[fyzest]

Уважаемые инженеры хочется научится правильно анализировать МКЭ расчет железобетонных конструкций. Интересует вопрос как правильно проанализировать результаты которые выдает лира или другая расчетная программа в зонах примыкания плиты к колоннам (пилонам) которые смоделированы стержнем без АЖТ в месте примыкания. Понятно что в этих местах возникают всплески и показывается завышеное значение армирования, но на сколько оно завышено? На сколько процентов можно уменьшить площадь арматуры в этих местах (или на сколько диаметров можно принять арматуру меньше)?.

Ниже приведены результаты армирования в лире. Фундаментная плита на упругом основании высотой 400мм. Пилоны 1200х250мм (смоделирование стержнем). Размер конечного элемента плиты 0,5х0,5м. Можно видеть что как правило в четырех примыкающих конечных элементах плиты к стержню возникаю всплески. Вот собственно и вопрос как обработать полученую информацию, что бы правильно законструировать плиту не получив перерасход и не получив недостаточное армирование что еще хуже.

[UnAtom]

Сообщение от nick.klochkov просто говорю о том, что с применением ажт, т.к. оно исключает в виду бесконечной жесткости неопределенность в зоне контура колонн, можно без особых проблем исключить эту манипуляцию со сгущением сетки и применить регулярную - хоть прямоугольную, хоть треугольную, хоть адаптированную прямоугольную

Тут Нубий-IV распинается об известных (немногим) проблемах, а вы как-будто о них не читаете. АЖТ кардинально не решает проблемы с точностью определения усилий/армирования, оно лишь исключает придуманные разработчиками пики моментов на опорах. Вот Нубий-IV почти всегда строит свои выводы на основании численных экспериментов и в его подход я верю. Другое дело, как близко его выводы в итоге будут к реальности - сказать сложно, ибо масса других факторов будут влиять на точность (к-ты надёжности, качество строительных работ, материалов, характер и величина нагрузок и др.). Попробуйте тоже проделать часть экспериментов (если до этого не делали), и посмотрите на результаты.
В итоге самый важный момент во всём этом будет - что принять за истину!?
Моё мнение озвучено в #19 - делайте что хотите, только в пролёт арматурку чуток поболее заложите.

[tigra-18]

Сообщение от UnAtom делайте что хотите, только в пролёт арматурку чуток поболее заложите.

- как раз в пролете практически и не бывает никаких проблем, часто армирование вообще по минимальному проценту достаточно, а в приопорных зонах(и в пятне колонны) и какая-нибудь 16 шагом 100 вылезает.

Сообщение от UnAtom с точностью определения усилий

- как я понял, на курсах по ING+, для всех этих новомодных гибридных и т.д. элементов, формулы перевода перемещений в напряжения, а потом напряжений в усилия, получены эмпирическим путем(методом подбора), в стандартных условия они точны, но чем более нестандартны условия(разность примыкающих жесткостей, отношения размеров и т.д.) тем больше они косячат в итоговом результате. И как-раз с точность определения усилий в приопорных зонах есть (надеюсь только пока нерешаемые) проблемы.

Сообщение от UnAtom Вот Нубий-IV почти всегда строит свои выводы на основании численных экспериментов и в его подход я верю.

- я бы предложил ему провести следующий численный эксперимент - замоделить стык перекрытия(например толщиной 200 мм) с колонной(например 400х400) телами и показать что получится, как располагаются напряжения в теле узла. Как-то непонятно мне какой значимый момент может быть в перекрытие которой находится внутри тела колонны.

[UnAtom]

Сообщение от tigra-18 как раз в пролете практически и не бывает никаких проблем, часто армирование вообще по минимальному проценту достаточно, а в приопорных зонах(и в пятне колонны) и какая-нибудь 16 шагом 100 вылезает.

Всё в стат.неопределимых конструкциях взаимозависимо. Вы можете с высокой долей уверенности ответить на вопрос: "В верхней приопорной зоне безбалочных плит перекрытия вы закладываете арматуры больше или меньше, чем нужно на самом деле - согласно "точному" расчёту"? Я - нет. И если предполагать худший вариант - "меньше", то неучётенные усилия должны куда-то перераспределиться! Куда? Правильно: в стороны и в пролёт (ну или в пластику)!
Не хотел этого, но добавлю ещё один "камень преткновения", еще более путающий "правильный" расчёт:
СП 63.13330.2018

п.8.1.46 ... При действии момента Мloc в месте приложения сосредоточенной нагрузки половину этого момента учитывают при расчете на продавливание, а другую половину – при расчете по нормальным сечениям по ширине сечения, включающей ширину площадки передачи нагрузки и высоту сечения плоского элемента по обе стороны от площадки передачи нагрузки.

