюсь сторонником расчетов плитных фундаментов и оснований в явном виде (ни каких ЛДС и ЛДП) с подробным рассмотрением НДС грунтов основания на весь предполагаемый период эксплуатации здания с возможным прогнозированием дальнейшего его поведения при тех или иных изменениях. Наверное я идеалист...

ЛИС
К сожалению не знаю Вашей специализации. Могу предположить, что грунты.
Все проектировщики только за. Пусть только ученые мужи проводят опыты, предлагают методики, методы реализации в МКЭ. :wink: Мы только в ладоши хлопать будем :wink:

[alexroot]

Сообщение от Lamer Inc.. Также я взял слишком большой модуль (5.0E+008 т/м2). - мы об этажерке говорим, или о штампе? Если об этажерке, почему так много?

Штамп конечно! Штамп ведь обладает бесконечной жесткостью.

2 Romka:

Кончай уже говорить ерунду. Не смешно.


2 4 и 6:
Экстремумы в изгибающих моментах меня насторожили.

Сообщение от ЛИС alexroot спасибо за решение. Вопрос - а каковы осадки получились? и их характер?

В какой задаче? Я ведь привел изополя деформаций. Смотрите внимательнее.

Сообщение от alexroot В какой задаче? Я ведь привел изополя деформаций. Смотрите внимательнее.

Виноват - испралюсь!!!
конечно видел. Вопрос задал не корректно.
Какую вы задавали в расчете ГСТ?

[alexroot]

2 ЛИС:
Если я правильно понял, ГСТ - это граница сжимаемой толщи?
Я сокращения по правде не люблю.
Граница сжимаемой толщи переменная по площади штампа.

Сообщение от alexroot 2 ЛИС: Если я правильно понял, ГСТ - это граница сжимаемой толщи? Я сокращения по правде не люблю. Граница сжимаемой толщи переменная по площади штампа.

да ГСТ - глубина(граница) сжимаемой толщи.
если переменная то как вы учитывали переменность (если не секрет), и какая максимальная/минимальная?

[Lamer Inc..]

2alexroot
При всем уважении, картинка Мх из поста 135 какая-то подозрительная.

Очевидно это из-за увеличенного сопротивления по краям плиты, грунт здорово уплотнился и сильно давит на плиту

- такое объяснение можно было рассмотреть, но градиент моментов какой-то сумасшедший, и, самое пакостное, - сама эпюра несимметрична.

[p_sh]

Вследствие очень приближенного моделирования

возможно это повлияло.

[alexroot]

Сообщение от Lamer Inc.. 2alexroot При всем уважении, картинка Мх из поста 135 какая-то подозрительная. Очевидно это из-за увеличенного сопротивления по краям плиты, грунт здорово уплотнился и сильно давит на плиту - такое объяснение можно было рассмотреть, но градиент моментов какой-то сумасшедший, и, самое пакостное, - сама эпюра несимметрична.

Она не то что подозрительная, она неправильная. Да, градиент изменения изгибающих моментов должен быть плавным.
Я это списываю на лиру. На работе в лицензионной посчитаю, посмотрим.
У меня какая-то кривая лира попалась дома :?
По контуру полная ерунда, правильно замечено.

[4 и 6]

alexroot
http://dwg.ru/dnl/1191
стр.4 "Точки с неопределенным решением по МКЭ"

[Lamer Inc..]

2alexroot
Так скиньте лировскую модель - интересно посмотреть.

[alexroot]

Сообщение от 4 и 6 alexroot http://dwg.ru/dnl/1191 стр.4 "Точки с неопределенным решением по МКЭ"

Если идет речь о файле
image00004.jpg
в архиве, то я там не нашел речи о "Точках с неопределенным решением по МКЭ". :?

Также разочаровало качество картинок, там практически ничего нельзя разглядеть. :roll:

[p_sh]

Сообщение от Lamer Inc.. 2alexroot Так скиньте лировскую модель - интересно посмотреть.

в текстовом виде. (данные)

[p_sh]

Встетился интересный случай:
пролеты достаточно солидные 7,4*6,5 м толщина перекрытия 300 мм. при неучете монтажа в колоннах теряется 20-40% нормальной силы против расчета по грузовой площади. но если бы дело было только в этом. - соответственно с недогруженых колонн до фундамента не доходят те же нагрузки что приводит к недооценке усилий в плите..

Интересно как выкрутится линейным расчетом из данной ситуации?

