[CEBEP]

Помогите осознать как вообще-то это должно выглядеть
Исходные данные теоретические,для примера:
Каркасная конструктивная система. Вертикальные несущие элементы-Пилоны.
Горизонтальные несущие элементы – безбалочная бескапительная плита 200мм.
Здание размерами18х18м. с одинаковым шагом в обоих направлениях равным 6м.
5 этажей. с подвалом.
всё класса В25.
Фундамент, к примеру, свайно-плитный.
2. Расчетный комплекс- SCAD.

Начнемс планомерно продвигаться по СП52-103-2007:
1) [п_6.2.2] – т.к. у нас есть подземные и надземные и фундамент – будь добр делай в стадии монтажа и эксплуатации. мало того, еще и с трещинами от температуры.
так? а если подвала нет – то и не надо? )
2) [п_6.2.3] – расчет в общем случае в пространственной постановке с учетом совместной работы надземных и подземных, фундамента и основания.
В каких случаях случай не общий ?)
3) [п_5.14] - У нас пространственная рама-этажерка. (я правильно понял?=) )
И значит у нас стыки УСЛОВНО ЖЕСТКИЕ. => «Податливость стыков учитывают введением коэффициентов, понижающих изгибную жесткость элементов»
Коэффициенты те же что и в п.5)-?
и «После образования в стыках колонн наклонных трещин, их податливость еще более возрастает».
как это учитывать?
4) Идем дальше. Дальше говориться что нужно использовать и линейные, и нелинейные жесткости жб элементов.
одни линейные использовать нельзя. так?
5) Дальше. ПЕРВАЯ СТАДИЯ РАСЧЕТА.
собрали мы схемку. зашли в жесткости scad. Выбираем там бетон В25. Скад нам рисует модуль упругости 3.06е+006 т/м2.
но согласно [п.6.2.6], в первом приближении для данной стадии расчета (причем с учетом длительности действия нагрузки) берем:
для плит - E=Eb*0.3=30,0 (МПа∙10-3) *0.3=9,18е+05 т/м2
для вертикала - E=Eb*0.6=30,0 (МПа∙10-3) *0.6=1,84е+06 т/м2
где Eb-начальный модуль упругости БЕТОНА по табл. 5,4 СП52-101-2003.
ИЛИ
надо брать Ebt по формуле (5,3) СП52-101-2003 ? или надо вообще несколько случаев на длительное действие Ebt , на кратковременное – Eb ? и если да, то что за случай такой когда кратковременное?
коэффициент Пуассона допускается принимать равным - 0,2.
(кстати, в каких случаях его нужно понижать до 0,15-0,17 ?)
6) альтернативная версия ПЕРВАЯ СТАДИЯ РАСЧЕТА
согласно п.6.2.7 СП52-103-2007 – есть деление плит на элементы с трещинами и без.
тогда схема иная-линейный расчет с начальным модулем 3.06е+006 т/м2. потом смотрим в скаде где раскрытие трещин (кстати, продолжительных или нет?)-выделяем зоны с трещины и назначаем им жесткость *0,2. конечные элементы без трещин-умножаем модуль на 0,3. вертикал-на 0,6.
Верно ли?
7) Пересчитали схему. получили арматуру.-ИТОГ первой стадии.
8) ВТОРАЯ СТАДИЯ РАСЧЕТА
самое интересное)
армирование уже не изменяется. проверяем только прогибы. так?
для этого надо для каждого полученного типа армирования получить уточненную жесткость и кривизны руками? (о чем как раз я так понимаю говорит Ходыкин)
и потом куда это всё добро в скаде сувать?)
или же, если я правильно понял тов.Кабанцева, хватит на этом?(что кажется странным,возможно я его не правильно понял.т.к. выступлений его не слышал.у него не учился. только читал)

[realdoc]

Сообщение от Boris_1 Очень интересно посмотреть как DVKSPB, жесткости принимает. Хотя более чем уверен, что он не сознается.

Зачем Вам кого-то подлавливать. Делайте так как уверены для себя, а если не уверены, то делайте как написано в нормах.

Сообщение от Бахил 1. Из упругого расчёта получаем усилия. В этом расчёте жёсткости принимаются как для бетонных сечений без арматуры и без всякого снижения начальных модулей бетона. 2. По этим усилиям, из расчёта по прочности (1 пс) устанавливаем армирование и конструируем. 3. Далее делайте что хотите: считайте в нелине, вводите понижающие коэф. для жесткостей колонн, ригелей, плит и прочие извращения. Считайте деформации, трещины. Можете увеличивать арматуру, но ни в коем случае не уменьшайте площадь арматуры, полученной по п. 2. Такой подход позволит в какой-то мере снизить вероятность разрушения вашего объекта.