Нубий-IV - Как вы понимаете этот пункт?

[SergeyKonstr]

Сообщение от UnAtom п.8.1.46 ... При действии момента Мloc в месте приложения сосредоточенной нагрузки половину этого момента учитывают при расчете на продавливание, а другую половину – при расчете по нормальным сечениям по ширине сечения, включающей ширину площадки передачи нагрузки и высоту сечения плоского элемента по обе стороны от площадки передачи нагрузки.

Offtop: Метод заменяющих рам. Расчет узлового соединения плоской плиты и условного ригеля (по прочности узла сопряжения ригеля и колонны).

[UnAtom]

Сообщение от SergeyKonstr Метод заменяющих рам. Расчет узлового соединения плоской плиты и условного ригеля (по прочности узла сопряжения ригеля и колонны).

То есть, если следовать приведенным из вашего сообщения "Рекомендациям...", вдобавок к основному МКЭ расчёту, сечение плиты равное bef*h (где bef - часть расчётного периметра контура продавливания) должно проверяться на усилие Mf, равное или более Mloc/2. И полученная (читай, проверяемая) при этом арматура должна быть установлена по указанной выше расчётной ширине плиты bef? И только после этого можно манипулировать с остальной надопорной арматурой?

[mainevent100]

ох уж эти поиски истины... ) поддерживаю UnAtom

Сообщение от UnAtom Вы можете с высокой долей уверенности ответить на вопрос: "В верхней приопорной зоне безбалочных плит перекрытия вы закладываете арматуры больше или меньше, чем нужно на самом деле - согласно "точному" расчёту"?

предполагаю, что обычно, в опорных зонах арматуры ставят (получается по расчету) больше, чем требуется.

[SergeyKonstr]

Сообщение от UnAtom То есть, если следовать приведенным из вашего сообщения "Рекомендациям...", вдобавок к основному МКЭ расчёту, сечение плиты равное bef*h (где bef - часть расчётного периметра контура продавливания) должно проверяться на усилие Mf, равное или более Mloc/2. И полученная (читай, проверяемая) при этом арматура должна быть установлена по указанной выше расчётной ширине плиты bef? И только после этого можно манипулировать с остальной надопорной арматурой? *

Да. Нормы хотят чтобы арматура, полученная из расчета на изгиб на половину локального момента была поставлена в пределах ширины равной 2*hпл+размер колонны. Этим, они считают, обеспечивается прочность узла стыковки колонны с плоской плитой. Остальная арматура, что получается из расчета на изгиб условного ригеля, устанавливается за пределами этой зоны. Я, правда, такого не встречал и не разу так не делал, хотя стараюсь более арматуры ставить у колонны.

[UnAtom]

Сообщение от SergeyKonstr Этим, они считают, обеспечивается прочность узла стыковки колонны с плоской плитой.

То есть прочность узла определяется проверкой на полный момент действующий сверху и снизу колоны, при этом половина которого воспринимается наклонным сечением (проверка на продавливание), а половина нормальным (проверка плиты как балки bef*h).
Вопрос трещиностойкости или расчёта по II г.п.с. при этом, я так понял, не учитывается? То есть тут как с продавливанием - либо несёт, либо нет! Как вы думаете?

Сообщение от SergeyKonstr Остальная арматура, что получается из расчета на изгиб условного ригеля, устанавливается за пределами этой зоны.

Я понял этот момент так: При конструировании надо установить арматуру, которая получается из расчёт по прочности и трещиностойкости в приопорной зоне из расчёта плиты в МКЭ (с любыми манипуляциями), а потом то, что установлено в зоне контура продавливания проверить ещё и на Mloc/2.

Сообщение от SergeyKonstr Я, правда, такого не встречал и не разу так не делал, хотя стараюсь более арматуры ставить у колонны

Ну это часто у нас в проектировании так...

Сообщение от SergeyKonstr Нормы хотят чтобы арматура, полученная из расчета на изгиб на половину локального момента была поставлена в пределах ширины равной 2*hпл+размер колонны.

Вот здесь давайте добъём вопрос величины bef, чтоб было мне и другим читающим понятно до конца.
Согласно "Рекомендациям..." при центральном опирании плиты на колонну:
bef=b1+b2. При этом на рисунке 3.а, на который идёт ссылка, b1=c1+h0, b2=c2+h0 где с1 и с2 длина и ширина колонны. Момент показан на рисунке в одном направлении.
Отсюда я делаю выводы, что bef=c1+h0+c2+h0=2h0+c1+c2. Так?
Здесь возникает у меня два непонятных момента:
1. Как быть если Моменты действуют в двух направлениях (Mx и My)?
2. Как устанавливать (или проверять) арматуру по ширине bef, если одна из граней (b1) расположена вдоль действия момента?

