[barmaley_21RUS]

Есть некая каркас ЖД на которую передаются немаленькие(десятки процентов от вертикальной) боковые нагрузки(подпор грунта с одной стороны). При обычном каркасе верхние этажи получают значительные перемещения, т.к. увеличивать сечение колонн не очень удобно, было принято решение понатыкать внизу стенок между колоннами. В итоге перемещения снизились, но в приопорных участках этих колоннах моменты, которые в плоскости стены, стали в 3-5 раз больше чем при отсутствии стены между колоннами, и соответственно очень неразумно увеличилось армирование.

Соединение колонн со стеной, в расчетной модели, сделано обычным способом(пока), без всяких шарниров, эксцентриситетов и т.д. Как обычный инженер я предполагаю, что фактическое сечение в данном участке состоит из колонны и некой части стены, следовательно жесткость участка больше и следовательно моменты должны быть меньше т.к. дополнительно распределяются на колонну и часть стены. Где я ошибаюсь? Или это просто особенности реализации МКЭ расчета и на это можно забить?

[ander]

Сообщение от barmaley_21RUS следовательно жесткость участка больше и следовательно моменты должны быть меньше

как-то нелогично. Ввели стену, она еще и перетянуть часть нагрузок должна была на себя.
Картинки есть, а то прочтение мне не дало однозначной картины из-за кажущихся опечаток? Диафрагмы между наружной и внутренней колоннами или стенка между двумя наружными?

[Letul]

Выложите расчетную схему.
По описанию нелогично как то получается.

[barmaley_21RUS]

Колонны внутренние, но по краю отсека

[newbee]

Нашли причину? У меня также. Очень сильно увеличивает поперечное армирование. К тому же заметил что если жб стена есть только с одной стороны там момента больше чем, у колонн у которых стена с двух сторон.

[seregaxxl]

Сообщение от newbee У меня также.

Покажите картинку что с чем там связано и завязано.
Так просто не понятно.

----- добавлено через ~2 мин. -----

Сообщение от newbee у колонн у которых стена с двух сторон.

это как? каких 2х сторон?
А стена в подвале? А если без стены то колонны на столбчатых фундаментах?
Да вот как-то не получается без картинки понять

[newbee]

Сообщение от seregaxxl Покажите картинку что с чем там связано и завязано

Надеюсь сможете помочь. Как видите на картинке там где колонна стоит между стенами подвала (зажата с ДВУХ СТОРОН стенами), нет проблем. А вот где колонна примыкает только с одной стороны там скачки моментов. Из-за чего большие показатели поперечной арматуры. Если что я новичок, не судите как опытного. На картинке Эпюры Му.

[seregaxxl]

Сообщение от newbee Как видите на картинке

Прости, я ничего не вижу.
Тут глаза сломать можно.
Скачал схему, нажал расчёт. Но давно этой лирой не пользовался, не знаю где оси пластин и стержней включить.
Схема прозрачная, эпюры только из линий и с обилием цифр. В глазах рябит, я не понимаю куда смотреть.
Как ты можешь тут что-то видеть?

Надо чуваков из других тем позвать, которые этой лирой пользуются ))

[Artisan]

newbee, было видео в ютубе, где кажется Теплых А. отвечал на вопросы пользователей СКАДа. Там разбирался вопрос почему, при расчетах по СП 63 получается большая поперечная арматура в колоннах. Если мне не изменяет память дело качалось пункта 8.1.34 согласно которого при значениях среднего напряжения в бетоне близких к расчетному сопротивлению коэффициент Фn очень значительно резал поперечную силу, которое могло нести бетонное сечение. Типа с Еврокода передрали, но некое примечание, который исключал этот казус, почему то не включили в редакцию СП 63. Вы расчет ЖБК ведете не по СП 63, это Еврокод как я предполагаю, и по идеи данный вариант не должно вас касаться. Но нужно смотреть что и как реализовали в Лире, потому что применение того примечание в Еврокоде предполагает, что известно где у конструкции опоры.