Это полный бред и не имеет никакого отношения к запасу несущей способности.
По сути Вас спасает работа конструкции по методу предельного равновесия. Если бы железобетон так не работал, вашим конструкциям пришел бы конец. Неправильное определение жесткостей=неправильное определение усилий.

Сообщение от Бахил Яркий пример того, как не надо считать.

Ну давайте покажите, как тот же самый ригель посчитаете Вы:
1. Нижняя часть предварительно напряженная, сборная.
2. Верхняя часть монолитная, без предварительного напряжения.
3. Естественно, к моменту укладки бетона в нижней части есть усилия от обжатия предварительным напряжением, выбрал быстронатекающую ползучесть и усадку.
Еще пару маленьких проблемок я пока держу в уме.

----- добавлено через ~11 мин. -----
Ну и для тех, кто считает, что все это ерунда - выводы по результатам расчета из заключения:
1. Несущая способность опорных сечений нормальных к продольной оси элемента на действие изгибающего момента обеспечена - максимальный действующий изгибающий момент
при расчете ригеля как упругой системы 181кН*м, при расчете ригеля с учетом возможного распределения жесткостей 153кН*м, предельный изгибающий момент для опорных сечений ригеля – 246,1кН*м.
2. Несущая способность пролетного сечения нормального к продольной оси элемента на действие изгибающего момента обеспечена - максимальный действующий изгибающий момент при расчете ригеля как упругой системы 105кН*м, при расчете ригеля с учетом возможного распределения жесткостей 134кН*м, предельный изгибающий момент для опорных сечений ригеля – 274,4кН*м.

Благо что там такие-же "запасники" проектировали - запас в два раза и по опорному и по пролетному сечению. Проектировали бы с запасом в 10% относительно того распределения которое им казалось верным - попали бы в нехорошую ситуацию - текучесть арматуры и повышенное раскрытие трещин.

[miko2009]

offtop:realdoc не стоит так серьезно воспринимать слова Бахила он любитель потролить людей

[Бахил]

Сообщение от realdoc при расчете ригеля как упругой системы 181кН*м, при расчете ригеля с учетом возможного распределения жесткостей 153кН*м

Сообщение от realdoc ри расчете ригеля как упругой системы 105кН*м, при расчете ригеля с учетом возможного распределения жесткостей 134кН*м,

Ну так неправильно приложена нагрузка от с.в. до замоналичивания узлов. Это первое.
И второе. Хорошо, что армировалось не по твоему расчёту, а то бы всё давно развалилось.
Конечно, если снизить жёсткость ригеля по сравнению с колонной в 2 раза, то опорный момент уменьшится, а пролётный увеличится.
И последнее. Где собственно нелинейный расчёт?

[Boris_1]

Сообщение от realdoc Сообщение от Boris_1 Очень интересно посмотреть как DVKSPB, жесткости принимает. Хотя более чем уверен, что он не сознается. Зачем Вам кого-то подлавливать. Делайте так как уверены для себя, а если не уверены, то делайте как написано в нормах.

Да никого я не хочу подловить. Человек на протяжении нескольких страниц утверждает, что все выполняют расчеты неверно. Вот хочется теперь поучиться у умного человека.

[realdoc]

Сообщение от Бахил Ну так неправильно приложена нагрузка от с.в. до замоналичивания узлов. Только и всего.

А... понятно, теперь все встало на свои места. А я-то все ломал голову - почему оно так получается.
На момент замоноличивания ригель не загружен собственным весом - он лежит на временных стойках.
181-153=28
105-134=-29.
Это Вам ни о чем не говорит? Момент какой был, такой и остался, только из-за значительного снижения жесткости опорных сечений он перераспределился в пролет. Небольшая разность из-за того, что второе опорное сечение по-другому работает немного.
Почему-же в данном случае снижение опорных сечений значительное? потому что нижняя часть предварительно напряженная и трещины в ней необразуются, т.е. коээфициент снижения близок к 1. Вот и считайте - в расчете с начальными жесткостями - на опоре 1 и в пролете 1. Или 0,3 и 0,3 кому как легче. В неупругой - 0,3 и 1. Если грубо, то примерно так.
Допустим Вы получили первую эпюру, на какие моменты Вы бы заармировали сечения. Ну вот честно. Считаете Вы такой ригель. Моменты 183 и 105 соответственно. Армирование на какие моменты и с какими запасами подберете?