[Нубий-IV]

Сообщение от nick.klochkov мы проектируем, а не пишем научный труд), и все эти усложнения с "верификацией" излишни

Теорема: Не будет Verification - будет Vary Fecation. Доказательство:

Безбалочное перекрытие толщиной 200мм. B25, А400. Колонны 600x600 шагом 6x6м. Полная нагрузка - 15кПа.

Задаю участок вокруг колонны в четверть пролета в обе стороны (примерно через нулевые моменты) - т.е. квадрат 3x3м. По контуру дополнительно задам распределенную нагрузку 30 кН/м (средняя поперечная сила по разрезу). Для такого участка легко определить расчетный момент над колонной - это просто консоль.

M = (15кПа * 3м) 1.5м ^2 / 2 + 2 * 30кН/м * 1.5м ^2 / 2 + 3м * 30кН/м * 1.5м = 253кНм.
As = 253кНм / (0.8 * 0.150м) / 35кН/см2 = 60см2.

Это суммарный момент и суммарное армирование на всю ширину участка (3м). Старые книги, пособие Минстроя и указания СП14 по-разному распределяют эту арматуру по ширине. Независимо от того, как перераспределятся усилия, меньше арматуры в сумме брать нельзя, иначе она просто не уравновесит момент от нагрузки.

Дальше - результаты расчета в Старке. Размеры сетки заданы исходя из разбивки пролета на:

• 6 элементов - так сделано на картинках в шапке темы
• 8 элементов - минимум, при котором Старк дает погрешность по моментам на опоре в 5% (правда, при опирании по всей ширине, а не при точечном)
• 10 элементов - минимум, при котором Старк дает погрешность по поперечной силе на опоре в 5%
• 20 элементов - так разбита сетка в пособии Минстроя, два элемента по ширине колонны
• 40 элементов - контрольное удвоение сетки

Расчет сделан в трех вариантах:

• Без АЖТ
• С АЖТ. Такие схемы Старк генерирует автоматически.
• С повышением жесткости пятна колонны в 10раз вместо АЖТ. В Старке есть альтернативный способ автогенерации стыка - "статическая гипотеза", но она не работает в новом решателе, так что тут все сделано вручную.

Результаты:

При любой сетке - от грубой до сверхмелкой - суммарный момент верный с достаточной точностью.

Элементы, попавшие внутрь АЖТ, не изгибаются, и усилия в них нулевые. Из-за этого на сечениях провалы, а суммарный момент вполовину меньше при любой сетке. Можно включить показ реакций в опорах, выписать усилия в вершинах АЖТ, привести их к центру и получить правильный ответ, но это лишняя ручная работа.

На грубых сетках привирает в запас, на мелких дает правильный ответ. На сетке обычного размера (8-10 элементов на пролет) годится как простой способ "накинуть чуток арматуры". Минус в том, что в Старке он не полностью автоматический, надо создать схему с АЖТ, изолировать следы колонн, переназначить жесткости и АЖТ удалить. Как вариант, можно сгустить сетку вокруг колонны, но это опять вручную. Еще забавно, что момент внутри колонны (130кНм) равен моменту на остальной ширине плиты (60кНм + 60кНм) - возможно, это объяснение требования п 6.8.12 СП14 о пропуске 50% арматуры через зону колонны.

При любой сетке армирование правильное.

Сообщение от nick.klochkov можно без особых проблем исключить эту манипуляцию со сгущением сетки и применить регулярную - хоть прямоугольную, хоть треугольную, хоть адаптированную прямоугольную

Сообщение от nick.klochkov связка сапфир-лира-сапфир вполне с необходимой для практики точностью решает эту проблему

Во вложении - FEA для Старка и SLI для Лиры. Как получить такое же армирование в Лире на первых трех слева сетках?

[Нубий-IV]

Сообщение от tigra-18 на курсах по ING+

А формулки по элементам на курсах не показывали? У Старка в справке - только ссылки на диссертации, которых нет в свободном доступе.

Например, в элементах Скада или Лиры понятно, откуда усилия берутся, про это в любых книгах по МКЭ пишут. Например, можно взять один элемент (1x1м, t200, B25), закрепить его жестко во всех узлах и задать смещение одного узла вверх. Элемент интерполирует перемещение ω полиномом, его легко подобрать. А дальше по формулам из учебника по теории пластин находятся напряжения - дифференцированием прогибов.