ЯТД необходим расчет 2-х схем:
1 с нормальной нагрузкой и недогруженными колонными
2 с приложением дополнительных пригрузов к колоннам до получения нормальных сжимающих усилий в них чтобы полученить адекватные усилия в плите
Здание Г образное (крылья и средняя часть) разновысотное (не сильно) разделено температурными швами меджу крыльями и средней частью

[DTab]

Сообщение от p_sh Встетился интересный случай: пролеты достаточно солидные 7,4*6,5 м толщина перекрытия 300 мм. при неучете монтажа в колоннах теряется 20-40% нормальной силы против расчета по грузовой площади. но если бы дело было только в этом. - соответственно с недогруженых колонн до фундамента не доходят те же нагрузки что приводит к недооценке усилий в плите.. Интересно как выкрутится линейным расчетом из данной ситуации? ЯТД необходим расчет 2-х схем: 1 с нормальной нагрузкой и недогруженными колонными 2 с приложением дополнительных пригрузов к колоннам до получения нормальных сжимающих усилий в них чтобы полученить адекватные усилия в плите Здание Г образное (крылья и средняя часть) разновысотное (не сильно) разделено температурными швами меджу крыльями и средней частью

Схемка-то хоть совместно с основанием считалась?

[p_sh]

дык.
см фрагмент
http://dwg.ru/forum/attach_zip/1183027266.rar

[DTab]

Сообщение от p_sh дык. см фрагмент http://dwg.ru/forum/attach_zip/1183027266.rar

Что-то мне подсказывает, что этапность возведения тут не причем. Тут дело как раз в реакциях. Просто так масса здания ни куда не девается, а перераспределяется, пропорционально жесткостям (в том числе жесткостям опор, т.е. плиты). И вот это влияет куда больше, чем возведение. В железобетоне пора уже забыть сбор нагрузок по площадям, тут всегда процентов 30 было расхождений (это не шарнирная балочная клетка в металле).

[p_sh]

все это понятно, но так же стремно как и автору темы.
так же вспоминая про неучтенную ползучесть. Ведь она тоже не по всей конструкции равномерно и равновременно происходит, а тем интенсивнее чем больше усилия.
Здесь бы эксперимент провести не мешало, хотя-бы численный..

[DTab]

Сообщение от p_sh все это понятно, но так же стремно как и автору темы. так же вспоминая про неучтенную ползучесть. Ведь она тоже не по всей конструкции равномерно и равновременно происходит, а тем интенсивнее чем больше усилия. Здесь бы эксперимент провести не мешало, хотя-бы численный..

Боишься за ползучесть - считай по деформационной модели. Не забывая при этом разные конструктивные мероприятия.

[Sergey Mironov]

Проблема. Решая задачу по сбору нагрузок на фундаменты обнаружил значительную разницу по сравнению с ручным сбором нагрузок. Недобор нагрузок в основании колонн в SCAD-е составляет до 100 тонн на одну колонну. Здание как бы "подвисает" на диафрагмах, благодаря тому, что их жесткость значительно больше жесткости колонн. Это хорошо видно, если посмотреть вертикальные деформации узлов верхушек диафрагм и колонн.

Это не проблема!!! Выполни расчет по принципу заменяющих рам с адекватными жесткостями. Получиш нечно близкое к рукоблудию(90% сходимости , а 10% на конструирование).

[p_sh]

адекватными жесткостями.

вот с этим как раз проблема.
дело в том что чем меньше коэффициент армирования (характерно для стен и диафрагм) тем больше их жесткость зависит от Е бетона, который зависит от влажности окружающего воздуха, и , ЯТД, от влажностного режима смежных помещений (например С/У), и наоборот для сильно армированных колонн влияние Е бетона сказывается меньше. Возможно данная особенность много и не скажет, но этого я еще не выяснял...

заменяющие рамы должного эффекта не дают. ниже как раз представлен подобный расчет (поперечные усилия Qz) - левая схема Цельная , правая - с учетом монтажа.
[ATTACH]1183186658.GIF[/ATTACH]

Sergey Mironov я погагаю что вы поддерживаете т.з. о том что простейшая упругая схема не совсем отвечает требованиям расчета многоэтажек.

[Vlamos]

Не хотел вмешиваться в хороший разговор,но что-то я не понимаю:

дело в том что чем меньше коэффициент армирования (характерно для стен и диафрагм) тем больше их жесткость зависит от Е бетона

- вы в схеме вводите приведенный модуль упругости?

жесткость зависит от Е бетона, который зависит от влажности окружающего воздуха, и , ЯТД, от влажностного режима смежных помещений (например С/У),

- вы это серьёзно хотите учесть?

заменяющие рамы должного эффекта не дают. ниже как раз представлен подобный расчет (поперечные усилия Qz) - левая схема Цельная , правая - с учетом монтажа

- по идее - должны,а причем здесь монтаж?Это же другой способ. ИМХО,наиболее корректный для решения проблемы из поста 161.

[p_sh]

Сообщение от Vlamos Не хотел вмешиваться в хороший разговор,но что-то я не понимаю: дело в том что чем меньше коэффициент армирования (характерно для стен и диафрагм) тем больше их жесткость зависит от Е бетона - вы в схеме вводите приведенный модуль упругости?

Это не проблема!!! Выполни расчет по принципу заменяющих рам с адекватными жесткостями. Получиш нечно близкое к рукоблудию(90% сходимости , а 10% на конструирование).

именно так я и понял выделенное - т.е. необходимо уточнить расчетную схему до такой степени.

жесткость зависит от Е бетона, который зависит от влажности окружающего воздуха, и , ЯТД, от влажностного режима смежных помещений (например С/У), - вы это серьёзно хотите учесть?