При сейсмике наверно поперечной арматуры мало не получится. Пробуйте поперечную арматуру класса выше чем А240. У меня правда программа раза в 1,5 меньше арматуру показывает, чем у вас на слайде. Но возможно у меня не совсем та версия программы.

Сообщение от barmaley_21RUS фактическое сечение в данном участке состоит из колонны и некой части стены, следовательно жесткость участка больше и следовательно моменты должны быть

больше. Чем больше жесткость, тем больше усилия. Усилия распределяются пропорционально жесткостям. В некоторых программах есть инструменты позволяющее исключить наложения колонн и стен, в которые они входят.

И еще, я разбил в целях теста фундамент между внутренними колоннами на отдельные стерни (у вас фундамент одним стержнем 6 м от колонны до колонны). Значение моментов немного снизилось, значение поперечной арматуры тоже на немного уменьшилось. Попробуйте у себя. Но возможно у меня не совсем та версия программы.

[mainevent100]

Сообщение от Artisan почему, при расчетах по СП 63 получается большая поперечная арматура в колоннах

не, там все проще. Продольная сила в колоннах 190 тонн - это не много для сечения 400х400. Сейсмика тоже не влияет, удалил сейсмические загружения.
По деформациям видно, что стена подвала является ребром жесткости для ленточного фундамента. В крайнем верхнем и нижнем узле стены возникает концентрация - М и Q

[newbee]

Сообщение от Artisan Попробуйте у себя.

Ок СПАСИБО БОЛЬШОЕ, попробую. Еще я обнаружил что на мозаике поперечного армирования значение одно(60.7)(фото 1), а на локальном армировании очень мало(0.19)(Фото 2)(Также проверил ригеля там все одинаково и в мозаике и в локальном армировании). Кроме этого я чуть поиграл с длиной приопорного стержня колонны и заметил что, если я удлиняю стержень перемещением узла то поперечное армирование снижается. На фото 3 стержень со значением 38.1 в высоту 0,5м. На фото 4 я передвинул верхний узел на 0.5м (итого высота стержня 1м). В таком случае показания мозаики и лок. армирования совпадают. Теперь вопрос: по каким значения мне можно принимать арматуру.

[Алексей_Л.]

Сообщение от newbee поиграл с длиной приопорного стержня колонны

Не занимайтесь притягиванием решения под необходимый результат.

Так как у вас колонна связана в каждом узле с пластинчатыми элементами стены - следовательно и перемещения и повороты узлов у них одинаковые; то вы должны понимать, что получение результатов армирования метод конечных элементов в ЛИРА (на сколько помню из прочитанного в литературе) идет путем "нагрузка-вычисление перемещений-вычисление усилий по перемещениям - вычисление армирования", хотя руками мы считаем по цепочке "нагрузка- усилие - армирование ". К тому всему держите в голове точки сингулярности, в которых МКЭ дает большие отклонения. Такими точками являются пересечения пластин со стержнями, угловые узлы пластин, угловые кэ пластин в пересечении, также надо рационально подбирать размер и форму пластинчатых КЭ (у вас всё норм- прямоугольники). И ваша колонна именно в такую точку и попадает. И этот общий узел для стены-плиты-колонны, когда от его разницы его перемещений и следующего соседнего узла идет сворачивание решения задачи к определению усилий и вылазят изгибающие моменты в колонне и запредельные усилия с пластинах. А что такое изгибающий момент - это сила умноженная на плечо - вот двигая узел вверх вы увеличиваете это плечо, и поперечка, при неизменном изгибающем моменте в сечении возле опорного узла (который является производным от перемещения (в частности поворота) узла), и соответственно уменьшаете поперечную силу.
Из-за точек сингулярности люди в схемах начинают играться размером КЭ на пересечениях плита-стена и колонна-плита с целью мануально получить желаемое армирование. Честнее будет некоторые кэ в зоне сингулярности игнорировать, НО делать это обдуманно.