Забавно, что изгибающий и крутящий момент Скад по-честному считает во всех четырех узлах и в центре, а поперечную силу - только по центру, в углах выводит фальшивые значения; наверное, перед Лирой стесняется. Лира показывает в центре точно такие же значения - значит, там такие же элементы, и значения в узлах не вычисляются только из вредности. А вот у Старку ничего не стыдно показывать, зато значения в узлах совсем другие, и откуда они берутся - без формул непонятно.

Кому интересно - во вложении FEA для Старк, SPR для Скада, SLI для лиры и WXMX для Максимы.

Сообщение от tigra-18 чем более нестандартны условия(разность примыкающих жесткостей, отношения размеров и т.д.) тем больше они косячат в итоговом результате

Это не гибридные элементы, это так МКЭ работает. Элементы интерполируют усилия простыми формулами, и чтобы получить сложную итоговую эпюру, надо взять достаточно элементов. Для консоли с силой на конце хватит одного элемента, потому итоговая эпюра прямолинейная, под нее эпюру даже в одном элементе подогнать можно. А плиту возле АЖТ придется разбивать мелко, потому что логарифмическую бесконечность одним полиномом точно не обвести.

Вообще самое понятное объяснение МКЭ видел в книге "Конечные элементы и аппроксимация. Зенкевич О., Морган К." В местной библиотеке ее нет, но в интернете есть. Там просто и доходчиво объясняют, как изобрести МКЭ с нуля. Всего полторы сотни страниц, и примеры, которые можно решать на бумажке. В других книгах обсуждают уже готовые формулы без объяснений, откуда они взялись, и матричные формулы длиной в страницу осилят только те, кто сел свою программу писать.

Сообщение от tigra-18 замоделить стык перекрытия(например толщиной 200 мм) с колонной(например 400х400) телами и показать что получится

Старк изополя по 3D-элементам не строит, только оцифровки. Показать можно разве что картинки такого вида:

В любом случае это просто слегка поменяет распределение напряжений по высоте сечения с треугольного на криволинейное, что соответствует некоторому изменению изгибной жесткости в оболочечной модели. А несущую способность с учетом трещин и чего-там-еще-в-бетоне-есть все равно поймать не получится. То есть смысл такого расчета мне не ясен.

[tigra-18]

Сообщение от Нубий-IV А формулки по элементам на курсах не показывали?

- я в теорию не сильно вдавался(абстрактное мышление у меня не очень развито, по-этому эти сведения посчитал излишними), но помню что для базовых элементов - точка, линия, 4-х и 3-х узловая пластина эти формулы были, для остальных, в т.ч. гибридных, преподаватели их не выдали(или не знали) и я т.д. это коммерческая тайна и нигде их не приведут.

Сообщение от Нубий-IV Старк изополя по 3D-элементам не строит, только оцифровки. Показать можно разве что картинки такого вида

- я предполагал, что вы сделаете несколько срезов - по грани колонны и по ее центру, на основе своих знаний сможете пересчитать напряжения в элементах в привычные значения моментов, поперечных сил и сравнить с картиной усилий в плите при использовании плоских оболочек. Теоретически с первой часть, в Лире я могу поразвлекаться, а на вторую часть у меня знаний(и пониманий) не хватает. Целью данного расчета, мне видится подтверждение(или не подтверждение), что методика моделирования точечного опирания безбалочного перекрытия на колонны в актуальных, на территории РФ программах дает, правильное армирование. Приведенный вами пример - колонна 600*600 по сетке 6000*6000 под перекрытие толщиной 200, даже с нагрузкой 15 кПа как-то не очень реалистична. И насчитанное теоретическое армирование 60 см2(примерно 10 д28), если запихать в проекцию колонны и если еще учесть арматуру от продавливания, то для бетона не останется места. А если взять по грани, в вашем примере, то там что-то около теоретическое армирование 24 см2 (примерно 10 д18), тоже конечно не айс, но места для бетона больше остается.

Offtop: Кстати в тестах все прекрасно, а в реальности влияние сетки КЭ, например разбивка на 400*400 и 500*500, или учащение разбивки в пилонах относительно перекрытия, как-то очень значительно на армирование в энтих точках сингулярности и при одинаковой нагрузке армирование может в разы отличаться, что часто вызывает непонимание(и возмущение по необходимости переделки уже разработанных чертежей).

[Poreth]

Сообщение от Нубий-IV Как получить такое же армирование в Лире на первых трех слева сетках?

А можно чуть подробнее что надо получить в Лире то?
Близкие к ручным результатам цифры при заведомо огромных размерах КЭ?