я понимаю что при эксплуатации происходят колебания влажностного режима работы помещений, однако если быть последовательным и вводить приведенные Е (с учетом армирования или моделирование нелинейными материалами с учетом армирования) то и Е для бетона тоже не мешало бы вводить с учетом влажностного режима...

заменяющие рамы должного эффекта не дают. ниже как раз представлен подобный расчет (поперечные усилия Qz) - левая схема Цельная , правая - с учетом монтажа - по идее - должны,а причем здесь монтаж?Это же другой способ. ИМХО,наиболее корректный для решения проблемы из поста 161.

если с другой стороны подойти к проблеме то достаточно эффективным будет способ следующий - решается один этаж, и находятся сжимающие усилия в вертикальных конструкциях, далее нормальная сила на энном этаже находится с соответствующим множителем - получаем решение в запас и гораздо быстрее. Но если дело было бы только в нормальной силе - как вы помните необходимы момент и поперечная.

[Rotfeder]

Сообщение от p_sh Встетился интересный случай: пролеты достаточно солидные 7,4*6,5 м толщина перекрытия 300 мм. при неучете монтажа в колоннах теряется 20-40% нормальной силы против расчета по грузовой площади. но если бы дело было только в этом. - соответственно с недогруженых колонн до фундамента не доходят те же нагрузки что приводит к недооценке усилий в плите.. Интересно как выкрутится линейным расчетом из данной ситуации?

А можно вопрос по сути вопроса: если есть возможность считать с учетом этапности возведения, и, по вашему собственному мнению, учитывать этапность нужно, то зачем искать обходные пути?

[p_sh]

зачем искать обходные пути ?

вопрос не простой...
основным фактором для подобных изворачиваний является тот, что такой возможности у меня пока нет. - не апргрейдился. И, я думаю, что найти простое и надежное решение для оценки усилий будет полезно не только для расширения кругозора (уже предложено несколько подходов), но и для экономии времени, ведь не секрет что учет этапности увеличивает машинное время в соответственное этапам число раз. А оно может оказатся существенным с учетом применяемых моделей основания в виде Объемных КЭ.

[DTab]

Сообщение от p_sh зачем искать обходные пути ? вопрос не простой... основным фактором для подобных изворачиваний является тот, что такой возможности у меня пока нет. - не апргрейдился. И, я думаю, что найти простое и надежное решение для оценки усилий будет полезно не только для расширения кругозора (уже предложено несколько подходов), но и для экономии времени, ведь не секрет что учет этапности увеличивает машинное время в соответственное этапам число раз. А оно может оказатся существенным с учетом применяемых моделей основания в виде Объемных КЭ.

Мне просто интересно какой Вы хотите этажности здание возвести на нашей с Вами синеклизе? И будет ли в таких расетах смысл, т.к. жесткости самих грунтов уверяю вас окажут большее влияние на перераспределение усилий в каркасе, чем учет перераспределения от этапности возведения.
Если есть желание, то сначало попробуйте понять эффект этапности возведения на абс. жестком, основании и только потом если будет смысл переходите на схему совместно с грунтом. Так хотябы будет видно сколько влияет каркас, а сколько грунт.

[p_sh]

желание есть...
вот попробовал расчитать "раму" здания в четырех вариантах - без основания с учетом/без учета монтажа, с основанием с учетом/без учета монтажа. Может она оказалась неудачной, но влияние основания оказалось не велико по сравнению с влиянием монтажа и разница в вертикальных усилиях в схемах с основанием и без него составила около 15 %
в лире 9.2
[ATTACH]1183380088.rar[/ATTACH]

[p_sh]

причем мной случайно была допущена интересная ошибка - Интересна она следующим в перекрытиях в жесткости перепутал высоту с шириной, но при её расчете разность 15% сохранилась

расчетные схемы с правильными жесткостями
[ATTACH]1183381117.rar[/ATTACH]

[EUDGEN]

Всем привет!!!
Давненько не "мутил" бурные воды форумчанского русла ...
DTab, p_sh и др. уважаемые коллеги
Все реалистично отмечают сложность и неоднозначность учета в МКЭ многих факторов. Лично, сам, много раз высказывался на разных ветках.
Dtab побудил меня проделать маленький, но очень понятный тест. Оговорюсь сразу, что не ожидал получить такие результы численного эксперимента.
1. Суть теста в следующем:
а) колонна, сечением 500х500, бетон В25, длиной (высотой) 48 метров (16-ти этажного сооружения 16х3)
нагружена только вертикальной нагрузкой 10 т/м, что понизу дает 480 тонн. Деформация (укорочение) получается 15 мм.
б) та же колонны, армированная 6 ярусов 8 d25, 5 ярусов 8d20, и верхние 4 яруса 4d20 укорачивается на 13.5 мм, т.е.разница 1.5 мм.
в) в тесте не приведено возможное соседство более жестких элементов, типа Д/Ж, их укорочение было бы на порядок меньше: 2-3 мм.
2. Выводы, ессно мои (ЯТД):
Искать эффект перераспределения в вертикальных элементах при учете нелинейности и монтажа (касательно ветрикальных элем-тов, работающих на сжатие) малопродуктивное занятие... 8) .
Другое дело в учете особенностей деформирования горизонтальных элементов, контактирующих с вертикальными элементами и влияющих на угловые деформации на контактах...
3. Думается, что при реальном МОНТАЖЕ на площадке какая-то доля неравномерных деформаций соседних вертикальных элементов
нивилируется в процессе возведения, но доказательств пока никто не приводит...
4. Прав Павел, предложивший поискать натурные наблюдения за процессами деформирования при возведении, а хорошо бы и при длительной эксплуатации натурных объектов...Пока мне такие исследования не известны, но не сомневаюсь, что должны быть...
5. Попытки учета пластики (податливости) на контактах предпринимались на известной теме, но увы, повисли в решениях по разным причинам, и я свою долю так же ощущаю...
PS
Пока так..., но главное: вперед, ввысь и всегда! Зная, что:

