[EUDGEN]

Уважаемые коллеги!
Открыть такую тему побудил меня Прокурат (старший) и госп.Pooh, и конечно же мой горький многолетний опыт производства расчетов на ПК.
1. Выложу картинку Му для одноэтажной двухпролетной рамы. В одном из пролетов д/ж. Нагрузка поверху ригеля 5 т/м. Нижние узлы на упругом основании КЭ53 (EFz=1000).
Представьте, что творится в армировании?
2. Прокурат (старший) описал это словом: "бред".
Я это объяснил по-своему - деффект РС при потере континиума.
Какие будут мнения?
PS
Подобные нелогизмы встречаются ежедневно, особенно на моделях О-Ф-З. Представьте себе, если всему доверять... :roll:
Кому интересно - выставлю и файлик .spr. Собственно, такая задачка формируется за одну минуту.
[ATTACH]1164898191.jpg[/ATTACH]

[DEM]

Мне интересно, но считаю что некоторые вещи надо расчитывать проще, Я например переодически свои монолитные перекрытия привожу к балочной схеме.(просто если прикладывать двигающиеся нагрузки то будеть кердык)

[X-DeViL]

А у вас, случайно, не плиты совместно со стержнями в вертикальном направлении сопряжены?
Дело в том что у меня была похожая картина когда я "колонну в стене" моделировал стержнем и сопрягал ее с плитными элементами... Но там "глючило" N!

[EUDGEN]

1. Элементы д/ж - оболочки КЭ44.
2. Я соглашусь, что упругое основание задано от фонаря... Но здесь частный случай - плоская рама и нижние узлы на пружинках. Нижние узлы по оси Х,У, все повороты - связи.
3. Колонна и д/ж предполагается, что отлиты в одной опалубке, т.е. работают совместно...а здесь (на картинке) видно, что колонна на участке нижнего и следующего узлов работает сама по себе, но заставляет ее работать таким образом тело д/ж. Здесь видимо при моделиовании, нужны какие-то приемы - учет сдвиговой жесткости или какие-то жесткие вставки.
4. Но беда в том, что мы не знаем, как на самом деле работает в натуре такое сооружение, т.е. нет эталона для сопоставления - только классика, опыт и интуиция, а этого в инженерном деле МАЛОВАТО!
5. Где теоретики и экспериментаторы (аспиранты и более продвинутые спецы)? Я, с коркой к.т.н. , но чистый теоретик-с численными методами, многое понимаю, но не всему нахожу однозначное объяснение применительно к практике проектирования. Увы, но:

Евгений, у меня к вам просьба, если распологаете временем.
Что даст разбиение выше приведенной схемы на более мелкие элементы(по сравнению с исходником)?
Что даст разбиение схемы на более крупные элементы (по сравнению с исходником)?
Что даст разбиение схемы на более мелкие элементы (по сравнению с исходником) причем на треугольники? :wink:

[DEM]

EUDGEN
Вы станный человек не показав нагрузок, связей в узлах и т.д
Причем выкладываете чистые схемы не показав самого сооружения, причем вы же понимаете, что схему можно смоделировать совершенно по другому.
Чем проще тем лучше

[X-DeViL]

Может тут сказывается краевой эффект?

[EUDGEN]

DEM

2 Мне интересно, но считаю что некоторые вещи надо расчитывать проще

1. Дык, приходится упрощать... Даже p_sh в последних своих сообщениях смирился, что иногда защемление по обрезу фундаментов - компромисс в поиске приемлемого решения.
2. А дело-то усугубилось с появлением мощных компов и современных решателей...Что Вы думаете, 30 лет назад не проектировались серьезные сооружения? Еще какие серьезные...И я тож участвовал в выполнении расчетов высотных зданий 9, 16 и 22 этажа. А на ППП АПЖБК (ВК ЛИРА) ограничения были всего 2500 неизвестных или 500 КЭ. Упрощали, вырезали, сочлиняли и т.п. Расчеты длились месяцами, а на ЭВМ считалось сутками. Никаких графических интерфейсов - поиск ошибок - неделями и не всегда находили - проще было всю задачу переписать... Так вот, в современных условиях все изменилось...и заманчиво объять необъятное: О-Ф-З, нелинейности, вариации, простанство, массивные тела - громаднейшие задачи по объему, и что печально: почти каждый, умеющий держать мышку в руках, берется за любую задачу. И быстро ее считает...но анализ...увы, дело только профессионалов, набивших себе огромное количество шишек и запутав в мозгах много извилин.
Я очень рад за совершенствование цивилизации, но огорчен многими нелогизмами, возникающими в некорректном(недостаточно реалистичном) моделировании. Поясню: коль мы скрупулезно моделируем топологию (геометрию - это самое простое и всем доступное на современных интерфейсах), то мы должны учитывать весь спектр особенностей модели в совокупностью с историей, физикой и как ни странно, с отслеживанием континиума конструкции. Этот нюанс на рассматриваемом тесте явно проявился.
PS
Дело не в том, что я бессилен в отображении реализма натурной кон-ции (я нахожу способы - знаю ожидаемый рез-т), а в некоторой неудовлетворенности из-за дисбаланса строительной импирики и точных численных решателей. Жить активно интересно, но:

[EUDGEN]

Да пожалуйста, файл .spr (rar)
[ATTACH]1164907039.rar[/ATTACH]

[DEM]

EUDGEN
заманчиво объять необъятное: О-Ф-З, нелинейности, вариации, простанство, массивные тела
Ну эт только для докторской выступал недавно перед нами КТН фиговый. Вот если бы резервуары в сейсмике по считать да еще в СКАДе или ЛИРе, эт то же туда же но блин Я только мат-лов накопил и с десяток серьезных расчетных схем, так вот результаты отличаются на 20-30 %

[DEM]

Не понял а почему узел 1 не закреплен по Z

[EUDGEN]

Dem
Не буду хвастаться, но своем веку на сейсмику я считал почти все, что стоит . И даже висит или лежит.
Не знаю, насколько Вы во мне видите спеца, но я готов Вашу задача смоделировать в СКАДе. Вышлите мне на мыло какие-то материалы: геометрию, нагрузки, выжимки по геологии...Да Вы и сами знаете, что нужно.

[DEM]

Уже высылал p_sh вам скину то же

Сообщение от EUDGEN DEM 2 Мне интересно, но считаю что некоторые вещи надо расчитывать проще 1. Дык, приходится упрощать... Даже p_sh в последних своих сообщениях смирился, что иногда защемление по обрезу фундаментов - компромисс в поиске приемлемого решения. 2. А дело-то усугубилось с появлением мощных компов и современных решателей...Что Вы думаете, 30 лет назад не проектировались серьезные сооружения? Еще какие серьезные...И я тож участвовал в выполнении расчетов высотных зданий 9, 16 и 22 этажа. А на ППП АПЖБК (ВК ЛИРА) ограничения были всего 2500 неизвестных или 500 КЭ. Упрощали, вырезали, сочлиняли и т.п. Расчеты длились месяцами, а на ЭВМ считалось сутками. Никаких графических интерфейсов - поиск ошибок - неделями и не всегда находили - проще было всю задачу переписать... Так вот, в современных условиях все изменилось...и заманчиво объять необъятное: О-Ф-З, нелинейности, вариации, простанство, массивные тела - громаднейшие задачи по объему, и что печально: почти каждый, умеющий держать мышку в руках, берется за любую задачу. И быстро ее считает...но анализ...увы, дело только профессионалов, набивших себе огромное количество шишек и запутав в мозгах много извилин. Я очень рад за совершенствование цивилизации, но огорчен многими нелогизмами, возникающими в некорректном(недостаточно реалистичном) моделировании. Поясню: коль мы скрупулезно моделируем топологию (геометрию - это самое простое и всем доступное на современных интерфейсах), то мы должны учитывать весь спектр особенностей модели в совокупностью с историей, физикой и как ни странно, с отслеживанием континиума конструкции. Этот нюанс на рассматриваемом тесте явно проявился. PS Дело не в том, что я бессилен в отображении реализма натурной кон-ции (я нахожу способы - знаю ожидаемый рез-т), а в некоторой неудовлетворенности из-за дисбаланса строительной импирики и точных численных решателей. Жить активно интересно, но:

Все что вы написали - правильно.
Но большие здания в плане и по высоте строились вообще до появления механики грунтов и вообще механики. На мой взгляд по мере развития методов расчета (как ручного, так и машинного) упрощалась не работа конструкторов даже наоборот.
Зато снижалась стоимость строительства за счет снижения веса конструкций (уменьшения их массивности), что достигается за счет более "точных" расчетов. И вот тут уже как вы правильно сказали имеет огромную роль опыт старших товарищей для реальной оценки полученного результата. Надеюсь донес свою мыслишку :wink:

[EUDGEN]

DEM

Не понял а почему узел 1 не закреплен по Z

1. Так ведь по оси Z проужинка с EF=1000. Наверное маловата жесткость. Но это на качество эпюры не повлияет.
Жду Ваш диагноз. В чем бред или неточность при моделировании?
2. Есть мнение, поскольку д/ж огромной жесткости, внизу колонны ввести шарнир, и будет она работать только на продольное усилие в упряжке с д/ж по разрешенной степени свободы.
3. Здесь еще одны мысль: при высоком НДС в сечении ригеля, примыкающего к д/ж, логично бы учесть пластику бетона на ук. участке. Аналогичная ситуация возникает в ригелях верхних этажей высотных зданий. Я иногда использую сурогатный прием, понижая модуль бетона на 25-30%. Усилия перераспределяются на перекрытия и колонны и работа ригеля облегчается. Понимаю топорность операции, но когда армирование 33 см2 на опоре, а это 5d28 - никто не поймет, да и профессионализм не позволяет.
PS
Коллеги!
Я уверен, что для ассов ничего нового я не открываю, но если кого-то тема возбуждает, я могу выставить еще десяток таких ситуаций при анализе работы перемычек, зон сопряжений пилонов-перекрытий, тех же ребристых фундаментов и т.п.
Делитесь и вы своими сомнениями. Не верю, что у всех все гладко и не применяются вынужденные "суррогатные" (нетеоретические) приемы в получении приемлемых и обоснованных результатов.

[p_sh]

EUDGEN, по моему здесь вы просто вольно обошлись с моделированием основания (схалтурили).
при нормальном основании все работает как полагается.
[ATTACH]1164988500.rar[/ATTACH]

[EUDGEN]

p_sh

по моему здесь вы просто вольно обошлись с моделированием основания (схалтурили). при нормальном основании все работает как полагается

1. Соглашусь с Вами в плане по ук. аспекту...Этот тест я привел для большей убедительности и наглядности. Но в качественном плане поспорю: в пределах двух нижних узлов придиафрагменной колонны момент в колонне не может так менять очертание.
2. Могу привести пример из реалистичной задачи. Я его выставлял ранее... в теме " Можно ли доверять расчетным программам".

Может быть стоит попробовать задавать колонну как пластину соотв. ширины и толщины? Тогда эта фигня должна исправиться....

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN в качественном плане поспорю: в пределах двух нижних узлов придиафрагменной колонны момент в колонне не может так менять очертание.

м.б. но мне кажется что анализируя моментные эпюры вы забывате о Нормальной силе, которая вносит свой вклад в распределение напряжений по стержню... Т.е. стержень, несмотря на момент, остается практически центрально сжатым.
То что в вашем примере это не так является следствием вольности при назначении краевых условий.