[DMSskop]

Есть же тема https://forum.dwg.ru/showthread.php?t=86844 , там условия для корректных размеров сетки.

[Itoshii]

Из практического интереса решил сравнить моменты и армирование в конструкции "бесконечной" неразрезной балки выполненной слева стержневыми кэ, справа оболочками в SCAD 21.1.

Понятно, что балка неразрезная и моменты будут на крайних опорах большими, а к середине уменьшаться до среднего значения. Схему в виде рисунка прикладываю.
Ширина балки и плиты 6 м. Толщина/высота плиты 200 мм. В25, А500С. Нагрузка 9 кПа на плиту и 9*6=54 кН/м на балку.
Моменты на средних опорах подустаканились (на 3 опоре М=165 кН*м, на 4ой опоре с края 171 кН*м) и для анализа беру именно средние опоры (4 опору и среднее).
Узел опирания выполнил стержневым кэ просто в узел плиты (2 места), далее делал паука из стержневых кэ и АЖТ (выявил разницу между ними не более 2%). Паук по контуру колонн. Колонны 400х400. Пролёты 6 м.
По верху колонн делал шарниры в плоскости пролетов.
Сделал 2 расчётные схемы с размером кэ 400 мм и 200 мм.

Анализировал усреднённые моменты в середине кэ оболочек.

Согласен, что эксперимент не чистый, схема грубая и плохая. Но она же всегда такая будет в расчётах...

Выводы:
1) При моделировании плит оболочками в SCAD очень серьёзно теряется опорный момент, а вслед за ним и армирование.
При моделировании кэ размерами 400 мм не хватает 15-20% от момента, при моделировании 200 мм не хватает 6-15%.
Потери арматуры не выявилось только в схеме с размером кэ 200 мм и стыком колонны и плиты стержень в узел без паука АЖТ.
Потерю моментов ещё можно списать на анализ центров кэ и усреднение моментов.
Но потерю армирования ничем не восполнишь.
Почему не падают все здания в РФ построенные за эти 30 лет. Арматура подбирается по ширине трещин и до прочности ещё обычно как раз запас 30-40%. Видимо просто трещины у колонн раскрываются сильнее, чем в расчёте, там лежит пол и трещины никто не видит. А по прочности на изгиб есть запас который и используется.

Численно
Опорный момент в балке 162 кН*м, арматура 44 см2 А500С (на рисунке неправильно его показал, извините). Потом сделал ещё третью схему только с балками стержнями с теми же пролетами и теперь взял момент с неё. Это правильнее.
400 мм кэ, колонна просто в узел в оболочки. Опорный момент во всех плитах усреднённый на всю ширину плиты 6 м Мср=144,4 кН*м, разница М 89% от балки, а армирование 86% от балочного.
400 мм кэ, паук ажт. Опорный момент во всех плитах усреднённый на всю ширину плиты 6 м Мср=134,5 кН*м, разница М 83% от балки, а армирование 82% от балочного.
200 мм кэ, колонна просто в узел в оболочки. Опорный момент во всех плитах усреднённый на всю ширину плиты 6 м Мср=160 кН*м, разница М 99% от балки, а армирование 104% от балочного.
200 мм кэ, паук ажт. Опорный момент во всех плитах усреднённый на всю ширину плиты 6 м Мср=145 кН*м, разница М 90% от балки, а армирование 82% от балочного.

Выделил то, как я обычно моделирую эти узлы стыка плит и колонн (пауком АЖТ по контуру колонн). Получается везде недокладывал 18% арматуры. Это очень страшно.

Нубий-IV, получается, что надо переармировать на 20% по сравнению с пятном в SCAD 21.1.
Но как это объяснить начальству и заказчикам теперь. Моделирование узла стыка общепринято...

[Grim]

Надо же, сравнить мягкое с теплым и делать выводы про переармирование и недоармирование!

[eilukha]

Сообщение от Itoshii и до прочности ещё обычно как раз запас 30-40%

- недогруз по прочности обычно 50 %.

[Нубий-IV]

Сообщение от UnAtom Нубий-IV - Как вы понимаете этот пункт?

Никак не понимаю. Особенно в сочетании с требованием принимать M/W не более 0.5 N/A (почему не 2 и не 1.5?). Сначала момент делится на изгибный и продавливающий, затем часть продавливающего куда-то выбрасывается. Чем воспринимается выброшенный кусок? Кручением? В изополях моментов плиты вообще никакого понижения момента от колонны не происходит - значит, подобранную по ним арматуру надо не увеличивать, а уменьшать на Mloc / 2? Никак не учитываю этот пункт, потому что нельзя выполнить то, не знаю что. Пока не появится учебник или руководство с примерами расчета - и не надеюсь понять. Я себя вообще в последнее время шаманом называю. Думаю, так и должна называться моя должность в должностной инструкции. "Прошу выделить средства на обновление бубна до версии 2020.R3 в связи с вступление в силу актуализированных сводов заветов высших жрецов".