Сообщение от Бахил И второе. Хорошо, что армировалось не по твоему расчёту, а то бы всё давно развалилось.

Плохо что тот человек, который это проектировал не смог и двух слов связать в экспертизе в защиту своих расчетов. И мне пришлось делать эти расчеты.

Сообщение от Бахил И последнее. Где собственно нелинейный расчёт?

А диаграммы все эти для чего в расчете приведены? По ним видно, что они нелинейны.

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от Boris_1 Человек на протяжении нескольких страниц утверждает, что все выполняют расчеты неверно. Вот хочется теперь поучиться у умного человека.

Да тут дело такое - надо самому много прорешать и прочувствовать. И вот после этого можно утверждать, где можно забивать, а где нет. Я же об этом и писал - надо почувствовать грань.

----- добавлено через ~5 мин. -----

Сообщение от Бахил Конечно, если снизить жёсткость ригеля по сравнению с колонной в 2 раза, то опорный момент уменьшится, а пролётный увеличится.

С точностью до наоборот. Если весь ригель более гибкий, то опорные моменты вырастут.
Это проще понять если наоборот увеличить жесткость колонны в 2 раза - жесткость заделок выросла, опорные моменты выросли.

[DVKSPB]

Сообщение от Boris_1 Очень интересно посмотреть как DVKSPB, жесткости принимает. Хотя более чем уверен, что он не сознается.

Да я уже раньше честно признался, что расчетами статически неопределимых ж.б. конструкций не занимаюсь. И не занимаюсь я этим именно из-за того, что не существует научно обоснованной методики таких расчетов.

Сообщение от Boris_1 Человек на протяжении нескольких страниц утверждает, что все выполняют расчеты неверно.

Хочу обратить внимание, что не просто утверждаю, но и привожу аргументы в пользу своей позиции. И никто пока эти аргументы не опроверг. Их попросту предпочитают не замечать.

Сообщение от Boris_1 Вот хочется теперь поучиться у умного человека.

Я бы тоже поучился. Только вот беда, на протяжении всей темы никто так и не пояснил, как же правильно назначать жесткости ж.б. элементам. К слову сказать, когда-то очень давно, еще в 80-х годах я сам писал программы расчета методом конечных элементов. Так что, наверное, кое-что в теории понимаю.

[swell{d}]

Сообщение от DVKSPB Только вот беда

да беда ваша высосана из пальца. дома строят, они стоят в большинстве своём. если упираться в то, что ничего сложнее простой балки мы точно посчитать не можем, так давайте считать не точно, но чтобы стояло

[atos88]

Рекомендации по назначению жесткостей при расчете из американских норм (aci 318-11m)

Сообщение от DVKSPB Только вот беда, на протяжении всей темы никто так и не пояснил, как же правильно назначать жесткости ж.б. элементам.

Кто читал не только себя в этой теме, тот прекрасно увидел эти пояснения.

[Бахил]

realdoc, так ты сделал линейный расчёт с другими жесткостями. Подсказка: работы внешних и внутренних сил на соответствующих перемещениях должны быть равны. Диаграммки конечно красивые и смотрятся замечательно.
Offtop: И не надо мне "Выкать"

[realdoc]

Сообщение от Бахил realdoc, так ты сделал линейный расчёт с другими жесткостями.

Напоминает...

[SergeyKonstr]

Сообщение от swell{d} да беда ваша высосана из пальца. дома строят, они стоят в большинстве своём. если упираться в то, что ничего сложнее простой балки мы точно посчитать не можем, так давайте считать не точно, но чтобы стояло

Дима, респект.
Давно трындычу об этом.
Offtop: Ты вот уменьшаешь при расчете жесткости, а я нет, на досуге как-то загонялся этим уменьшением, терял по арматуре до диаметра.

Есть два расчетчика, Offtop: один плохой, другой хороший.
Один сделал расчет, другой его опроверг, при этом обосрав расчет первого
И вот вопрос, второй испытывал то, что первый рассчитал?
Если нет, Offtop: На хрен второго расчетчика
Если да, то честь ему и хвала.


От Евгения видим только теорию.

Сообщение от SergeyKonstr Ты вот уменьшаешь при расчете жесткости, а я нет, на досуге как-то загонялся этим уменьшением, терял по арматуре до диаметра.