[novinkov]

Запоздалые два цента в тему.
Появление изгибающего момента в заделке колонны при слабых упругих связях в основании - абсолютно закономерный результат.
Ранодействующая сил, приложенных к диафрагме, не совпадает с ее центром жесткости. При слабых упругих связях в основании это приводит не только к равномерно осадке диафрагмы, но и к ее повороту. Если колонна работает совместно с диафрагмой, ее угол поворота в основании должен быть отличен от нуля. Вводя запрет на угловые перемещения в основании колонны, мы искусственно вызываем в ней неестественную реакцию. Чем слабее основание, тем больше угол поворота диафрагмы, тем больше момент в заделке.
Т.е. введение запрета на угловое перемещение не отражает действительный характер работы конструкции и от него нужно избавляться. Не знаю насколько понятно изложил свое видение - на всякий случай прилагаю рисунок.
Похожая картина и для стержневых систем без диафрагм. Если моделируем упругое основание введением упругих связей в вертикальном направлении, значит должны ввести упругие связи и на угловые, и на горизонтальные перемещения.

Возможно, ответ уже прозвучал, но я не работаю в ни в Лире, ни в Скаде. Поэтому lir- и spr-файлы прочитать не могу.
[ATTACH]1165211339.dwg[/ATTACH]

[EUDGEN]

ЛИС

Может быть стоит попробовать задавать колонну как пластину соотв. ширины и толщины? Тогда эта фигня должна исправиться....

1. Эта фигня-то исчезнет, но появится другая: придиафрагменная колонна, работая совместно с д/ж испытывает макс. напряжения в крайних волокнах (это от сейсмики), поэтому моделируя колонну стежнем, мы ловим экстемумы. Задавая колонну пластинами, можно потерять из виду экстемальные напряжения - они-то в крайних воло
кнах, а для пластин выдача результатов идет для ц.т. КЭ.
2. Думаю, здесь ближе следующие модели: а) - стержень со сдвиговой жесткостью и с шарниром в нижнем сечении, б)- вообще жесткая заделка понизу.
p_sh

... но мне кажется что анализируя моментные эпюры вы забывате о Нормальной силе, которая вносит свой вклад в распределение напряжений по стержню... Т.е. стержень, несмотря на момент, остается практически центрально сжатым.

Тотоже. Мои мысли...Т.е. от момента внизу колонны надо избавляться, ввиду нереалистичности, а это - ввод шарнира.
На минуточку: если бы мы смоделировали систему колонна-д/ж одним двутавровым сечением, а в натуре (при отсутствии проемов в д/ж) так оно и работает - нет фактора, способного вызвать такое очертание моментов в полках двутавра.
novinkov

Появление изгибающего момента в заделке колонны при слабых упругих связях в основании - абсолютно закономерный результат.

А не будем так смело заявлять... Не забудем одно важное обстоятельство в выложенном мной тесте: колонна и д/ж отлиты в одной опалубке и работают совместно по всему полю континиума.
PS
Для меня странно, что никто не акцентирует внимания на абстрагированиях в дикретной модели, как в частности, так и вообще... И что этот фактор в определенных условиях весьма существенно искажает отображение натурной работы. Чем это проверить? Да простыми ручными (сопроматовскими) схемками и прикидками...

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN а это - ввод шарнира.

смоделиуйте плоское сечение и никакого шарнира...
[ATTACH]1165255889.rar[/ATTACH]

[novinkov]

to EUDGEN и p_sh:
Простите за назойливость, но чтобы жить в гармонии с миром, я должен прояснить для себя несколько моментов.

Я не вполне понял необходимость введения заделки (запрета на угловое перемещение) в придиафрагменной колонне.

Вот ход моих рассуждений.
1. Поле перемещений диафрагмы на упругом основании включает в себя и ее поворот как жесткого целого.
2. Если придиафрагменная колонна работает с диафрагмой совместно (монолит), то ее угол поворота в основании должен совпадать с угловым перемещением диафрагмы в опорной зоне и быть отличным от нуля.
3. Запрет на угловое перемещение в заделке колонны может быть только в том случае, если конструкция фундамента под придиафрагменной колонной отличается от конструкции фундаментов под самой диафрагмой и конструктив такого фундамента не допускает поворота в основании. Но в этом случае нереалистичные моменты в колонне закономерны, т.к. колонна сопротивляется повороту всей диафрагмы. Т.е. введение запрета на угловое перемещение колонны при использовании упругого основания должно быть как-то обосновано.
4. При сейсмической воздействии, если колонна продолжает работать совместно с диафрагмой, то сейсмическая нагрузка должна восприниматься диафрагмой (не колонной, т.к сдвиговая жесткость диафрагмы много больше сдвиговой жесткости колонны). Если допускается развитие повреждений и колонна может работать с диафрагмой несовместно, то это уже другая расчетная схема.

Где я могу ошибаться? Я работаю с металлом и диафрагмы жесткости мне никогда не встречаются в работе, поэтому мне для себя важно уяснить принцип выбора расчетных схем в таких случаях.

[p_sh]

Сообщение от novinkov Я не вполне понял необходимость введения заделки (запрета на угловое перемещение) в придиафрагменной колонне. Вот ход моих рассуждений. 1. Поле перемещений диафрагмы на упругом основании включает в себя и ее поворот как жесткого целого. 2. Если придиафрагменная колонна работает с диафрагмой совместно (монолит), то ее угол поворота в основании должен совпадать с угловым перемещением диафрагмы в опорной зоне и быть отличным от нуля. 3. Запрет на угловое перемещение в заделке колонны может быть только в том случае, если конструкция фундамента под придиафрагменной колонной отличается от конструкции фундаментов под самой диафрагмой и конструктив такого фундамента не допускает поворота в основании. Но в этом случае нереалистичные моменты в колонне закономерны, т.к. колонна сопротивляется повороту всей диафрагмы. Т.е. введение запрета на угловое перемещение колонны при использовании упругого основания должно быть как-то обосновано. 4. При сейсмической воздействии, если колонна продолжает работать совместно с диафрагмой, то сейсмическая нагрузка должна восприниматься диафрагмой (не колонной, т.к сдвиговая жесткость диафрагмы много больше сдвиговой жесткости колонны). Если допускается развитие повреждений и колонна может работать с диафрагмой несовместно, то это уже другая расчетная схема.

аналогично.
Если заделка (бесконечно жесткая) только в колонне то и момент (ВЕСЬ) приходит на неё и его появление есть не бред, а та самая истина.

[EUDGEN]

p_sh

смоделируйте плоское сечение и никакого шарнира...

Если честно, то мне результат Вашего теста понравился. Но есть непонятки:
1. Некоторые нижние узлы свободны по Z, где же связи (пружин нет).
2. Колонны и д/ж не во всех узлах имеют совместную работу.
3. Поясните, что значит плоское сечение? (балка-стенка, что-ли?).
4. И что: КЭ 50 (8-ми узловой) настолько отличается в работе от КЭ 44 (4-х узлового).
PS
Изучаю особенности теста...

[EUDGEN]

novinkov
Похвально, что тема Вас возбудила...
1. Много копьев сломано на теме "С1, С2" и на "Подводных камнях" по вопросам реалистичного моделирования. Тезисы таковы (моя интерпретация):
а). моделирование должно максимально точно отображать реалистичную работу сооружения.
б). ввиду определенных сложностей учета многих факторов, при отображении всей реалистичности (история возведения, физнелин, демпфирование основания, топология континиума и т.п.) плюс погрешности дискретизации, побуждают к осознанным манипуляциям с граничными условиями. Насколько и в каких случаях это необходимо выполнять - решает сам конструктор-модельер на основании увы: знаний, опыта и интуиции.
Вот, в примеру, как p_sh смоделировал (исправил) высталенную мной задачу:
[ATTACH]1165311315.jpg[/ATTACH]

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN а). моделирование должно максимально точно отображать реалистичную работу сооружения.

введением абсолютно жесткой опоры (связи) вы данное условие нарушаете.

Сообщение от EUDGEN 1. Некоторые нижние узлы свободны по Z, где же связи (пружин нет). 2. Колонны и д/ж не во всех узлах имеют совместную работу. 3. Поясните, что значит плоское сечение? (балка-стенка, что-ли?). 4. И что: КЭ 50 (8-ми узловой) настолько отличается в работе от КЭ 44 (4-х узлового).

1. наплевать т.к. сечение плоское (недеформируемое)
2. ошибочка вышла.
3. такое сечение все точки которого располагаются на одной прямой (плоскости). Заделанное во всех узлах - тоже плоское, но как мы убедились на вашем примере возникает проблема соотношения бесконечного и конечного - а как следствие и результат не удовлетворяет.
4. он точнее (существенно)

[EUDGEN]

p_sh

такое сечение все точки которого располагаются на одной прямой (плоскости).

Извините за приставучесть:
1. Не понимаю...нижний узел левой колонны просто висит (связей по z нет).
2. О каком плоском сечении идет речь? Если включена опция "плоская деформация" в задании параметров сечения, то это характерно для КЭ балок-стенок. Я не работал с КЭ 50 - видимо в нем суть и механизм такого деформирования?
3. Пункт а). предшедствует п. б). и к сожалению, по причинам, изложенным в последнем, усложняет выполнение намерений пункта а).
PS
Ваша модель весьма реалистична, несмотря на мои замечания, но не понимая смысл до тонкостей, я не могу применить на практике.

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN 1. Не понимаю...нижний узел левой колонны просто висит (связей по z нет).

поставьте - ничего (качественно) не изменится.

Сообщение от EUDGEN 2. О каком плоском сечении идет речь? Если включена опция "плоская деформация" в задании параметров сечения, то это характерно для КЭ балок-стенок. Я не работал с КЭ 50 - видимо в нем суть и механизм такого деформирования?

элемент как элемент - усилия точнее определяет и всего-то
плоское сечение - это объединение угловых перемещений - см их.

А ВООБЩЕ И БЕЗ НИХ ВСЕ ПУТЕМ КОГДА ПОД СТЕНКОЙ НОРМАЛЬНО СМОДЕЛИРОВАННЫЙ ФУНДАМЕНТ

[EUDGEN]

p_sh

плоское сечение - это объединение угловых перемещений - см их.

1. Спасибо за разъяснение...А знаете, как сработало это объединение? - как запрет поворотов вокруг этих осей, т.е. близкое к жесткому защемлению (только свобода по оси Z) = модификация моей жесткой концепции.
2. По поводу правильной модели фундаментов: чтобы достичь реалистичность в работе модели О-Ф-З нужно очень многое учесть, а известно, что не все удается, и многое по объективным причинам (акцентировал неоднократно). Вынужденая мера - запрет поворотов нижним узлам при расчете каркаса. Иначе - бредовые рез-ты...
3. Вот картинка фрагмент из модели с нормальными фундаментами на деформируемом основании. Это моменты от вертикальных нагрузок, сейсмика тоже добавит. Плита, толщиной 1 метр на щебеночном основании 1 м, ниже пески, здание - каркас с д/ж 14 этажей. Те же грабли? или, все-таки: вина дискретизации и неучета истории и физики?
PS
Борюсь пока сам с собой ...
[ATTACH]1165406133.jpg[/ATTACH]

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN ...А знаете, как сработало это объединение? - как запрет поворотов вокруг этих осей, т.е. близкое к жесткому защемлению (только свобода по оси Z) = модификация моей жесткой концепции.

как поворот плоского сечения вокруг центра вращения, т.к. UY в связях отпущен.