[EUDGEN]

Забыл выложить картинку сопоставлений.
левая стойка бетонное сечение, правая - армированная (дополнительными арматурными стержнями).
[ATTACH]1183391706.jpg[/ATTACH]

[DTab]

Сообщение от p_sh причем мной случайно была допущена интересная ошибка - Интересна она следующим в перекрытиях в жесткости перепутал высоту с шириной, но при её расчете разность 15% сохранилась расчетные схемы с правильными жесткостями [ATTACH]1183381117.rar[/ATTACH]

15% относится к армированию или к усилиям . Не всегда большой процент отличия в усилиях вызывает увеличение армирования (есть много конструктивных мероприятий компенсирующих эти отличия).
К сожалению посмотреть схему возможности не имею. Хотелось бы уточнить рама плоская или нет и сколько пролетов. (это будет важно.) Поясню сказанное ранее мною - если бы была схема была многопролетная и пространственная, да еще на фундаментной плите - то фундаментная плита должна изгибаться как корыто - и вот этот изгиб повлияет очень сильно например на моменты в колонне, а так-же на усилие N (под крайними и рядовыми колоннами деформации основания меньше, чем под средними). На реальных обьектах замечено до 30% от N , если допускать пластику по краям и углам фундаментной плиты. Все это влияло на армирование. В схеме Вашего дома (та -что в микрофе) вот это как раз и имеет место.
PS
Если можно сделать эти рамы в микрофе было-бы очень здорово

[p_sh]

Сообщение от DTab можно сделать эти рамы в микрофе

нужно.
без учета пластики (плоские, характерные рамы)

по результатам в средних колоннах учет/неучет основания дает 4% расхождения в нормальной силе, а учет монтажа 10%
[ATTACH]1183446555.rar[/ATTACH]

не имею 7-ки, поэтому расчет полуручной - допущения ранее принятые.

[DTab]

Сообщение от p_sh Сообщение от DTab можно сделать эти рамы в микрофе нужно. без учета пластики (плоские, характерные рамы) по результатам в средних колоннах учет/неучет основания дает 4% расхождения в нормальной силе, а учет монтажа 10% [ATTACH]1183446555.rar[/ATTACH] не имею 7-ки, поэтому расчет полуручной - допущения ранее принятые.

И кого Вы хотели надуть . У Вас судя по деформациям основания практически жесткий штамп - фундамент не гнется под Вашей нагрузкой - так что все о чем я говорил - прошло в пустую. У ВАс все колонны получили одинаковое перемещение по Z , так что для колонн что абсолютно жесткий фундамент , что такой - все равно. Ну да ладно - как хотите.

[p_sh]

Сообщение от DTab И кого Вы хотели надуть .

совсем не хочется надуть себя
просто в плоскости рамы (назовем её регулярной) основание практически не оказывает влияния.
продолжу с пространственной схемой на основании С1С2... правда это справедливо потребует большего времени, но ятд это будет оправдано...
ушел в глухое моделирование...

[p_sh]

Сообщение от p_sh ушел в глухое моделирование...

глаза боятся - руки делают - каких-то 12 часов работы и готовы первые результаты.
Схема собиралась следущим образом:
расчитывалась пространственная схема с учетом упругого основания в виде С1С2.
1. этапные нагрузки учитывались только для собственного веса частей каркаса - стен перекрытий колонн
2. к общей (возведенной) схеме прикладывались вес полов, перегородок и временные

по результатам расчета сжимающее усилие (в наиболее интересном (нагруженом) элементе)
- при расчете схемы на упругом основании С1С2 без учета этапности составило 8073 кН
- при расчете схем на упругом основании С1С2 с учетом этапности составило 8591 кН
-при расчете по грузовым площадям усилие оценивалось как 10000кН


по ранее рассматриваемой раме
- при расчете схемы на упругом основании С1С2 без учета этапности составило 6340 кН
- при расчете схем на упругом основании С1С2 с учетом этапности составило 6662 кН
-при расчете по грузовым площадям усилие оценивалось как 6928кН

ps схемы довольно тяжелые (общий вес архива 8 Mb) поэтому не выкладываю

[DTab]