Я не пойму, как же Вы определяете деформации конструкций и сооружения вцелом? Или считаете эти проверки необязательными?

[realdoc]

Сообщение от SergeyKonstr От Евгения видим только теорию.

В каком виде Вам представить мою практику? В виде построенных зданий или результатов лабораторных испытаний? Есть и то и другое.
Указанный выше расчет был проверен НИИЖБом, но это же тоже только теория. Главное практика - НИИЖБ так, слуги теории на пути практиков.
Расчет по экзотермии бетона был проверен в ЦНИИСКе, но это же так тоже теоретики.
Разница в том, что я владею и теорией и практикой, вы - только практикой и теорией на своем уровне. При этом те у кого уровень ниже - не понимают элементарных вещей, те у кого уровень выше - так, теоретики.

[miko2009]

Они армируют по упругой стадии , беря модуль упругости бетона и коэф. Пуассона некого гибрида , а потом делают 2-ую схему где считают по 2 ГПС уменьшая Е либо в сателитах прикидывают.

[swell{d}]

Сообщение от palexxvlad Я не пойму, как же Вы определяете деформации конструкций и сооружения вцелом? Или считаете эти проверки необязательными?

для жилья - плюс минус трамвайная остановка - удовлетворительная точность.

[realdoc]

Сообщение от Бахил realdoc, так ты сделал линейный расчёт с другими жесткостями.

Если серьезно. Суть нелинейного расчета не в том, чтобы идти по кривой, а в том, чтобы оказаться в нужной точке. Как ты в ней окажешься - без разницы. Поясняю на простейшем примере - представь диаграмму Прандтля для стали. Допустим имеем некоторую сталь с пределом текучести 400МПа, т.е. относительные деформации на пределе текучести - 0,002. Допустим ты хочешь узнать, какие напряжения будут при деформациях 0,004. Здесь конечно все просто - 400МПа, но не все случаи такие простые, но суть не в этом. Допустим ты задал такой вопрос мне и я тебе говорю - при деформациях 0,004 возьми модуль упругости 100ГПа и получишь верный ответ, но только при данном уровне загружения - деформации 0,004.
Повторюсь, не все случаи такие простые, но главное придти в правильную точку.
Это очень простой и действенный подход, в том числе он заложен и в СП63. И он же в некоторой мере предлагался еще Н.И.Карпенко в знаменитой монографии "Теория деформирования железобетона с трещинами", 1976г.

[miko2009]

Сообщение от realdoc Допустим имеем некоторую сталь с пределом текучести 400МПа, т.е. относительные деформации на пределе текучести - 0,002. Допустим ты хочешь узнать, какие напряжения будут при деформациях 0,004. Здесь конечно все просто - 400МПа

???

[Бахил]

Что-то скучно с вами стало.

Сообщение от realdoc Суть нелинейного расчета не в том, чтобы идти по кривой, а в том, чтобы оказаться в нужной точке.

Вот в этом как раз и заключается основная ошибка. Именно "идти по кривой". Все остальные пути ведут в никуда. Рад, что ты это понимаешь. Если пойдёшь другим путём, то можешь придти совсем не туда. Ну а по прямой - это как раз линейный расчёт.
Я просто пытаюсь (который год) донести простую мысль, что по методике СП нелинейный расчёт выполнить невозможно.
А какие жёсткости принимать можно спорить до бесконечности.
В металле всё гораздо проще - можно непосредственно применить любую теорию пластичности.
А то что жб работает нелинейно, кто ж спорит.

[realdoc]

Сообщение от miko2009 ???

А что не так? если площадка текучести горизонтальная. То при деформациях больше чем 0,002 всегда будет 400МПа или я что-то недопонимаю?

----- добавлено через ~3 мин. -----

Сообщение от Бахил Вот в этом как раз и заключается основная ошибка. Именно "идти по кривой".

Ну если тебе от этого легче, ни одна программа не умеет ходить по кривой и заменяет это линейными маленькими шажками аппроксимируя кривую.
Ты возьми, да покажи как надо.
Вот хотя бы на моем простом примере покажи ошибку.
Ну вот сказал я тебе - приезжай в Минск, на такую-то улицу, дом такой-то. Какая разница, по прямой ты туда приедешь или по кривой, самолетом или пешком. Да хоть на хромой кобыле - главное чтобы ты в Минск приехал, на улицу такую-то, дом такой-то.