2. По поводу правильной модели фундаментов: чтобы достичь реалистичность в работе модели О-Ф-З нужно очень многое учесть, а известно, что не все удается, и многое по объективным причинам (акцентировал неоднократно). Вынужденая мера - запрет поворотов нижним узлам при расчете каркаса.

хотя бы в упругой постановке (когда можно)

[EUDGEN]

Уважаемые коллеги!
С этим бредом , думаю, покончим...
Вот очередной бред, требующий, на мой взгляд разбирательства и определенных действий при моделировании РС.
Высотное здание с д/ж на свайном поле, т.е. деформации основания ничтожны и так влиять на эпюру моментов в верхних ригелях не может.
Проследите как увеличиваются моменты на сопряжениях ригелей с д/ж (колонны тоже есть, но в графике заморожены) - в 2 раза!
Никакие ручные прикидки такие результаты не подтверждают. Это все только от вертикальных нагрузок.
Если добавить еще сейсмику - армирование ригелей бешенное, приходится что-то менять и модифицировать...
Мой диагноз:
1. неучет истории возведения и нагружения сооружения;
2. неучет пластики бетона в сечениях на сопряжениях ригелей и д/ж.
PS
Кто как поступает?
Другие мнения есть?
[ATTACH]1165412450.jpg[/ATTACH]

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN С этим бредом , думаю, покончим...

я отмотаю назад.
ЯТД при постановке данного вопроса вы исходили из ошибочных предпосылок, сравнивая работу детальной РС со схемой упрощеной - в виде стержня-двутавра.

Если смоделировать детальной схемой упрощенную - двутавр - обозначив каждое горизонтальное сечение в детальной расчетной схеме как плоское (объединением UXUYUZ), то как вы убедились все местные эффекты пропадают. В том числе и моменты в стержнях в местах примыкания ригеля, т.к. этот момент целиком переходит в плоское сечение двутавра, т.е. должно восприниматься за счет сжатия и растяжения волокон его плоского сечения.

см схему в архиве.
то что на сжеме имеются места возмущения момента можно отнести к известному факту о несовсем корректном назначении плоского сечения при помощи объединения перемещений.

вывод: а может всё так и есть и на счет бреда тоже заблуждение??
[ATTACH]1165466315.rar[/ATTACH]

[DTab]

Сообщение от EUDGEN [ATTACH]1165412450.jpg[/ATTACH]

На мой взгляд здесь все логично.
1. Моенты в колоннах высотных зданий в верху обычно больше (продольная сила меньше).
2. Жесткость колнны всегда меньше чем у стены, а следовательно больше деформативность (материала колонны). От этажа к этажу деформации в колонне накапливаются - это видно по эп. М ригеля (если внизу приопорный момент отрицательный как слева, так и справа, то в верху с лева он уже положительный, в пролете он почти не поменялся, следовательно логично что в ригеле у стены он вырос).

Так что это вполне распространенное явление.

Все выше перечисленное можно учесть и руками, только надо перемещение задать. (Статику в МКЭ проверять бесполезно - все равно правильно в МКЭ окажится, тут главное понять как чего происходит.)

[EUDGEN]

Dtab
1. Вы правы в том, что в упруго-линейной постановке арифметика тип-топ
2. Но Вы не поняли моей тревоги... Кроме арифметики, в реальном строительстве нужно учитывать историю и физику. Первая нивилирует в какой-то степени набегание момента по высоте (нагрузки-то прикладываются по мере возведения сооружения). Вторая составляющая, применительно к пластике бетона, перераспределит усилия с особонапряженных зон в менее напряженные. Это бесспорно! Другое дело - как учесть эти нюансы в расчетной модели? Способы есть, но некоторые весьма сложны (учет нелинейности, МОНТАЖ и т.п.), но есть другие способы, прямо скажем - суррогатные (увеличение продольной жесткости колонн, устраняя эффект набегания деформаций в теле колонн, и понижение модуля упругости бетона в приопорных сечениях ригелей).
3. Что при этом произойдет и есть ли здесь крамола? Мое видение таково:
а). Высотные здания строятся годами...каждый последующий этаж возводится на предыдущем, где прочность бетона уже установилась. При монтаже последующего этажа ук.свойства + нивилировка частично устраняет набегание продольных деформаций в колоннах и соответственно моментов в ригелях от этого фактора. Т.е. увеличив EF (не габариты а только продольную) мы иск.приемом моделируем монтаж и историю нагружения.
б). На опорах ригелей напряжение в растянутом бетоне превышает его потенциальную способность и естественно жесткость уменьшается. Эти явления известны и приемы перераспределения не новы. Что произойдет со всей моделью, если жесткость (модуль упругости) бетона уменьшить на 25 %? А ничего страшного... Усилия (моменты) перебегут на перекрытия (если они монолитные), частично в пролеты самих ригелей - там с прочностью получше...и частично в колонны.
PS
Я понимаю, что прием несколько корявый, но других способов (реалистичных) никто не предлагает. К сожалению: ни увеличение размеров сечений, ни повышение класса бетона ригелей не дает желаемой динамики. А уложить на опоре ригеля (400х500) 32 см2 (это 5D28АШ), не могу, зная, что такого быть не должно.
При всем обилии различных методик (и программ) учета реальных свойств деформирования железобетона, применение их в реальной практике проектирования (для пространственных моделей) весьма проблемотично. А в моем случае, с учетом сейсмики...молчу...
Поспорьте...убедите...научите...,но не настаиваю, зная, что:

[DTab]

Сообщение от EUDGEN 1. Вы правы в том, что в упруго-линейной постановке арифметика тип-топ 2. Но Вы не поняли моей тревоги... и так далее....

В вашем случае , что касается пластики, я думаю может помочь п. 5.1.13 СП52-101-2003 (тогда модуль снижается в разы). Что касается истории возведения , то думаю на этом можно не заморачиватся (для свайного основания) т.к. накрузка далеко не полная (если монолит - то наверно гдето меньше половины).

Ну и как самое последнее средство (если выше сказанное не убидительно) - сделать расчет с физ. нелинейностью.

А еще можно проем расширить для уменьшения жесткости стены либо увеличить сечение колонны. (колонна я так понимаю 400х400, если так то не плохо бы ее сделать 600х400, или 500х500, тогда и ригель 500х500) и т.д.

[EUDGEN]

DTab

Ну и как самое последнее средство (если выше сказанное не убидительно) - сделать расчет с физ. нелинейностью.

Если вы это умеете делать, то милости просим на тему:
http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=6090 - там костер почти угас

[DTab]

Сообщение от EUDGEN DTab Ну и как самое последнее средство (если выше сказанное не убидительно) - сделать расчет с физ. нелинейностью. Если вы это умеете делать, то милости просим на тему: http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=6090 - там костер почти угас

Лично я предпочитаю считать в упругой стадии, а пользоваться пластикой только когда очень сильно прижгет (как самое последнее средство)

[EUDGEN]

DTab

Лично я предпочитаю считать в упругой стадии, а пользоваться пластикой только когда очень сильно прижгет (как самое последнее средство)

1. Как я Вас понимаю... Но совет-то дан был.
2. Допустим, появился тот самый жгучий случай. Как Вы поступаете? Понятно, что всю схему в пластике осилить невозможно - много всяких нюансов, типа: шаги итераций, знакопеременные загружения и т.п. Если действительно сталкивались - все это знаете. и все-таки, как? Например, учет пластики в ригелях, перемычках, как наиболее уязвимых конструкциях.
3. Почему спрашиваю? Да потому, что мой суррогатный способ (иммитация пластики в упругой постановке) определенно настораживает. То, что из личного опыта я знаю и ожидаю (прогнозирую) приемлемые результаты от своих манипуляций не всех убеждает - отсутствует нормативная мотивация, а рекомендации Мурашева и Улицкого, да и многих других корефеев по ЖБ не являются узаконенными. Да, СНиП про ЖБ дает соответствующие указания, но по моему глубокому убеждению, они носят декларативный характер (об этом я кричал на теме о физнелине).
Знаю, многие программы, например ЛИРА математикой в этом плане оснащена, но применительно к отдельному образцу на определенное воздействие, позволяющее шаговые действия. Учет и детальный анализ конкретного сооружения, состоящего из ряда стержневых и плоскостных КЭ, при многообразии факторов (узлов сопряжений, учета арматурных стержней, расчетных сочетаний усилий и т.п.) затруднителен по реализации всего реализма работы натурной конструкции.
Пока все...

[DTab]

Сообщение от EUDGEN 1. Как я Вас понимаю... Но совет-то дан был.

Значит так. Принимая нелинейность в большой схеме локально, нельзя забывать закон сохранения. Т.к. пойдед перераспределение на более жесткие участки. Поэтому можно попробовать локально , но в разумных пределах:

Как говорит метод предельного равновесия - главное не допустить образования трех шарниров на одной прямой . Отсюда можно убирать верхнюю арматуру с опор, но при этом добавлять нижнюю в пролете, допуская пластические шарниры в опорах, и не допуская в пролете. (можно к примеру убирать только у одной опоры, добавляя в пролет и другую опору и т.д.). Это все можно сделать и руками, а моменты брать с полученной эпюры и перераспределять их по балке. Только при этом не забывать про N и Q. И еще - допуская пластич. шарнир естественно будут трещины. А шарнир в свою очередь как -то повлияет на соседние конструкции здания (может в лучшую , а может и в худшую сторону, в зависимости от особенностей схемы здания).

Кстати - в ЛИРЕ есть элементы для балок с физ. нелин. - наверно можно и там задать, только соседние элементы проверить (если они заданы упругими).

[EUDGEN]

DTab

Принимая нелинейность в большой схеме локально, нельзя забывать закон сохранения. Т.к. пойдет перераспределение на более жесткие участки. Поэтому можно попробовать локально , но в разумных пределах

1. ЛИРой досканально не владею (физнелин не пробовал), но, если я Вас правильно понял, то в ЛИРе возможно часть элементов локализовать с учетом физнелина в составе глобальной модели?
Что-то маловероятно...Что матрица жесткости способна перестраиваться только для части схемы при неизменности упругой части? Это фантастика...
2. Я Вас просил, если Вы так умеете делать, а не только советуете, то выложите какую-то задачку в ЛИРЕ.
3. Если это Ваши догадки, то всеж их надо так и излагать...
4. А механизм: часть кинуть в пролет, что-то освободить, видоизменить - это те же вольности (нестрогие приемы), названные мной "суррогатные", и засвеченных проблем не решает. Увы:

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN Что-то маловероятно...Что матрица жесткости способна перестраиваться только для части схемы при неизменности упругой части? Это фантастика...

это "обычное" дело.
к примеру когда проверяем прогибы перекрытий то колонны можно обычно задавать как упругие тела (без особой потери точности в расчете), т.е. каких либо ограничений на линейность/нелинейность элементов входящих в РС программа не накладывает и не имеет.
в лире такой пример выставлял в теме стыка колонны и плиты.

[DTab]

Сообщение от EUDGEN 1. ЛИРой досканально не владею (физнелин не пробовал), но, если я Вас правильно понял, то в ЛИРе возможно часть элементов локализовать с учетом физнелина в составе глобальной модели? Что-то маловероятно...Что матрица жесткости способна перестраиваться только для части схемы при неизменности упругой части? Это фантастика... 2. Я Вас просил, если Вы так умеете делать, а не только советуете, то выложите какую-то задачку в ЛИРЕ. 3. Если это Ваши догадки, то всеж их надо так и излагать... 4. А механизм: часть кинуть в пролет, что-то освободить, видоизменить - это те же вольности (нестрогие приемы), названные мной "суррогатные", и засвеченных проблем не решает. Увы:

Вообще-то я работаю MicroFee и там это запросто - со всеми вытекающими , о чем я писал ранее. А на счет ручного способа перераспределения - это вы подумайте, ведь метод предельного равновесия - то ни какой не сурагатный , а самый реальный, и вдобавок не мной придуманный.