Сообщение от p_sh Сообщение от p_sh ушел в глухое моделирование... глаза боятся - руки делают - каких-то 12 часов работы и готовы первые результаты. Схема собиралась следущим образом: расчитывалась пространственная схема с учетом упругого основания в виде С1С2. 1. этапные нагрузки учитывались только для собственного веса частей каркаса - стен перекрытий колонн 2. к общей (возведенной) схеме прикладывались вес полов, перегородок и временные по результатам расчета сжимающее усилие (в наиболее интересном (нагруженом) элементе) - при расчете схемы на упругом основании С1С2 без учета этапности составило 8073 кН - при расчете схем на упругом основании С1С2 с учетом этапности составило 8591 кН -при расчете по грузовым площадям усилие оценивалось как 10000кН по ранее рассматриваемой раме - при расчете схемы на упругом основании С1С2 без учета этапности составило 6340 кН - при расчете схем на упругом основании С1С2 с учетом этапности составило 6662 кН -при расчете по грузовым площадям усилие оценивалось как 6928кН ps схемы довольно тяжелые (общий вес архива 8 Mb) поэтому не выкладываю

Это здорово. Если рассматривать коэф.С1С2 как реакции опор, то они напрямую зависят от усилий в элементах конструкций. Их отличие от расчета по грузовым площадям 19 и 14% , следовательно и усилия могут различаться в той-же пропорции . Значит влияние только основания 14-19%! И это наверняка при неплохих характеристиках грунта. (если модуль грунта взять 5...7МПа, то влияние будет процентов 30...40).

[p_sh]

с моментами и поперечными силами в первом рассматриваемом месте ситуация следущая:

монтаж
1этаж Q=12,4 M=18,53
2этаж Q=-1,8456 M=-3,1598
3этаж Q=1,06145 M=1,17348
4этаж Q=0,594 M=1,15609
5этаж Q=0,587 M=1,18469
6этаж Q=0,5871 M=1,2069
7этаж Q=0,5855 M=1,211
8этаж Q=0,5828 M=1,214
9этаж Q=0,5788 M=1,2115
10этаж Q=0,5677 M=1,884
11этаж Q=0,5729 M=1,22
эксплуатация Q=10,15 M=16,2933
итого: Q=26,42165 M=43,12516

по результатам расчета по общей схеме
Q=20,3 M=34,03

т.е. разница между решениями без учета монтажа и с учетом монтажа составила 30 и 26 %

[sm1505]

[Engineer IA]

p_sh

все это понятно, но так же стремно как и автору темы.

Стремно - это значит позорно? Или есть другие варианты?

[Engineer IA]

Никаких обид. Просто спросил.

[EUDGEN]

Сообщение от EUDGEN Выводы, ессно мои (ЯТД): Искать эффект перераспределения в вертикальных элементах при учете нелинейности и монтажа (касательно ветрикальных элем-тов, работающих на сжатие) малопродуктивное занятие... 8) . Другое дело в учете особенностей деформирования горизонтальных элементов, контактирующих с вертикальными элементами и влияющих на угловые деформации на контактах... :

И эту тему жалко бросать... - далеко не все вопросы сняты...
1. Кто-нибудь в практике проектирования (расчетов) учитывает податливость узловых соединений для ригелей? - ОНИ ВСЕ Ж НЕ АБСОЛЮТНО ЖЕСТКИЕ и угол 90 градусов порой для опорных сечений очень болезнен... Если да, то как это корректно учесть применительно к вычислителям с МКЭ?
Плиз, из личной практики...

[kate82]

Помогите кто может. Как обходится проблема возникающая в методе конечных элементов при расчете слабосжимаемых эластомеров, ведь у них коэффициент Пуассона=0,5 и тогда получается вырожденная матрица системы уравнений.
Как решается данная проблема в ANSYS уже разобралась, а как в других комплксах? Например, в NASTRAN, ASKA, COSMOSWORKS, ЛИРА, PLAXIS/

[DTab]

Сообщение от EUDGEN И эту тему жалко бросать... - далеко не все вопросы сняты... 1. Кто-нибудь в практике проектирования (расчетов) учитывает податливость узловых соединений для ригелей? - ОНИ ВСЕ Ж НЕ АБСОЛЮТНО ЖЕСТКИЕ и угол 90 градусов порой для опорных сечений очень болезнен... Если да, то как это корректно учесть применительно к вычислителям с МКЭ? Плиз, из личной практики...

Речь здесь идет о пластических шарнирах? или вопрос состоит в определении конечного угла поворота? или про что-то еще?

Для справки - существует пособие по расчету крупнопанельных зданий. вып.1. Характеристики жесткости стен, элементов и соединений крупнопанельных зданий.
Кое-что можно найти в нем.

[EUDGEN]

Сообщение от DTab Речь здесь идет о пластических шарнирах? или вопрос состоит в определении конечного угла поворота? или про что-то еще?