Что рекомендую делать именно в вашем случае:
1. Сверяйте себя с действительным миром - это не шутка. Как Вы представляете, что в опорной зоне колонна отрывается от стены и начинает изгибаться???? Да нет, не отрывается; у вас будут горизонтальные стержни со стены заходить в тело колонны на длину анкеровки, с пешками при необходимости, и поперечка в колонне перейдет в продольную арматуру стены.
2. Задайте в двух-трех наиболее сомнительных местах АЖТ согласно габаритами сечений фундаментной плиты (смотри фото; по ссылке, не могу прицепить).
https://postimg.cc/3k0wYHQN

----- добавлено через ~5 мин. -----
Можете для интереса внутри длины стержня в приопорной зоне, между узлами объединения со стеной в стержне колонны ввести дополнительные узлы и увидите, как колонна изгибается)))))

----- добавлено через ~5 мин. -----
Также крайне внимательно отнеситесь к: вдоль каких граней колонны требуется повышенная поперечная арматура.

[Artisan]

МКЭ это приближенный метод, результат зависит от размера разбиения сетки КЭ. Меняете размер КЭ, меняется результат.

Не знаю насколько будет полезно, возможно вам все это уже и известно. Вот видео по реализацию функций для расчета по нормам СП РК EN ПК ЛИРА-САПР.

https://rutube.ru/video/025ff9541d7e...2c67f07e983f7/

А как планируете подбирать в фундаментах продольную рабочую арматуру в поперечном направлении?

Под стенами у вас идет лента фундамента, в плоскости перпендикулярной плоскости стены расчетная схема для ленточного фундамента это консоль. Отпор грунта снизу вызовет изгибающий момент в консоли в плоскости перпендикулярной продольной оси вашего фундамента (рисунок приложил для иллюстрации). Фундамент вы задали стержнем. Стержень это одномерный КЭ. У него нет изгибающего момента в плоскости перпендикулярной продольной оси. Для него этот момент крутящий.
У меня в вашем фале (но возможно что-то не так прочиталось), если посмотреть связи, то связи заданы только по Х, У, uZ, для стержней фундамента задан коэффициент постели Cz. Т.е. к примеру нет закрепления от поворота вокруг продольной оси стержней моделирующих фундамент. Они могут крутиться как карданный вал. От поворота вокруг своей продольной оси их удерживать лишь перпендикулярные элементы, с которыми они пересекаются. Ибо крутящий момент для одних стержней, для стержней в перпендикулярной плоскости будет изгибающим. Который они и передают на перпендикулярный элемент. Это все видно по эпюрам крутящего и изгибающего момента фундаментов. Программа подберет на эти крутящие моменты (поперечный сил у вас в горизонтальной плоскости фундаментов нет, заданы связи Х, У ) вам поперечную арматуру А240, которая у вас указана для подбора поперечной арматуры. Но какое отношение она будет иметь к арматуре, которую нужно подобрать по консольной схеме, не понятно.
И стены подвала тоже имеют очень "интересное" сопряжение с таким фундаментом (при заданном варианте связей), что сказывается на эпюре моментов в них (от того же грунта).
У вас в действительности все так замодерировано, или у меня что-то не так прочиталось?

Касаемо колонн по краю стены. Большое поперечное армирование из-за получаемых усилий. А эти усилия вы получаете из-за принятого шага разбивки КЭ (в той "степени", что при другом шаге большой поперечно арматуры программа не выдаст, хотя все равно будут некие усилия, которых в действительности не должно быть) и того, что в оболочках в ЛИРЕ-САПР 5 степеней свободы (насколько я помню), нет момента в плоскости оболочки. Т.е. в узле сопряженная колонны, фундамента и стены, у стены грубо говоря "шарнир", она никак не участвует в распределении момента между фундаментом и колонной. Если вы, например, в своей исходной схеме, увеличите сечений фундамента, особенно высоту сечения, то получите в колонне меньшие усилия, и меньшее поперечное армирование. Соотношение жесткостей поменялось, поменялось и распределение усилий, более жесткий элемент стал на себя забирать больше. А когда вы увеличиваете длину опорного элемента колонны, то вы уже колонну делаете "менее жесткой" (изменилось соотношение длины и жесткости), усилия в ней уменьшается.