[EUDGEN]

p_sh

...к примеру когда проверяем прогибы перекрытий то колонны можно обычно задавать как упругие тела (без особой потери точности в расчете), т.е. каких либо ограничений на линейность/нелинейность элементов входящих в РС программа не накладывает и не имеет. в лире такой пример выставлял в теме стыка колонны и плиты.

Хочу уточнить один нюанс, и затем нырну в ЛИРу:
1. Нелинейность для бетона без арматуры - это некорректность? Согласны? Если речь о ЖБ, то там присутствует арматурные слои (стержни или что-то подобное). Т.е. прямая задача с подбором армирования, а затем ее учет в физнелинейной постановке за один прием - нечто трансцедентное. Поясните....
2. Насколько мне известно (соприкасался с наукой о "реалистичной работе жб с трещинами"), сходимость на диаграммах деформирования ищется шаговами методами. Вопрос: какие шаги можно применить, для какой части РС, если некоторые загружения знакопеременные, или шагать по РСУ? Или заморозить правые части и шагать только по диаграмме сигма-епселон? Тогда вариаций м.б. десятки - кретериев формирования РСУ много.
PS
Настаиваю, что реализма, в предлагаемой Вами постановке, добиться сложно (я бы сказал - невозможно). Это не значит, что нужно отказаться от поисков истины и сунуть голову в песок .
Все! Ныряю в ЛИРУ...,не ощущаю поддержки, зная, что:

[EUDGEN]

p_sh
Для начала, нырнул в тему:
http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?p=54330#54330
Спасибо, перечитал, получил громадное удовольствие от вектора интеллектульности и ауры, сияющей на теме. Прямо - бальзам на душу ...Новичкам советую последовать примеру...
PS
Мечтаю в горы съездить в Банско с 11 января. Пока места не все заняты .

[OXOTHUK]

Замечу что самая первая тест-схема на теме континум не теряла т.к. при более мелком разбиении эпюр Му - не меняется (только уточняется), кроме того для заявленного случая явно не хватало узлов в диафрагме для определения ее НДС, выставляю схему слегка откорректированную (в ней элементы делились до тех пор пока все мелкие скачки в ндс не были локализованы), отмечу, что поменялся не только эпюр Му но и остальные.
[ATTACH]1165851248.jpg[/ATTACH]

[OXOTHUK]

Схемка
[ATTACH]1165851297.rar[/ATTACH]

[EUDGEN]

OXOTHUK

Замечу что самая первая тест-схема на теме континум не теряла т.к. при более мелком разбиении эпюр Му - не меняется (только уточняется), кроме того для заявленного случая явно не хватало узлов в диафрагме для определения ее НДС, выставляю схему слегка откорректированную (в ней элементы делились до тех пор пока все мелкие скачки в ндс не были локализованы), отмечу, что поменялся не только эпюр Му но и остальные.

1. Спасибо, убедительно, но в Вашей модификации нижний узел колонны и д/ж висит, т.е. по оси Z нет пружинки.
2. Не сделан вывод из-за чего такие моменты в колонне?
3. Не обратили внимание на концентрацию напряжений в нижнем узле?
Деформации присутствуют только по Z, остальные нули...
Что же произошло? Где реализм?
[ATTACH]1165853122.jpg[/ATTACH]

[EUDGEN]

Охотник
Я позволил себе Вашу схему откорректировать в связи с моими замечаниями. Картина здорово изменилась...и континиум здесь восстанивил справедливость моих подозрений.
Все-равно, спасибо.
[ATTACH]1165853894.jpg[/ATTACH]

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN p_sh ...к примеру когда проверяем прогибы перекрытий то колонны можно обычно задавать как упругие тела (без особой потери точности в расчете), т.е. каких либо ограничений на линейность/нелинейность элементов входящих в РС программа не накладывает и не имеет. в лире такой пример выставлял в теме стыка колонны и плиты. Хочу уточнить один нюанс, и затем нырну в ЛИРу: 1. Нелинейность для бетона без арматуры - это некорректность? Согласны? Если речь о ЖБ, то там присутствует арматурные слои (стержни или что-то подобное). Т.е. прямая задача с подбором армирования, а затем ее учет в физнелинейной постановке за один прием - нечто трансцедентное. Поясните.... 2. Насколько мне известно (соприкасался с наукой о "реалистичной работе жб с трещинами"), сходимость на диаграммах деформирования ищется шаговами методами. Вопрос: какие шаги можно применить, для какой части РС, если некоторые загружения знакопеременные, или шагать по РСУ? Или заморозить правые части и шагать только по диаграмме сигма-епселон? Тогда вариаций м.б. десятки - кретериев формирования РСУ много.

1.
вы несколько переоценили возможности современной аппаратуры. Конечно задача решается в 2 этапа : 1. определение армирования, 2 проверка.

Решение с "надколонную зону армировать вверху 10D16 (шаг 100), внизу 5D12 (шаг 200), ширина надколонной зоны 2,8м. пролетные зоны армировать вверху 5D12 (шаг 200), внизу 5D16 (шаг 200)." дает прогиб 24.3мм. Вообще говоря приличный запас, есть резервы для пересмотра армирования. исправленный лира9,2 с прежним армированием http://dwg.ru/forum/attach_zip/1136192969.rar

2. именно шаговый. (пример + справка надеюсь должны прояснить многое)

3. вариаций действительно тьма, приходится используя метод научного тыка выбирать к рассмотрению (анализу в нелинейной постановке) наихудший

проверить все сочетания конечно никак не получится, хотябы ывзяв за основу временной фактор, но наиболее характерные 2-3 можно.

[DTab]

[quote="p_sh"]

Сообщение от EUDGEN p_sh Вопрос: какие шаги можно применить, для какой части РС, если некоторые загружения знакопеременные, или шагать по РСУ? Или заморозить правые части и шагать только по диаграмме сигма-епселон? Тогда вариаций м.б. десятки - кретериев формирования РСУ много.

Именно поэтому надо считать не по РСУ, а по РСН (рач. сочет. нагрузок)

[OXOTHUK]

Про пост N48 -
1. Он и у Вас висел ;)
2. Моменты в колонне от некорректного защемления оболочек, Связи по UX и UY - явно икажают НДС плиты, при этом искажается НДС стержня(тот самый момент).
3. Если убрать вышеуказанные связи (оставить одну чтоб скад не ругался) эти аномальные явления пройдут, момент исчезнет вот и реализм, континум тут не причем.

Ну, вопрос кажется снят!

Вообще вопрос полезный, теперь ясно откуда ноги растут у этого момента, возможно полезно обсудить как этот эффект проявляется в реальных схемах, хотя лично я его не встречал, т.к. UX,UY никогда не накладывал.

[EUDGEN]

Охотник
Не будем упрощать... Гляньте пост 30, там реальная картина с теме же непонятками.
Могу выставить файл. Плита на упругом основании. Связи понизу по Х, У, Uz. Проананизируйте моменты в колоннах только от вертикальных нагрузок (комбинация 1+2).
[ATTACH]1166097132.rar[/ATTACH]

[p_sh]

EUDGEN
какие вы сделали выводы?

[EUDGEN]

p_sh

какие вы сделали выводы?

1. Удивлен, что подобных непоняток ни у кого не возникает...
Вывод: либо я плохой модельер, либо участники форума моделируют и довольствуются тем, что получилось (удлиненные рукава либо другие заметные отклонения от классики).
2. Все те же: лучше обоснованно не учитывать некоторые особенности совместной работы О-Ф-З, чем получить необоснованные результаты от их учета. [sm2002] .
3. Однозначно: на одной расчетной модели невозможно получить весь спектр приемлемых результатов расчета. [sm2004]
4. Учет всех реалистичных свойств работы конструкций (материалов) цель академическая и не должна быть самоцелью. Стремиться к такому учету необходимо, но во взаимоувязке со всем спектром особенностей.
[sm2001]
5. Без проверок по частным решениям, глобальное решение не может быть признанно реалистичным.
6. В специальности, где половина формул содержит импирику, говорить о точных решениях - проблематично.
PS
Концепция изложена кратко, не преследуя цель усложняя или упрощения реализма нашей проф.деятельности. И естественно: это мои мысли и ЯТД, осознавая, что:

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN 1. Удивлен, что подобных непоняток ни у кого не возникает...

бъюсь над вашим примером.... ничего хорошего пока не получается.... М.Б. единственным выходом может оказатся изменение конструкитва - отказ от применения колонны в этих местах (чтоб глаз не мозолили). Т.е. стены не обрамлять стержнями. С другой стороны это обрамление в некоторых случаях (например в вашем) может оказатся необходимым, если прочности стены на краю не хватит. (но опять же увеличение жесткости ведет к увеличению усилия)...

ps. Благодарю за постановку вопроса. Буду рад появлению новых.

[EUDGEN]

p_sh

... Благодарю за постановку вопроса. Буду рад появлению новых.

1. Я все-таки надеюсь на расстановку акцентов по этой непонятке...
2. Парадоксально, но при жесткой заделке сия бяка не проявляется. А ведь, все это происходит от вертикальных нагрузок...при довольно мощном фундаменте и жестком основании.
3. Хочу еще раз обратить внимание на нереалистичные моменты в колонне по обрезу при ничтожно малых деформациях смежных узлов.
PS
Ну да ладно, опять все по кругу...Где есть мой спаситель?

[Дмитрий]

ИМХО, пустое все это...
Красивые результаты получаются только при сравнительно простых и предсказуемых расчетных схемах. Чем больше наворотов, связанных с пространственной деформацией, тем больше вылезает в результатах всяких бяк (с т.з. конструктора, но не программы). С определенного уровня сложности моделируемого процесса надо, наверное, подключать физическую нелинейность ну, или плясать с бубном до достижения вменяемых результатов.

[DTab]

Сообщение от Дмитрий ИМХО, пустое все это... Красивые результаты получаются только при сравнительно простых и предсказуемых расчетных схемах. Чем больше наворотов, связанных с пространственной деформацией, тем больше вылезает в результатах всяких бяк (с т.з. конструктора, но не программы). С определенного уровня сложности моделируемого процесса надо, наверное, подключать физическую нелинейность ну, или плясать с бубном до достижения вменяемых результатов.

Главное не переборщить, что бы не получилось подгонки под желаемый результат.

[Дмитрий]

DTab
Вопрос о том, что есть "подгонка под желаемый результат", а что "корректировка расчетной схемы". Ведь, когда вы загружаете в решатель КЭ-модель здания, то, уверен, что для себя уже решили сколько где должно быть арматуры (скажем так: в каких пределах). А программа ведь об этом-то не знает! :wink:
Есть еще такой фактор - жесткость железобетона может изменяться довольно в широких пределах, что гипотетически дает нам бесконечное множество решений. В общем - простор для творчества :wink: Впрочем, это уже иной уровень работы с программами расчета сооружений...

[DTab]

Не спорю. Все должно быть в меру.
А еще знаю - если я что-то не понимаю, это еще не значит, что этого не может быть. Лучше в таком случае посоветоваться.