Терпения, мне, не занимать - времени бы побольше свободного...
1. В высотных каркасно-связевых зданиях, при расчетах в упругой постановке, ввиду принципиальных отличий загружения численного и натурного (даже только вертикального), ввиду неучета истории возведения и пр., в опорных сечениях ригелей (особенно верхних этажей) генерируется громадный момент, без сомнения, нереалистичный...
2. Вывести ситуацию в реалистичное русло можно многими способами. Один из них, по моему определению - сурогатный, позволяющий, путем снижения модуля упругости опорного сечения ригля, выполнить перераспределение усилий из опоры ригеля в зоны других контактеров.
Я этот прием часто использую. Кто, так или иначе, учитывает особенности неучета реалистичных особенностей деформирования ЖБК?
Ув. коллеги
Плиз, из личной практики... и если можно обоснование, даже в случае игнорирования сего эффекта...

[Romka]

Сообщение от Engineer IA Возвращаясь к вопросу, поставленному в начале темы. Решил задачу таким образом. Здание высотой 60м (18 этажей) разделил на четыре части по высоте. Просчитывал, начиная с верхней части, защемляя фрагмент в основании. Затем передавал усилия на нижележащий фрагмент и снова повторял расчет в том же порядке. Результат: Продольные усилия нижнего фрагмента практически совпали с ручным расчетом по грузовым площадям. Нашлись потерянные 100 тонн в колоннах, а в диафрагмах услилия уменьшились.

Engineer IA
Если я правильно понял,то создано 4 задачи. На каждую последующую задачу (на нижние этажи) прикладываются только опоные реакции (Эн, Эм, Кю), а результаты расчета печатались из 4 различных файлов?

[yarrus77]

Дабы не начинать новую тему, задам вопрос здесь. С поста #184 прошло немало времени. Кто-нибудь использует режим МОНТАЖ В Скаде? Желательно в больших схемах с н-ным количеством нагрузок. Прошу подсказать как задать нагрузки для данного режима. Как быть с накопительной и как с независимыми? Что-то у меня не получилось .

[engineer_a]

Все эти подвисания - результат неучета:
1.Стадийности возведения.
2.Реальной жесткости плит и балок перекрытия которая снижается из-за трещинообразования и ползучести.

Чем выше здание и чем ближе друг к другу диафрагмы - тем значительнее этот эффект.

Неучет вышеуказанных факторов чреват недооценкой усилий в колоннах. Высотки надо рассчитывать с учетом этих факторов.

[EUDGEN]

Сообщение от engineer_a Все эти подвисания - результат неучета: 1.Стадийности возведения. 2.Реальной жесткости плит и балок перекрытия которая снижается из-за трещинообразования и ползучести. Чем выше здание и чем ближе друг к другу диафрагмы - тем значительнее этот эффект. Неучет вышеуказанных факторов чреват недооценкой усилий в колоннах. Высотки надо рассчитывать с учетом этих факторов.

Да, тема забуксовала ...
Вы, тут, правильно посоветовали, но, неплохо бы поделиться личным опытом, как это Вы делаете, особенно на больших схемах (высотки).
Я, к сожалению, редко на форуме, но решение некоторых важных вопросов, связанных моделированием реалистичной работы сооружений, как я вижу, мало продвинулся. Напомню:
1. Моделирование работы грунтов основания. Пока нет надежного КЭ грунта в отечественных программах (мне неизвестен). Такой КЭ, как я понимаю, должен быть ортотропным, учитывать деформации сжатия, сдвига (трения -скольжения). В расчетной схеме О-Ф-З (исключая свайное основание) должно соблюдаться правило: основание деформируется от действующих нагрузок от связки Ф-З, при этом проявляя свойства односторонне упруго-пластического материала (среды). Уточню, растяжение для грунта - недопустимо. Граничные условия на контакте О-Ф особо специфические - в натуре это трение и отпор. Остается вопрос как ограничить среду основания и соответственно граничные условия.
1а. Работа основания на динамические (импульсные) воздействия особо сложная проблема в моделировании. Здесь нужен особый КЭ... пока такого никто не придумал (мне не известен).
2. Учет особенностей нелинейного деформирования зон сочленений конструкций, трещинообразования, знакопеременных нагрузок (ветер, сейсмика) в глобальной РС - весьма болезненный вопрос, неучет которого существенно влияет на реалистичность результатов расчета.
3. И конечно же учет истории возведения и нагружения сооружения.
На сегодняшний день однозначных приемов решения ук. вопросов нет. Наверное, это не в формате нашего форума... или?
Пока так...

[Romka]

EUDGEN, здравствуте.
по п.1а. коэф постели увеличиваем в несколько раз (см СНиП РК по сейсмике) или применяем коэф постели из СНиП Фундаменты машин с динам нагрузками. Я применяю 2 вариант.
по п.3. вижу пока только применение МОНТАЖа. вот только как его состыковать с сейсмическим воздействием - не знаю. ведь сейсмика и итерационные расчеты (монтаж) несовместимы
Что вы предпринимаете для учета последовательности возведения?