Сообщение от tigra-18 насчитанное теоретическое армирование 60 см2

Это сумма на всю плиту, на три метра ширины. 20 см2/м - в среднем d16-100. А пролеты, толщины и нагрузка взяты из книги Дорфмана, только что колонну вместо 300x300 взял 600x600, чтобы глюки вокруг АЖТ стали заметнее.

Сообщение от tigra-18 Целью данного расчета, мне видится подтверждение(или не подтверждение), что методика моделирования точечного опирания безбалочного перекрытия на колонны в актуальных, на территории РФ программах дает, правильное армирование.

Это ж надо с экспериментами сравнивать, а у нас ими никто не занимается. В лучшем случае можно с той же книгой Дорфмана свериться, там результаты испытаний приведены. Моделирование стыка в 3D где-то на форуме было, и статьи в журналах попадались. Пускай таким ученые развлекаются, им, может, эта схема про проекцию трещины что подскажет, или про соотношение между изгибающим и продавливающим моментами. Что там интересного для инженера, кроме героической битвы с концентраторами напряжений по углам - не понятно.

Сообщение от tigra-18 учащение разбивки в пилонах относительно перекрытия, как-то очень значительно на армирование в этих точках сингулярности и при одинаковой нагрузке армирование может в разы отличаться

А сумма по сечению - постоянна, и совпадает с ручным счетом. Видимо, по ней и надо ориентироваться. И помнить, что если возле АЖТ недостаточно мелкая сетка - момент будет занижен.

Сообщение от Poreth Близкие к ручным результатам цифры при заведомо огромных размерах КЭ?

Это был ответ на пост с утверждением, что сетка неважна, и Лира справится. А густота сетки в шапке темы - именно такая, "заведомо огромная". Вот Старк на такой сетке абсолютно точный ответ выдал, потому что в узлах арматуру подбирает. С Лирой не работал, и мне интересно, как Лировцы в таких случаях выкручиваются. Вопрос темы же звучит "как прочитать мозаику армирования с грубой сетки".

Сообщение от Itoshii Из практического интереса решил сравнить моменты и армирование в конструкции "бесконечной" неразрезной балки выполненной слева стержневыми кэ, справа оболочками в SCAD 21.1.

То же в Старке:
Разбивка - 8 элементов на пролет, для Старка нормально (в Скаде лучше брать побольше).

Сумма моментов соответствует нагрузке:
ql^2/8 = (9*6)*6^2/8 = 243кНм.
Mопорный + Mпролетный = 176 + 67 = 243кНм.
Что балкой моделировать, что оболочкой - результат один.

Усилия - узловые, если брать по центру тяжести, будет ошибка:

[tigra-18]

Сообщение от Нубий-IV как прочитать мозаику армирования с грубой сетки

- вообще- то вопрос звучит по другому - "Как анализировать результаты армирования в зоне колонн". Так-то можно, по словам одного форумчанина, "как дурачок из танка" забабахать в пятно колонны арматуры по МКЭ расчету и потом наблюдать свое творение либо в БСК либо в "Опять обрушение". А хотелось бы выполнить работу как инженер, с пониманием и возможно потверждением, где можно на картинку с МКЭ расчета можно забить, а где не стоит.

----- добавлено через ~17 мин. -----
Offtop: Еще непонятно - зачем грубую сетку, пережиток когда машинное время дорого стоило и его нужно было экономить, тащить в современную практику? или все-таки мелкая сетка, за исключением точек сингулярности, приносит больше вреда чем пользы?

[Itoshii]

Сообщение от Нубий-IV Усилия - узловые, если брать по центру тяжести, будет ошибка: Суммарный опорный момент по центру тяжести - 123 кНм (-30%)

Нубий, это всё прекрасно звучит пока не осознаешь, что сам по себе скад и армирование в этих узлах тоже считает неправильно. Видимо, армирование считается по усреднённым моментам из центра кэ.
Из справки скада.

Так как в нормах (за исключением СП 63.13330) не оговорена процедура проверки арматуры в элементах оболочек, плит и т. п., то в комплексе SCAD для этого использована методика, предложенная Н.И. Карпенко [3]. На данной методике основаны и рекомендации СП 63.13330. Основные положения этой методики приведены в разделе Основные принципы подбора арматуры в конечных элементах плиты и оболочки. Следует отметить, что они соот*вет*ствуют общим положениям расчета плоскостных конструкций, приведенным в п. 1.38 СНиП [6].