[EUDGEN]

Уважаемые коллеги!
Вот еще один из примеров, заставляющий задуматься: бред или ошибка?
1. Возникла необходимость смоделировать крен высотного здания в соответствие с указаниями СНиП. Пока даю словесный портрет в крупных и не очень ярких мазках .
2. Крен можно смоделировать несколькими способами, рассмотрим два:
а). модель Ф-З (без О); зная моделируемый крен, ручками определяем на какую величину необходимо сместить по вертикали узлы фундаментов, чтобы смоделировать заданный крен. Операция - заданные перемещения. Результаты на контакте Ф-З, о особенно в перемычках-ригелях дичайшие, что не дает право считать их реалистичными. Хотя по картинке деформирования результат достигнут
б). крен можно смоделировать на О-Ф-З (попытаться) переменными коэффициентами постели на сжатие от 0 до реальных значений, моделируя возможное замачивание основания или неравномерной осадки (просадки). Результаты абсолютно другие и по характеру и по значению. А главное: при замачивании значительной части основания фундаментв (через С1) здания (до 30% угол, середина, фронт - различные комбинации) явного крена (в цифрах перемещений)получить не удалось... При жестком "нулевом цикле", в зоне подмачивания, все конструкции повисали на материковых конструкциях и то, что основание практически провалено (С1=0 или близко к 0) свидетельствуют только напряжения в зонах опоры условного рычага излома.
3. ВЫВОДЫ: ни а) ни б) нереалистичны по критерию "крен сооружения". В модели а) получился эффект, когда провалившееся основание (заданное перемещение контакта Ф-З) увлекает за собой все вышележащее сооружение, что не м.б. по определению: фундамент либо воспринимает выщележащие нагрузки либо не может им достаточно сопротивляться. В модели б) картина перераспределения напряжений более реалистична, но эффектом "крен" даже и не пахнет .
PS
Пока - это словесный портрет...Проявите интерес - будут и картинки, и схемы, и файлы. Но, для начала, изложите свои соображения о актуальности или бредовости моделирования сего эффекта.

[_Alex]

Наверное возможен еще вариант в) повернуть все здание на требуемый угол, а нагрузки задавать в глобальной системе координат.

По поводу варианта а) - очень подозрительно. Система статически неопределима, перемещения (заданные) большие - соответственно огромные усилия.

[Дмитрий]

Сообщение от EUDGEN Крен можно смоделировать несколькими способами, рассмотрим два: а). модель Ф-З (без О); зная моделируемый крен, ручками определяем на какую величину необходимо сместить по вертикали узлы фундаментов, чтобы смоделировать заданный крен.

Такой прием применительно к крену некорректен.

[EUDGEN]

_Alex

63 Наверное возможен еще вариант в) повернуть все здание на требуемый угол, а нагрузки задавать в глобальной системе координат

Это как? Вместе с основанием? Или основание неподвижно? И как это смоделировать: что объединить деформации? Сомневаюсь, что что-нибудь с этого реалистичное получится?
НО! В нормах СНиПа сей эффект требуют учитывать...А как?

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN Возникла необходимость смоделировать крен высотного здания

оба варианта, как вы отметили, полный бред .
лучше для начала определимся с тем что преследуется учетом крена???
если требуется учесть геометрическую нелинейность то приближенно можно учесть крен следующим образом.
По формуле снипа (основания и фундаменты) определить какая сила (момент) создает такой крен системы. Добавить к вертикальным силам (вес конструкций, временные и п.д.) горизонтальные силы (равномерно распределенные по перекрытиям), которые создают такой момент в основании.

конечно у способа есть недостатки.
этот вариант аналогичен предложенному _Alex.

EUDGEN с вас хочу получить причину, которая потребовала учесть крен

[EUDGEN]

p_sh

EUDGEN с вас хочу получить причину, которая потребовала учесть крен

1. Не помню в каком СНиПе написано, но для высотных зданий допускаемый относительный крен не должен превышать 0.02.
Некоторые "продвинутые" конструкторы требуют выполнить расчет с учетом этого крена. Понятно, что крен может повлиять на НДС и на конечные результаты расчета. Крен в первую очередь может проявиться при неравномерных осадках основания. Может получиться и из-за ошибок во время строительства - имею гемог на одной из строек.
2. Лично я удовлетворяюсь проверками по устойчивости: Мопр<Мудерж. А крен, если и возникнет, то для здания с Д/Ж не может существенно повлиять на все сооружение. А локально - произойдут какие-то перераспределения...главное - общая устойчивость. Но, одно дело опыт и интуиция, и другое дело - обосновать последствия сего фактора. Нужно ли это моделировать? Пока корректной модели я не знаю...

[EUDGEN]

Поправка:
1. Не помню в каком СНиПе написано, но для высотных зданий допускаемый относительный крен не должен превышать 0.002.

[p_sh]

для невысоких зданий на плите (до 12 этажей) при равномерном залегании грунтов крен, а точнее сказать, относительные деформации равные 1/500H в основном получаются как задирание углов здания ввверх. если основание - УПП.
Если крен здания обусловлен его общим наклоном то дело табак.

на сколько я знаю крен здания (основания) определяется Приложением 4 СНиП 2.02.01-83* "Основания зданий и сооружений". дополнительные крены для зданий ( при пристройке новых зданий к существующим) определны только в ТСН 50-302-96 питерских.

[EUDGEN]

p_sh
ЛИС
Коллеги! Вы хотите сказать, что в нормах о крене ограничения существуют 1/500=0.002. Если так, то напрашивается вопрос: нужно ли его как-то моделировать в расчетах соороужений? Если да, то как? Если нет, то обоснование?

Сообщение от EUDGEN Коллеги! Вы хотите сказать, что в нормах о крене ограничения существуют 1/500=0.002. Если так, то напрашивается вопрос: нужно ли его как-то моделировать в расчетах соороужений? Если да, то как? Если нет, то обоснование?

считаю, что как раз такой крен моделировать не надо.
это максимально допустимый крен. Если же у вас по расчетам основания фундаментов крен получается больше нормируемого, но вы считаете, что для вашего здания такой крен не помеха, то должны как минимум обосновать это расчетом. Т.е. учесть крен(ваш фактический) в своих расчетах дополнительно.
Но не надо забывать, что кроме технических ограничений есть еще ограничения физиологические(книжки с полок на 40-м этаже падать не будут? люстры криво висеть и т.п.).
еще есть хорошие пункты 10.13-10.18 СНиП 2.01.07-85* "Нагрузки и воздействия". можно ориентироваться на них.

[EUDGEN]

ЛИС

Т.е. учесть крен(ваш фактический) в своих расчетах дополнительно.

1. Вернулись к начальному вопросу: фактическтй крен учитывать нужно, но как его смоделировать? Выставленные мной модели не катят...
2. А может и не надо его доп. учитывать - просто автономными проверками обосновать, что он не будет превышать допускаемый...
Вопрос: как обосновать?

Сообщение от EUDGEN ЛИС Т.е. учесть крен(ваш фактический) в своих расчетах дополнительно. 1. Вернулись к начальному вопросу: фактическтй крен учитывать нужно, но как его смоделировать? Выставленные мной модели не катят... 2. А может и не надо его доп. учитывать - просто автономными проверками обосновать, что он не будет превышать допускаемый... Вопрос: как обосновать?

вы вырвали из контекста мою фразу

Т.е. учесть крен(ваш фактический) в своих расчетах дополнительно.

. И поэтому не правильно поняли(читайте внимательно весь пост).
Попробую повторить более складно:
в нормах (СНиП 2.01.07-85* "Нагрузки и воздействия" (п.п. 10.13-10.18) и СНиП 2.02.01-83* "Основания зданий и сооружений" Приложение 4) даны предельно допустимые крены и горизонтальные перемещения конструкций стен, каркасов, фундаментов.
Если у вас по расчету получаются цифры меньше или равные указанным, то вводить их в начальную расчетную схему не надо и никаких обоснований дополнительных не надо - по СНиПам проходит и замечательно.
Если же у вас по расчету крены, горизонтальные перемещения конструкций и т.п. превышают предельно-допустимые по СНиПам, то вы обязаны или изменить конструкцию для исключения этого недостатка или же обосновать своими расчетами или еще чем то(например свойствами материала заполнителя), что ваши крены или гориз.перемещения превышающие предельно-допустимые не отражаются отрицательным образом на ваши несущие и ограждающие конструкции, не "смущают" жителей (в жилых домах типа, что у них все круглые предметы скатываются в одну сторону и люстры относительно пола/потолка висят не перпендикулярно...), и не нарушают технологических процессов (производство).

[EUDGEN]

ЛИС
Вопрос ведь в чем?
1. На нормально уплотненом основании, при симметричной схеме наземных конструкций, крен основания теоретически невозможен...
2. НО! при разных вариантах замачивания основания (угол, торец или центр.зона) крен основания из-за неравномерных осадок все же возможен... Как это учесть при моделировании? И нужно ли? Опять возврат к первому сообщению...

[DEM]

EUDGEN
Послушате не занимайтесь самодеятельностью.
Ведь четко сказано, что расчет крена требуется лишь по СНИП"Основания и ф-ты", в остальной нормативной документации этого не требуется.
Если вы хотите это сделать по при совместной работе ОФЗ, то даже в этом случае следует вводить лишь нагрузки в глобальной системе координат.
Ну а с вашим мнением о однородном основании, Я не согласен т.к. грунты под пятном здания бывают различных напластований.
Так что совершено согласен с ЛИСом.

Сообщение от EUDGEN 1. Возникла необходимость смоделировать крен высотного здания в соответствие с указаниями СНиП.

тогда сначала и пойдем. Номер СНиПа и пункт - где это требуется??? в студию!!!

Сообщение от EUDGEN Вопрос ведь в чем? при разных вариантах замачивания основания (угол, торец или центр.зона) крен основания из-за неравномерных осадок все же возможен... Как это учесть при моделировании? И нужно ли? Опять возврат к первому сообщению...

не нужно - таких(подобных) вероятностей - бесконечность.
а если все таки очень хочется, то моделировать не сам крен здания, а изменившиеся свойства основания в следствии замачивания (суффозии, карста и т.п. явлений, изменяющих свойства грунтов) в основании здания.
а вообще при нормальных ИГ условиях это нужно делать только при обследовании существующих аварийных зданий - как грится "по факту" моделировать ту ситуацию, которая уже произошла и смотреть является ли она причиной возникших дефектов конструкций здания.
а про остальные типы ИГ условий (просадочность, заторфованность и т.п.) есть в СНиП 2.02.01-83* "Основания зданий и сооружений" и пособиях.

[EUDGEN]

Коллеги!
Подведем итоги:
1. Если вы внимательно читали мои сообщения, то д.б. заметить, что это не моя прихоть, а требования "продвинутых" конструкторов, желающих учесть необъятное . И я с вами абсолютно согласен в отсутствии надобности моделирования немоделируемых процессов - хватает проблем при моделировании реалистичных свойств деформирования: и основания, и железобетона, и истории, и временных процессов, и т.д.
2. Правда, не все из выступающих так категоричны - были попытки смоделировать крен здания в т.ч. и мной. Я не смог... и об этом вам доложился.
PS
Уезжаю в горы...вернусь - подброшу вам еще парочку "свиней" .
Должен отметить, что ранее выставленные непонятки: скачки по моментам в нижних сечениях колонн и в опорных придиафрагменных ригелях верхних этажей, на мой взгляд, недостаточно проработаны. А почему? Да слишком грубые инструменты применяем для анализа НДС - упруго-линейная работа не всегда и везде реалистична. Увы: не все умею, и не все удается смоделировать. Беда моя, каюсь, в том, что классикой традиционной голова заполнена, и я всегда ожидаю результат, основываясь на багаже частных решений. Уже не уверен: хорошо ли это? Но, необъяснимые и необоснованные результаты расчетов, жизни в реальных конструкциях, в моем исполнении, не увидят... ОДНАКО, общение с умными коллегами - сплошное удовольствие .