ЗЫ: остальные вопросы пока не цепляю - хоть бы с этими разобраться...

[Николай Баглаев]

по 1 возможно решение:
моделирование грунта объемными элементами с учетом физической нелинейности + моделирование связи между объемом грунта и плитой (и сваями) с помощью специальных (односторонних) связей (шарниров).
по 1а. Не надо изобретать велосипед. Расчет должен вестись для закрепленного здания. На это ориентированы нормы. Кроме того, в случае сейсмического воздействия через грунт приходит воздействие и учитывать грунт в этом случае не совсем, как мне кажется, не совсем корректно.
3. для Romka: мне кажется, не стоит соединять этапность с сейсмикой... ведь сейсмическое воздействие приходит на целое здание. Учет распределения усилий и перемещений от статики при сейсмическом воздействии должен давать эффект при большепролетных и сложных конструкциях (когда из-за больших прогибов сильно меняется жесткостные характеристики элементов конструкции). ИМХО вещь достаточно редко встречающаяся. Для этого можно использовать "деформированные" колебания (колебания относительно положения равновесия) в MicroFe (возможно, есть и в других программах что-то подобное).

[Romka]

Сообщение от Николай Баглаев по 1а. Расчет должен вестись для закрепленного здания. На это ориентированы нормы.

Как тогда получить сейсмические силы на ФП? В пользу применения коэф постели высказывается Бирбраер http://dwg.ru/dnl/3142

Сообщение от Николай Баглаев 3. для Romka: мне кажется, не стоит соединять этапность с сейсмикой....

Я имею ввиду не задание Монтажа и Сейсмики в одной задаче, а армирование конструкций по огибающей эпюр усилий. Думаю попробовать применить вариацию моделей (руки никак не доходят)

[novinkov]

Как тогда получить сейсмические силы на ФП? В пользу применения коэф постели высказывается Бирбраер http://dwg.ru/dnl/3142

Немножко лукавите.

Бирбраер рассматривал систему сооружение-основание при сейсмическом воздействии, заданном ускорением свободной поверхности. И ни слова не говорил о допустимости использования спектрального (основного сниповского) подхода к сейсмостойкости сооружения совместно с основанием.
Если все же хотите выполнить оценку сейсмостойкости сооружения совместно с основанием по акселерограммам, то сначала придется:
a. Пересчитать ускорения свободной поверхности на ускорения скального подстилающего основания. Сама по себе нетривиальная задача. И удовлетворительные решения возможны только для вертикальных сейсмов и идеализированных слоистых оснований.
б. Выбрать программный комплекс, поддерживающий неотражающие/поглощающие граничные условия на границах грунтового массива. Иначе сейсмические волны, отражаясь от границ неудачного закрепления грунтового массива, внесут искажения в колебания свободной поверхности. Т.е. Лира, Скад отпадают сразу.
в. Использовать программный комплекс решающий полную систему уравнений движения (без разложения по собственным формам). Т.к. разложение по собственным формам применимо лишь к системам с однородным демпфированием, а демпфирование сооружения и основания отличаются в разы (большие разы). Опять Лира, Скад отпадают..
Я специально оставил за скобками проблемы расчета по ускорениям, не связанные с податливостью основания. А там тоже много узких мест.

Более того, из-за невозможности разложения по собственным формам систем с неоднородным демпфированием нельзя использовать и спектральный подход. Матрица демпфирования в этом случае не позволяет свести решение связанной полной системы уравнений движения системы с несколькими степенями свободы к системе независимых уравнений движения систем с одной степенью свободы. Т.е. полученные в результате разложения по собственным формам уравнения движения не являются независимыми, а имеют связанность (когерентность) через эту матрицу демпфирования. См. вложение (п.6, предпоследний абзац)

Эта тема взаимодействия сооружения с основанием при сейсмике всплывает регулярно, но я ни разу не увидел аргументов в пользу допустимости или необходимости этого учета. Мне призодит в голову только один случай, когда это необходимо - высотные сооружения. В этом случае учет податливости основания и поворот здания ведет к увеличению пи-дельта эффекта. Но это для по-настоящему высотных зданий и сооружений и основание должно учитываться с учетом сказанного выше.

[Николай Баглаев]

Что касается расчета совместно основания и сооружения на сейсмику, то здесь масса тонких мест. Об этом говорил на конференции в Сочи в конце августа Тяпин (один из авторов приведенной статьи). В своем докладе на пленарном заседании он говорил о тех подходах к такого рода расчетам, которые используются в Атомэнергопроекте. И все, насколько я понял, сводится к разделению расчетов (отдельно расчет основания, отдельно расчет сооружения) с использованием специальных передаточных функций.
А совместный расчет в целом я ни разу не видел. Либо расчет основания с упрощенной донельзя моделью сооружения, либо расчет сооружения с упрощенной донельзя моделью грунта.