Изополя усилий в пластинах При использовании конечно-элементного подхода в пе*ре*мещениях вычисление напряжений связано с рядом проблем. Локальный поэлементный подсчет напряжений при*водит к полям напряжений, имеющим разрывы на межэлементных границах (рис. 1). Для получения уз*ло*вых напряжений в этих случаях прибегают к тому или иному методу усреднения вкладов напряжений отдельных элементов в их общий узел (усреднение по звезде элементов узла). В программе предусмотрено, что для каждого из ко*неч*ных элементов эти усилия вычисляются в серединах (в центре тяжести) и в точках примыкания к узлам расчетной схемы. Затем для узла вычисляется среднее арифметическое значение указанных усилий по точкам при*мыкания всех элементов, сходящихся в узле и определяющих рассматриваемое усилие, при условии, что та*кие элементы расположены примерно в одной плоскости. Само понятие «примерно в одной плоскости» регулируется значением «параметра пологости», который по умолчанию принимается равным 0,95 (это есть коси**нус угла между нормалями к смежным элементам, равного примерно 18°), но может быть заменено пользователем. Именно по указанным среднеарифметическим значениям строятся изополя или изолинии, эти же значения выдаются на экран при соответствующей настройке режима выдачи результатов. По поводу сказанного следует заметить, что осреднение имеет смысл для так называемых регулярных узлов, где не следует ожидать скачкообразного изменения усилий. Тогда оно дает значение, при*ближающееся к ожидаемому «плавному» решению (рис. 2, а). Для тех случаев, когда в узле ожидается появление скачка значений внутренних усилий (рис. 2, б), осреднение значений такой скачок сглаживает, что может привести к недоразумениям. Следовательно, в тех случаях, когда в узле при*ложено сосредоточенное воздействие, или же там наложена связь, или, наконец, в районе узла происходит скачкообразное изменение жесткости, к выдаваемым узловым значениям следует от*нестись с осторожностью. ... В упомянутых случаях можно проверить себя выдачей подробных данных о напряженно-дефор*ми*ро*ванном со*стоя*нии элементов, т. е. при настройке пара*метров гра*фической среды назначить вывод значений силовых факторов в узлах пластин. ... Но программа предоставляет и другие возможности. Если нажать правую клавишу мыши на кнопке , то появится многостраничное диалоговое окно Настройка фильтров отображения информации. На странице Оцифровка изолиний/изополей в группе Выводить можно выбрать следующие опции: Среднее значение; Минимальное значение; Максимальное значение; Невязку. Описанная выше процедура осреднения используется по умолчанию. Опция Среднее значение описана выше. При выборе опций Минимальное/Максимальное значение при построении изополей и изолиний в качестве значения фактора в узле используются соответственно минимальные/максимальные значения выбранного фактора из значений фактора в элементах, примыкающих к узлу. Опция Невязка приводит к отрисовке изополей и изолиний, для которых значение в узле равно разности максимального и минимального значений фактора в примыкающих элементах. Это позволяет оценить ошибку осреднения.

Оболочка Подбор выполняется с учетом следующих силовых факторов, вычисленных в центре элемента: ноpмальные напpяжения — Nx, Ny (только в оболочках); касательные напpяжения — Txy (только в оболочках); кpутящий момент — Mxy; пеpеpезывающие силы — Qx, Qy; изгибающие моменты — Mx, My. В pезультате pаботы модуля вычисляются площади веpхней и нижней продольной аpматуpы, а также площади и шаги поперечной аpматуpы. На рис. 1 для сечений элемента железобетонной оболочки приведено pаспо*ложение и идентификация веpхней и нижней продольной аpматуpы, а также поперечной арматуры.

Если я читаю правильно, то Мх и Му это моменты из центра кэ. Да и по результатам армирования тоже ясно виден этот недобор арматуры.

Общепринятым является размер кэ 400-500 мм и моделирование стыка колонна-плита, когда контур колонны задаёт размеры окружающим кэ. То есть для колонны 400х400 мм кэ вокруг принято моделировать 8 кэ размерами 400х400 мм.
100% моих зданий сделаны с запасом не более 5% по этому опорному моменту.
Это караул.
В скаде можно изменять отображение моментов в узлах и в центре (среднее, невязка, макс., мин.). Но модуль армирования всегда будет брать для расчёта только среднее значение с ошибкой от невязки.