[_Alex]

Сообщение от EUDGEN Это как?

Вот схема. Абстрактная. Повернул этажерку на 1 или 2 градуса(не помню). Вес и нагрузки задал в глобальной системе координат.
[ATTACH]1168330889.rar[/ATTACH]

[andsan]

Номер СНиПа и пункт - где это требуется??? в студию!!!

МГСН 4.19-2005
ВРЕМЕННЫЕ НОРМЫ И ПРАВИЛА ПРОЕКТИРОВАНИЯ МНОГОФУНКЦИОНАЛЬНЫХ ВЫСОТНЫХ ЗДАНИЙ И ЗДАНИЙ-КОМПЛЕКСОВ В ГОРОДЕ МОСКВЕ

6.27. Предельные горизонтальные перемещения верха высотных зданий fult с учетом крена фундаментов при расчете по недеформированной схеме в зависимости от высоты здания h не должны превышать:
- до 150 м (включительно) - 1/500;
- при h = 400 м -1/1000,

6.2.6.
...
Расчетом определяются горизонтальное перемещение верха здания (с учетом крена фундамента)...

Сообщение от andsan МГСН 4.19-2005 ВРЕМЕННЫЕ НОРМЫ И ПРАВИЛА ПРОЕКТИРОВАНИЯ МНОГОФУНКЦИОНАЛЬНЫХ ВЫСОТНЫХ ЗДАНИЙ И ЗДАНИЙ-КОМПЛЕКСОВ В ГОРОДЕ МОСКВЕ 6.27. Предельные горизонтальные перемещения верха высотных зданий fult с учетом крена фундаментов при расчете по недеформированной схеме в зависимости от высоты здания h не должны превышать: - до 150 м (включительно) - 1/500; - при h = 400 м -1/1000,)

Этот пункт известен и понятен.
вопрорс как раз относился к требованию о необходимости моделирования крена - как такового (а не причин его)

Сообщение от andsan 6.2.6. ... Расчетом определяются горизонтальное перемещение верха здания (с учетом крена фундамента)...

Такое же требование есть и в СНиП 2.01.07-85* "Нагрузки и воздействия".
Но, это не означает, что сам крен нужно моделировать. Этот пунктик говорит о том, что горизонтальные перемещения конструкций здания нужно определять для модели(здания), стоящем не на скале, а на "реальном основании", т.е. в лире и скаде это коэф. постели, а в других прогах по своему.
моделирование же самого крена не нужно см. п.74, п.77.

[andsan]

ЛИС

В СНиП 2.01.07-85*, п. 10.14. "...следует определять, как правило, с учетом крена (поворота) фундаментов."

Я хотел подчеркнуть, что для высотных зданий учет крена фундаментов обязателен.

[p_sh]

Сообщение от _Alex Сообщение от EUDGEN Это как? Вот схема. Абстрактная. Повернул этажерку на 1 или 2 градуса(не помню). Вес и нагрузки задал в глобальной системе координат. [ATTACH]1168330889.rar[/ATTACH]

крен получился весьмя больщим - 0,47/27=1/57,44т.е. гораздо больше чем 1/500.

суто проблемы ЯТД в том как геометрическое смещение (крен) в 1/500 повлияет на продольные силы и моменты

я подозреваю что усилия в конструкциях увеличатся не сильно.

[_Alex]

2 p_sh
Не претендую на истину. Поворот от балды задавал. Просто чтоб проверить можно так али нету.

В любом случае так удобнее чем вычислять и задавать горизонтальные нагрузки. Хотя это сугубо мое мнение.

Сообщение от andsan ЛИС В СНиП 2.01.07-85*, п. 10.14. "...следует определять, как правило, с учетом крена (поворота) фундаментов." Я хотел подчеркнуть, что для высотных зданий учет крена фундаментов обязателен.

Все верно - обязателен.
Только задавать здание с заведомым креном в расчетной схеме не надо (при новом строительстве) да еще на упругом основании (любом другом основании отличном от жесткой заделки) - это ошибка.
Крен получается сам собой при рассмотрении модели О-Ф-З.
или же сначала считается фундамент отдельно с выводом его кренов, осадок и т.п. и уже надземка моделируется на жестком основании с "реальным" (полученным при расчете фундаментов) кренами и перемещениями(но это тема уже другой ветки Юджина :wink: )
думаю разобрались :wink:

[p_sh]

Сообщение от ЛИС Только задавать здание с заведомым креном в расчетной схеме не надо (при новом строительстве) да еще на упругом основании (любом другом основании отличном от жесткой заделки) - это ошибка.

не могу с вами согласиться.
ведь учет геометрической нелинейности это не есть ошибка.
вопрос в том на сколько ошибаемся мы не учитывая её (геометрическую нелинейность) в пределах 1/500H. вероятно счет идет на считаные проценты.

Сообщение от p_sh ведь учет геометрической нелинейности это не есть ошибка. вопрос в том на сколько ошибаемся мы не учитывая её (геометрическую нелинейность) в пределах 1/500H. вероятно счет идет на считаные проценты.

Что есть в данном случае "геометрическая нелинейность" тогда?
мы ведь когда расчитываем фонарный столб моделируем его строго вертикально? так? но на "реальном основании". и он уже под действием каких то там сил кренится и дает осадку. и получаем крен столба с учетом крена фундамента.
Мы же заведомо не ставим столб под наклоном к горизонту.
Дык теперь все вышенаписанное к высотному зданию применить.

[p_sh]

вот к примеру рама высотой 43м с нагрузкой на ригели 12т/м
сечение ригелей и колонн 0,6*0,6 м Е=30000МПа.
высота колонн 3м, пролет ригелей 6м.

на неизменяемой (упругой) схеме моделирую "крен" горизонтальной поуровневой нагрузкой 0,5т/м на ригели. получаю
перемещение верхушки 75,3 мм.
Усилие в нижней колонне N=7207.9 кН
В данном случае отвлечемся от моделирования крена таким образом и допустим что он происходит от другого фактора - например от неравномерности осадок фундамента и посмотрим на сколько изменятся усилия в нижней колонне если учесть влияние крена (геометрическую нелинейность)
при учете геометрической нелинейности усилие в нижней колонне увеличилось и составило 7291,2 кН
перемещение верхушки 79.мм

а разность в усилиях составила (7207,9-7291,2)/7291,2=0,0114
т.е 1,2% - в общем пустяк.



ps
стоит отметить что просадка основания и крен по этому случаю могут вызывать уменьшение нормальных усилий в вертикальных конструкциях под просадкой.
[ATTACH]1168366955.GIF[/ATTACH]

[p_sh]

Что есть в данном случае "геометрическая нелинейность" тогда?

я понимаю как влияние изменения геометрической формы конструкции на усилия в ней. т.е. непропорциональность в зависимости перемещение=жесткость*сила.

мы ведь когда расчитываем фонарный столб моделируем его строго вертикально? так? но на "реальном основании". и он уже под действием каких то там сил кренится и дает осадку. и получаем крен столба с учетом крена фундамента.

от наклона столба в его сечениях возникает дополнительный момент от смещения его оси от вертикали.
учет данного обстоятельства в частности производится при расчете ж.б. сечений при учете их прогиба на несущую способность, и влияние м.б. весьма существенным

я понимаю как влияние изменения геометрической формы конструкции на усилия в ней. т.е. непропорциональность в зависимости перемещение=жесткость*сила.

Согласен.

на неизменяемой (упругой) схеме моделирую "крен" горизонтальной поуровневой нагрузкой 0,5т/м на ригели. получаю перемещение верхушки 75,3 мм. Усилие в нижней колонне N=7207.9 кН В данном случае отвлечемся от моделирования крена таким образом и допустим что он происходит от другого фактора - например от неравномерности осадок фундамента и посмотрим на сколько изменятся усилия в нижней колонне если учесть влияние крена (геометрическую нелинейность) при учете геометрической нелинейности усилие в нижней колонне увеличилось и составило 7291,2 кН перемещение верхушки 79.мм а разность в усилиях составила (7207,9-7291,2)/7291,2=0,0114 т.е 1,2% - в общем пустяк.

вот собственно на что я и пытался обратить внимание (не удобно все таки без цифр :roll: ) на что скорее всего и СНиП опирается в своих ограничениях.
43000/500=86мм.
отклонения рамы не превысили этого значения, следовательно она "проходит" и учет ГН не обязателен. скорее всего она "пройдет" и при большем крене, но его уже надо будет обосновывать расчетом и еще массой доводов, начиная от физилогии человека и технологии производства до свойств других материалов и конструкций, применяемых в этом сооружении.

ps стоит отметить что просадка основания и крен по этому случаю могут вызывать уменьшение нормальных усилий в вертикальных конструкциях под просадкой.

зато доп. моменты и усилия в горизонтальных элементах :wink:

[p_sh]

Сообщение от ЛИС ps стоит отметить что просадка основания и крен по этому случаю могут вызывать уменьшение нормальных усилий в вертикальных конструкциях под просадкой. зато доп. моменты и усилия в горизонтальных элементах :wink:

да именно.
это я про то что моделирование крена вызванного просадкой с помощью наклона сооружения или введением дополнительных горизнтальныз сил может оказаться качественно неверным и привести к ошибочным результатам. Здесь я присоединяюсь к вам в том что в данном случае корректнее моделировать причину - местным уменьшением жесткости основания

[EUDGEN]

Всем привет!
Еще один из приемов моделирования перемычек, вызывающий определенные сомнения в реализме.
Поясню: на картинке ниже фрагмент Д/Ж с перемычками над проемами (толщина Д/Ж и перемычек 400). Армирование по оси У дано на одну грань. Основным силовым фактором является сейсмика. Армирование в основном получено от вклада Txz. Концентрация арматуры (соответственно и тау) в центре перемычки.
Вопросы и сомнения:
1. Полученое армирование сложно разместить в сечении даже графически. Может быть неверно наложена сетка КЭ? Или надо бы учесть пластику бетона?
2. При стержневом аналоге перемычки, армирование совершенно иное. Возможно, в данной схеме работа перемычки ближе к стержневому аналогу?
3. Какие еще подводные камни не видны?
[ATTACH]1169315008.jpg[/ATTACH]

[p_sh]

сетка из D25 с шагом 100 мм прокатывает .

большие силы - видимо из за большой жесткости... так что бредовость пока недоказана...

посмотрите если стенка ДЖ будет 200 мм - каакое армирование получится?

[Romka]

Сообщение от EUDGEN на картинке ниже фрагмент Д/Ж с перемычками над проемами. Армирование в основном получено от вклада Txz. Концентрация арматуры (соответственно и тау) в центре перемычки. 2. При стержневом аналоге перемычки, армирование совершенно иное. Возможно, в данной схеме работа перемычки ближе к стержневому аналогу?

EUDGEN
1. Не понятно. Ведь Тау-это касательные напряжения (аналог поперечной силы в балках). Так почему максимум находится в середине пролета?
2. В балках учитывали сдвиговую жесткость? Предлагаю продолжить тему с перемычками здесь http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=...r=asc&start=30 .
ЗЫ. EUDGEN!Как провели каникулы в горах? Где были?