[UnAtom]

Можно противиться расчёту в сейсмозонах совместно с основанием, приводить кучу научных расчётов, аргументов и исследований известных специалистов, но на практике всё равно приходится считать в сейсмических районах с учётом податливости основания, ибо так предписывают нормы (Украина - ДБН В.2.1-10-2009 п.10.2), где написано, что фундаменты следует считать в связке Основание-Фундамент-Сооружение. И если уж ты вздумаешь лезть в научные споры и изыскания, то твои труды враз зарубят господа эксперты, которые, хоть и специалисты, но всё же "бояться" всего им непонятного и научного, чего сами не знают. Плюс ко всему прочему, как упоминал в одной из тем уважаемый мною формучанин, чтоб искать блох в правильности-неправильности тех или иных способов моделирования совместной работы основани и фундамента, следует для начала получать адекватные инженерно-геологические отчёты, со всеми параметрами, определёнными в соответствии с ГОСТами и соответствующие реальности, а не вырезки из прошлых изысканий и "опыта" геолога и всеми их коэффициентами запаса и незнания. Вот тогда можно рассуждать о точности-неточности расчёта. Ко всему прочему актуальным остаётся вопрос определния сейсмичности площадки строительства, который может весьма меняться как от норм на текущий год, так и от "личных прихотей" специалистов сейсмосовета, который выдаёт заключение о сейсмичности площадки.
Вывод: Здания нужно считать, здания нужно строить, и всем нам нужно зарабатывать деньги. Так что приходится идти на всякого рода упрощения и допущения, хоть это и может не соответствовать действительности.

[Николай Баглаев]

Никто и не собирается спорить с утверждением о том, что фундаменты нужно считать с учетом жесткости верхнего строения (что, собственно, и дает схема О-Ф-З). Но в нормах не говорится о том, что СЕЙСМИЧЕСКИЕ НАГРУЗКИ должны определяться для системы О-Ф-З. Возможно, в ДБН об этом написано, не буду спорить - не знаком с этими нормами в полном объеме. Но, как часто это бывает в нормах, написали что надо делать, но не сказали как. Например, в нормах по железобетону написано, что армирование колонн надо считать по результатам расчета по деформированной схеме с учетом нелинейных свойств грунта. Вы так считаете?
Нормы - это закон. И прочитать его можно с разных сторон...
Это - мое мнение. Оно, безусловно, может не совпадать с Вашим.

[Rotfeder]

UnAtom
А не могли бы вы вкратце изложить, как в указанных нормах предлагается учитывать основание при сейсмике. Нашел в даунлоаде эти нормы - но с украинским проблема, да и к тому же в комментариях пишут, что это только проект, отличающийся от бумажного варианта.

Интересует прежде всего, действительно (по этим нормам) ли требуется считать частоты и формы здания с учетом податливости основания и какие характеристики основания требуют задавать.
Я лично к такой идее отношусь скептически, но интересно.

[EUDGEN]

Сообщение от Rotfeder UnAtom А не могли бы вы вкратце изложить, как в указанных нормах предлагается учитывать основание при сейсмике. ..... .

О ДБН не могу сказать...
Но, основываясь на личном опыте (34 года занимаюясь расчетами), могу сказать следующее (возможно повторюсь из высказанного мной ранее на других темах):
1. В СНиПе по сейсмике расчетные предпосылки в основном ориентированы на спектральный метод, при котором котакт с основанием жестозакреплен. При этом период колебаний минимален и ессно сейсмосилы в целом на сооружение максимально возможные. Т.е. как бы наихудший вариант для конструкций. Но, кто считает здание на сейсмику по модели О-Ф-З знает, что не для всех конструкций здания жесткое защемление является наихудшим. Так, для конструкций нижнего яруса, при учете деформаций основания совместно с фундаментами экстремумы выскакивают на сочленениях Ф-З и порой не только от сейсмики. Здесь вопросов много: история, физика, топология сопряжений и наконец шаг сетки КЭ.
2. В продолжение п1. для расчета зданий выше 16 этажей, при котором необходим учет инструметальных записей акселерограмм, в СНиПе не описана методика расчета, только указание на необходимость учета. Это, правда, уже для другой темы проблема, но она есть...
3. По поводу учета демпфирования грунтов основания на импульсные воздействия (сейсмика) в СНиПе вообще ноль рекоменаций. Хотя бы сделали ссылку на другие нормативные источники (Фундаменты под оборудование на динамические воздествия - название неточное, по памяти...).
4. Здесь позабыта тема о искусстве моделирования..., но большинство вопросов при моделировании возникает именно по причине отсутствия нормативов на моделирование. И когда у 10-ти расчетчико получаются десять разных вариантов расчета, порой значительно отличающихся как количественно так и качественно - и это не есть хорошо...
5. А учет податливости сопряжений - где об этом конкретно нормируется, разве, что у Улицкого и Мурашева еще с прошлого века.
А разного рода "кулибинство" при моделировании не всегда увенчивается успехами, наоборот, непониманием и проблемами при обосновании перед экспертами.
PS
Не знаю, для чего пишу все это - наверное крик души, а может быть "послание будущим поколениям"
Однозначно, движение должно быть вперед, ввысь, к истине и всегда!