Значит общепринятое моделирование узлов стыка колонн и плит в скаде неправильное. Надо изменять это моделирование с увеличением, армирования на 20%.

Нубий, вам вообще этот узел интересен ?
Или нет сил бороться с традициями на местах ?

Также тут интересно мнение СергеяКонстр. Что вы скажите про эти результаты моделирования стыка колонна-плита в скаде ? Как делаете сами ?



************** Обновление ********************

Сделал второй расчёт.
Квадрат 6х6 м плита 200 мм В25 А500С стоящая на одной колонне по центру. Нагрузка те же 9 кПа на плиту и 54 кН/м на балку. Данная расчёт уже самый что ни на есть чистый и идеальный.
Результаты ещё более шокирующие.


Балка (идеальная образец сколько должно быть)
Моп=243 кН*м
Верхнее армирование 70,1 см2 А500С

Разница % дана не по величинам у опоры, а по усреднённым величинам кН*м и см2 по всей ширине плиты.
Оболочки 500х500 мм
Момент у опоры среднее значение Моп=49,7 кН*м/м разница 76,3%
Момент у опоры максимальное значение Моп=-//- кН*м/м
Верхнее армирование у опоры 12,2 см2/м разница 65,3%

Оболочки 400х400 мм
Момент у опоры среднее значение Моп=54 кН*м/м разница 78,1%
Момент у опоры максимальное значение Моп=-//- кН*м/м
Верхнее армирование у опоры 13 см2/м разница 68,8%

Оболочки 300х300 мм
Момент у опоры среднее значение Моп=61 кН*м/м разница 80,3%
Момент у опоры максимальное значение Моп=-//- кН*м/м
Верхнее армирование у опоры 16,8 см2/м разница 73,5%

Оболочки 200х200 мм
Момент у опоры среднее значение Моп=67,9 кН*м/м разница 82,6%
Момент у опоры максимальное значение Моп=-//- кН*м/м
Верхнее армирование у опоры 18 см2/м разница 77%

Оболочки 100х100 мм
Момент у опоры среднее значение Моп=71,8 кН*м/м разница 90,4%
Момент у опоры максимальное значение Моп=-//- кН*м/м
Верхнее армирование у опоры 21,35 см2/м разница 79,6%

Дальнейшее уменьшение сетки до 50 мм увеличивает армирование на 2%, что уже в рамках недостатка 20% совершенно не требуется.
Уменьшением сетки момент и армирование не добрать.
Необходимо изыскивать другие методы моделирования узла стыка колонна-плита.

Во всех вариантах моделирования узла как ни делай есть большая недопустимая погрешность момента и армирования не в запас.
При наиболее частом виде моделирования колонн 400х400 мм вокруг такими же кэ погрешность такая что будет недоложено арматуры 32%.
При уменьшении сетки у колонны до 100 мм погрешность момента не хватает 10%, армирования недоложено 20%.
Как ни делай всё плохо.
На этом фоне все остальные темы данной ветки форума как-то меркнут...


Причём невязкой результатов по справке скада этот недостаток М и армирования необъяснить. В узле моменты средние и максимальные одинаковы.
Что именно ворует момент и арматуру не ясно.

[Нубий-IV]

Сообщение от Itoshii Видимо, армирование считается по усреднённым моментам из центра кэ.

Это легко проверить. Задаю один конечный элемент 1x1м, с одной стороны жестко защемляю два узла, с другой - задаю вертикальную нагрузку 40кН. Получается консоль, с моментом в заделке 40кНм (As = 6.6см2), а в середине - 20кНм (As = 3.2 см2). В пересчете на 6м ширины это 240 кНм и 40 см2.

Момент и арматура у Старка явно взяты по узлам в заделке. У меня Скад - только демка, арматуру я не могу посмотреть. Но если Скад армирует по узлам - получится 6.5см2, по центру - 3.2см; моменты-то на изополях он точно в узлах умеет получать. Схемка - во вложении, без армирования.

Сообщение от Itoshii Балка (идеальная образец сколько должно быть) Моп=243 кН*м Верхнее армирование 70,1 см2 А500С

Что-то арматуры многовато.

Усилие в арматуре Ns = M / (0.8 * h0) = 243 / (0.8 * 0.150) = 2000 кН
Площадь арматуры As = Ns / Rs = 2000 / 43.5 = 46 см2.

Процент армирования 46/(15*600) = 0.5% - сильно меньше 2%, плечо можно брать 0.95. Вторая итерация:

Ns = 243 / (0.95 * 0.150) = 1700 кН
As = 1700 / 43.5 = 39 см2.

Ровно столько же подбирает Старк.