[EUDGEN]

Romka

1. Не понятно. Ведь Тау-это касательные напряжения (аналог поперечной силы в балках). Так почему максимум находится в середине пролета? 2. В балках учитывали сдвиговую жесткость? Предлагаю продолжить тему с перемычками здесь http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=...r=asc&start=30 . ЗЫ. EUDGEN!Как провели каникулы в горах? Где были?

Начну с приятного:
Отдых д.б. активным и приятным... Горы Балканские (Банско) на высоте 2000-2500м сказочны, особенно если температура в долине +12, я в горах -2...-6, и снег, и солнце... Одним словом - отдых удался, чего и всем желаю...
И по теме:
1. Тотоже. При горизонтальных воздействиях, перемычки наиболее уязвимы по НДС. Очевидно, что нужно учитывать пластику бетона и понижать жесткость в напряженных зонах... Я практически всегда
такие манипуляции выполняю, но они нестроги - основываются на логике и интуиции, да и на опыте... Понимаю, что строгое решение - это применение нелинейных процедур для всей РС. Но вместе с тем понимаю и сложность осуществления таких строгих решений: это и РСУ, и знакопеременность сейсмики, и назначение армироввания, и конечно же - размеры задачи, и временной фактор. И это - далеко не все сложности...
2. Почему я свои проблемы выставляю напоказ? Не потому, что они парализовывают мою деятельность, а потому, что хочу услышать мнение профессионалов, решающих подобные проблемы современными методами при достаточном реализме о обоснованности.
3. Те результаты (фрагменты), которые я выставил, граничат с бредовостью, и по ним конструировать нельзя - никто не поймет, когда перемычка заармирована 25-кой с шагом 100.
PS
Жаль, пока не засветились реалистичные оппоненты из сейсмозон...Подождем...

[DTab]

Сообщение от EUDGEN Всем привет! Еще один из приемов моделирования перемычек, вызывающий определенные сомнения в реализме. 1. Полученое армирование сложно разместить в сечении даже графически. Может быть неверно наложена сетка КЭ? Или надо бы учесть пластику бетона? 2. При стержневом аналоге перемычки, армирование совершенно иное. Возможно, в данной схеме работа перемычки ближе к стержневому аналогу? 3. Какие еще подводные камни не видны?

А попробуйте-ка разбить конечные элементы перемычек на 3 шт. по высоте, ( да и пару по длинне). Мне кажется это из-за вычисления скадом усилий в середине элемента, а не в узлах. Просто похоже программа сама не поняла что сосчитала, т.к. в идеале в верху армирование должно быть одно, а в низу другое, а она все это свела к одной точке (и как-то усреднила).

[EUDGEN]

p_sh
Схема размещения Д/Ж продиктована паркингом в подвале. Жесткости и так по минимуму - утоньшать Д/Ж опасно...
DTab
Пробовал и игры с сеткой - существенно картина не меняется - граничные условия те же. Тут что-то специфичное - погонная жесткость перемычки уж очень большая и соответственно сопротивляется сдвигу берегов...Упрого-линейный элемент - грубый инструмент для реалистичной фиксации НДС. Надо искать компромиссы в облегчении жизни перемычки, особенно, если сопрягаемые зоны Д/Ж недогружены.
А вот фрагмент плана:
[ATTACH]1169485526.jpg[/ATTACH]

[EUDGEN]

Еще из разряда "бредовых результатов":
ИСХ.ДАННЫЕ:
1. Фунд. плита, габаритом 40х20м (площадь=800 м2).
2. Грунты - суглинок Е=1200т/м2, н=20 м. ню=0.35.
3. Нагрузка сплошная 25 т/м2.
Считаем по СКАДу. При деформируемом основании С1=50 т/м3 (для заданного грунта), при площади фактического опрания =800 м2.
Осадка плиты = 511 мм! Не бред ли?
Размышляю:
а) можно ввести законтурные элементы - что-то уточнится, но в целом бред останется;
б) понимаю, что такая равномерная нагрузка нереальна, но все же предположим - это же тест... При сосредоточенных нагрузках это еще более проявляется...
в) почему параметр "Площадь фактического опирания" так сильно влияет на С1? Видимо, здесь требуются особые оговорки, но в контексте справки об этом ни слова 8) . С этим параметром в корне не согласен, да, но других моделей В СКАДе не предлагают...
г) И вообще, для плитных фундаментов, положения СНиПа по"Основаниям..." не очень-то подходят. Тогда, чем руководствоваться?
д) плюнуть на бред и начать уплотнять основание до каменного - это уж точно посчитают за бред...
е) Осадку считать по другим специализированным программам, т.е. плюнуть на "Сертифицированный" СКАД? А что КРОСС? Счас проверю...
ж) Может быть в ЛИРЕ это не проявляется? Счас проверю...
з) Виноват, ручками не проверил и в других программах тоже...
и) Да, есть тема "Моделирование модели С1, С2"... но там о бредовых результатах говорить не к месту.
к) В заключении признаюсь, что "Факт. площадь опирания" принимаю интуитивно (обосновываю величиной грузовой площади по шагам осей) , что не очень хорошо - любой проверяющий формально может такой расчет зарубить. Приходится подстраховываться поверочными результатами других программ.
ВОПРОСЫ:
Заданы в контексте, но основной вопрос - моделирование работы грунта оснований для фундаментных большеразмерных плит. Какие сущ. нормативные требования, методы, методики, программы? Кто реально это использует? Не брежу ли я, выставляя на обозрение очевидность бредовых результатов? Кто-нибудь со мной согласен?
О моделировании работы грунтов для сейсмических районов - тема отдельная, но описанный выше бред, там особо проявляется.
PS
Хорошо бы было - вынести вирдикт в виде рекомендаций. Конва у меня имеется, но жду и другие мнения...

[DTab]

хороший вопрос.
В СП50-101-2004 (к основаниям) появилась, при определении сжимаемой толщи, одна очень интересная цифра , которой ранее ни где я не видел. (Напомню ч то в СНиПе глубина определялась когда выполнялось условие: давлен. от сооружения = 0,2*давление от грунта), дак вот для плит более 20м это отношение - 0,5. Может не зря эта цифра появилась?

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN Еще из разряда "бредовых результатов": ИСХ.ДАННЫЕ: 1. Фунд. плита, габаритом 40х20м (площадь=800 м2). 2. Грунты - суглинок Е=1200т/м2, н=20 м. ню=0.35. 3. Нагрузка сплошная 25 т/м2.

по снипу 22 см.
[ATTACH]1170079362.rar[/ATTACH]

[EUDGEN]

p_sh

по снипу 22 см

То-то же!

е) Осадку считать по другим специализированным программам, т.е. плюнуть на "Сертифицированный" СКАД?

Т.е. мои сомнения обоснованы?

[DTab]

Сообщение от p_sh Сообщение от EUDGEN Еще из разряда "бредовых результатов": ИСХ.ДАННЫЕ: 1. Фунд. плита, габаритом 40х20м (площадь=800 м2). 2. Грунты - суглинок Е=1200т/м2, н=20 м. ню=0.35. 3. Нагрузка сплошная 25 т/м2. по снипу 22 см.

по ING 2006 24.5см(максимальная осадка) - почти как по снип (учитывая что по снип 22см- средняя осадка)
Так что в МКЭ не все так плохо :wink:
[ATTACH]1170081354.JPG[/ATTACH]

[EUDGEN]

p_sh
Позвольте поищу логику в нелогизмах:
1. Воспользовался Вашим файлом и проделал ряд расчетов, при неизменном 2.5т/м2, в зависимости от габаритов получены следующие осадки:
а) 40х20 м 220 мм:
б) 20х10 м 144 мм:
в) 10х5 м 84.5 мм:
г) 5х2.5м 48 мм:
д) 2х1 м 24 мм:
2. Понятно, что на результаты влияет ГСТ.
3. Каюсь, до сих пор не нашел Горбунова-Пассадова.
ВОПРОСЫ:
а). Понятно, что при 80х40 осадка будет еще больше... Где логика?
б). К сожалению, возвращаемся к старым граблям...но вопрос совершенно другого ракурса: рассчитывая модель О-Ф-З, модель грунтового основания должна быть реалистичной. Из выполненного по СКАД и на EXEL сопоставлений очевидно существеннон различие в рез-тах по осадкам. По другим силовым факторам будет такое же.
Короче, многие мои вопросы из 98 поста пока не разъяснены...

[novinkov]

У Городецкого (Лира) есть предложение увеличивать модули деформаций менее нагруженных слоев введением поправочных коэффициентов, меняющих значения от 1 (под подошвой фундамента) до 8-12 на границе сжимаемой толщи.

В книге Городецкий "Расчет и проектирование конструкций высотных зданий из монолитного железобетона" на стр.39 приводится сравнение результатов расчета осадок по СНиП и с использованием двухпараметрических моделей основания. При размерах фундаментной плиты 20х40м, нагрузке 40т/м2 и модуле деформаций 3000 тс/м2 получены осадки всего 56мм. У меня получились другие цифры. Может кто-нибудь выполнить свой расчет по СНиПовской методике? Я не имею опыта работы с основаниями, поэтому сомневаюсь в результатах.

В архиве страницы из упомянутых книг.
[ATTACH]1170148195.rar[/ATTACH]

[EUDGEN]

novinkov

У Городецкого (Лира) есть предложение увеличивать модули деформаций менее нагруженных слоев введением поправочных коэффициентов, меняющих значения от 1 (под подошвой фундамента) до 8-12 на границе сжимаемой толщи.

Вот о чем я думаю:
1. Чего бы мне хотелось услышать, увидеть, попробовать и применять? В нормах по проектированию (расчету) оснований, фундаментов и совместно с наземными конструкциями должны быть прописаны более не менее строгие модели (формулы), методики, однозначно описывающие деформационные свойства грунтов. И чтобы у десяти квалифицированных проектировщиков
(испытателей, расчетчиков) получались единтичные результаты. А такого сейчас нет...А почему7 Очень много условностей и научных трактовок, импирики, и особенно, по Механике грунтов. Да, они имеют право на существование, как и любое индивидуальное мнение, но в нормы проектирования должны попасть строгие и однозначные положения.
2. К примеру, железобетон, тоже не подарок, но условия прочности
классические, и результаты у многих будут идентичны, скажем в
упруго-линейной постановке. СНиП это допускает...Да, но как только
начинается физнелин, сразу же появляются различные теории диаграмм деформирования, шаговых итерационных, секущих, касательных и т.п. В итоге и результаты у разных испытателей будут не совпадать, иногда качественно.
Городецкого иногда штудирую, загляну и сейчас.

[vv_77]

[quote="EUDGEN"]p_sh

ВОПРОСЫ:
а). Понятно, что при 80х40 осадка будет еще больше... Где логика?
[quote]

ЯТД, что логика в понятии линейно-деформируемого полупространства. Увеличивая два измерения, не надо забывать, что при прочих равных в деформационной модели неизбежно увеличивается и третье (условная активная зона деформаций, ее глубина или ГСТ)
И как следствие растет осадка (при неизменности давления).

[EUDGEN]

vv_77

ЯТД, что логика в понятии линейно-деформируемого полупространства. Увеличивая два измерения, не надо забывать, что при прочих равных в деформационной модели неизбежно увеличивается и третье (условная активная зона деформаций, ее глубина или ГСТ)

Допустим, применим не инженерный подход и плиту с габаритами 40х20 разрежем швом пополам, т.е. получим две плиты 20х20. Нагрузка та же 2.5 т/м2. Даже проверять не стоит - осадка уменьшится в 2-3 раза :roll: . В чем крамола такого неинженерного подхода? Или все же недостатки в модели моделирования?

[DTab]

Сообщение от EUDGEN vv_77 ЯТД, что логика в понятии линейно-деформируемого полупространства. Увеличивая два измерения, не надо забывать, что при прочих равных в деформационной модели неизбежно увеличивается и третье (условная активная зона деформаций, ее глубина или ГСТ) Допустим, применим не инженерный подход и плиту с габаритами 40х20 разрежем швом пополам, т.е. получим две плиты 20х20. Нагрузка та же 2.5 т/м2. Даже проверять не стоит - осадка уменьшится в 2-3 раза :roll: . В чем крамола такого неинженерного подхода? Или все же недостатки в модели моделирования?

Вот тут Вы совсем не правы. Если останутся 2 фундамента с деформ. швом, то средняя осадка будет практически та же. Т.к. будет влияние одного на другой. (вспомните метод угловых точек).

[EUDGEN]

novinkov

У Городецкого (Лира) есть предложение увеличивать модули деформаций менее нагруженных слоев введением поправочных коэффициентов

Ознакомился, убедился, что не зря мутю "чистые воды" форумчан
Для любопытных выкладываю картинку:
[ATTACH]1170246888.jpg[/ATTACH]

[EUDGEN]

Уважаемые коллеги!
Извините, опять я, неугомонный и приставучий - истина у каждого своя, к сожалению, но поддержка стремления к истине - вещь позитивная..., да и критика, в принципе полезна...
Вот жизненный пример: считаю 19-ти этажный каркас на вертикальную нагрузку, с учетом совместной работы О-Ф-З. В результатах те же "грабли" - при незначительной разности осадок смежных узлов, в придиафрагменных колоннах по обрезу дикие моменты...Откуда они? Защемляю - они пропадают...
Высавляю картинку М.
Если заинтересуетесь - выставлю файл исходник.
[ATTACH]1176368106.jpg[/ATTACH]

[СергейД]

Вывешивайте. прикину по своему
только еще ц и фи сообщите.

[p_sh]

а что решили в прошлый раз....?

см перемещения по колонне а не в плите!!!
а также деформированную схему (10 кратно)
[ATTACH]1176369905.rar[/ATTACH]

[EUDGEN]

Рассуждаю:
1. Придиафрагменные колонны, отлитые в одной опалубке с Д/Ж испытывают в основном продольные усилия - изгибу препятствует сплошная среда (континиум) конструкции.
2. Не сомневаюсь, что дискретная модель существенно отличается от натурной, но как заставить колонну работать так, как она должна работать в монолите с Д/Ж? Варианты: колонны смоделировать шарнирными (КЭ=4) или ввести шарниры?
3. Вот, что произойдет, если шарниры в нижних сечениях колонн:
На картинке изменения существенные, но "бредовость" поползла выше...Какие мысли у коллег?
[ATTACH]1176369916.jpg[/ATTACH]

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN Рассуждаю: 1. Придиафрагменные колонны, отлитые в одной опалубке с Д/Ж испытывают в основном продольные усилия - изгибу препятствует сплошная среда (континиум) конструкции.

а я гляжу что именно диафрагма и гнет наши колонны..

как и в прошлый раз - поненяйте коэффициент пуассона для материала диафрагмы на 0,05 - моменты жуть как уменьшаться, что косвенно является доказательством моего предположения.

или следует ввести горизонтальные арматурные стержни (натурно присутствующие)
(схема децл приврана (работаю в демо режиме))
[ATTACH]1176370653.rar[/ATTACH]

[EUDGEN]

p_sh
Не понял Ваш тест?
Выставляю файл тхт, но он для СКАДа 11.1.
Вертикальная нагрузка в среднем 1.3 тм2 на перекрытиях. Основание - С1=4000т/м3. Д/Ж - толщиной 200. Колонны нижние 2 яруса 800Х400, выше 600Х400, последние 8 ярусов 400Х400. Шаги осей 7200, 7200 по оси У 5200, 7200, 5200.
Собственно, нарисовать такой каркас - 5 минут работы в любой программе. И дело не конкретно в моей задаче, а в принципе...
[ATTACH]1176370950.rar[/ATTACH]

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN Не понял Ваш тест?

сущность та же что и в прошлый раз:
диафрагма, под нагрузкой сжимается не только вертикально, но и её распирает в стороны. Если в каком либо сечении на диафрагме поставить объединение перемещений или связь, препятствующую её "свободному" боковому расширению (в её качестве выступает фундаментная плита) то в этом месте произойдет существенное деформирование как диафрагмы, так и для кучи колонны., следствием данной деформации являются и возникающие усилия (моменты в колоннах, и бог знает что в самой диафрагме)

[p_sh]

вот схема
[ATTACH]1176372493.rar[/ATTACH]

[EUDGEN]

p_sh

диафрагма, под нагрузкой сжимается не только вертикально, но и её распирает в стороны. Если в каком либо сечении на диафрагме поставить объединение перемещений или связь, препятствующую её "свободному" боковому расширению (в её качестве выступает фундаментная плита) то в этом месте произойдет существенное деформирование как диафрагмы, так и для кучи колонны., следствием данной деформации являются и возникающие усилия (моменты в колоннах, и бог знает что в самой диафрагме)

Оказывается, дело не только в придиафрагменных колоннах - недосмотрел. Такая же ситуация и в других голых колоннах - все это из-за неточности моделирования контакта О-Ф-З.
Вот картинка. Что посоветуете?
[ATTACH]1176373136.jpg[/ATTACH]

[EUDGEN]

Рассуждаю:
1. Поскольку угловые деформации на контакте колонн и фун-тов мизерных порядков, влияние поворотов контактных узлов в натурной конструкции, в представленных выше эпюрах М, не может иметь реально такого влияния, ЯТД, что более реалистично выглядит эпюра моментов при защемлениии по обрезу, а именно:
[ATTACH]1176374914.jpg[/ATTACH]

[p_sh]

эффект известный

видимо жесткость крайних колонн большая, поэтому момент с фундаментной плиты "перехватывается" колонной для выполнения условий: равновесия в узле; совместности деформаций.

лечится - известно как (уменьшением жесткости колонны) изменить ориентацию колонны на - бОльшая жесткость - из плоскости "рамы". Для углов - лечения нет. кроме D32-А500 с частым шагом...

[_Alex]

Хотелось бы посмотреть изолинии углов поворота фундаментов.

[EUDGEN]

Alex

Хотелось бы посмотреть изолинии углов поворота фундаментов.

О углах поворота умолчу - на схеме нули, видимо 0.0001...
о чем подтверждает схема осадок (см. картинку ниже).
p_sh

эффект известный видимо жесткость крайних колонн большая, поэтому момент с фундаментной плиты "перехватывается" колонной для выполнения условий: равновесия в узле; совместности деформаций.

1. О лечении можно говорить только при правильном диагнозе, а однозначный пока не поставлен... Посудите сами: при разности осадок (перемещений) смежных узлов плиты (на узел от колонны влево и вправо) всего на 1 мм, получить момент в колонне от мизерного поворота момент в 90 тм - это ли не бред?
2. Я понимаю петод перемещений, основные положения МКЭ, но и понимаю географию, историю, и физику, и чуть химию, и немного жизнь вообще ...
3. Почему-то никто не говорит о модели узла стыка колонны и плиты - ведь он не в одной точке, а имеет габариты, и как таковой момент от изгиба плиты передастся в колонну неколько иначе, чем при точечном стыке... Но это пока предположения - и врядли они повлияют существенно на диагноз, ЯТД...
4. Проблема по-моему в том, что мы (я) очень плохо знаем реалистичные (экпериментальные - инструменальные) сведения о многих нюансах деформирования разношерстных контактеров... при реалистичном учете большинства важных факторов (см.п.2).
5. К сожалению, оперировать только теорией, при которой все идеально, игногируя (см.п.4 и 2.), диагноз не может считаться реалистичным.
6. Таких экстримов в расчетных схемах не так уж много, но разобраться и распутывать нелогизмы инженер должен уметь. Как?
Вариантов много - от шарниров до жесткого защемления ...Кто прав? Надо разбираться...
PS
Я с пониманием отношусь к новичкам - еще не очень профессионалам, читающим такие обсуждения...Хочу успокоить - строительные конструкции нам многое прощают и приспосабливаются под надетое на них "снаряжение" , да, порой корчатся и кряхтят от напруги, но наша все ж задача - не дать им сломаться . А вопросов меньше никогда не станет, ибо:
[ATTACH]1176451568.jpg[/ATTACH]

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN о модели узла стыка колонны и плиты

были такие баталии.... чего-же более..
http://dwg.ru/forum/viewtopic.php?t=5821

Если бы материал конструкции был чисто упругий (сталь), подвергли бы вы сомнению полученое решение?

4. ятд если решаем с учетом принятых допущений то и результат просто так менять не можем (только в одном месте), т.к. изменение неотвратимо отразится на всей конструкции.

ятд здесь большие пересечения с темой о физнелине. Интересно если задать армирование сечения (и его жесткость) для восприятия меньших моментов но тех же нормальных сил - что получится?? Особенно с учетом положений деформационной модели СП

[_Alex]

Есть предположение что осадка под диафрагмами максимальная. В связи с этим углы поворота под колоннами не нулевые. Что и вызывает моменты в местах примыкания колонн к фундаменту.

Надо посмотреть хотя бы поле осадок.

[EUDGEN]

_Alex

Есть предположение что осадка под диафрагмами максимальная. В связи с этим углы поворота под колоннами не нулевые. Что и вызывает моменты в местах примыкания колонн к фундаменту. Надо посмотреть хотя бы поле осадок.

Так я ж выставил картинку осадок (фрагмент у колонн) см.122 пост
p_sh
По поводу учета физнелина умолчим - слабоваты все мы еще...
А по поводу АЖТ попробовать можно...
Еще: это на упругом основании. Представить даже боюсь, что будет на деформируемом основании. :roll:
Я еще не сообщил сколько требуется арматуры - 160 см2 на сечение 400х800, это ж 20шт. 32-х. Может класс арматуры принять 5000. Да я бы так и сделал, но как объяснить, что в верхнем сечении колонны треба всего 10 шт. 32-х. Вариантов еще много...вот только бы "куры не подохли" .
А хочется обоснованное решение найти.
Утолщение фунд. плиты ничего не дает...Посадить мож.быть на сваи - не поймут - грунты неплохие...
Ладно, три дня отдохнем - там и решение созреет.

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN на сечение 400х800, это ж 20шт. 32-х.

стандарт
[ATTACH]1176467693.GIF[/ATTACH]

[Romka]

EUDGEN
А при жестком защемлении моменты в нижних сечениях колонн такие же большие?

[ander]

EUDGEN, Вы по-прежнему пытаетесь защемить колонну в составе диафрагмы? А как же классическая сварная двутавровая балка? Пояса воспринимают усилия растяжения-сжатия, даже теоретически (хоть и практически) защемите один (или оба пояса), что произойдет? Ничего. Защемление такой конструкции обеспечиватеся запретом на смещение поясов в продольном направлении. Колонна в диафрагме должна быть шарнирно опертой на плиту, либо нужно учитывать фактические габариты сечения (жесткие вставки для стержневого КЭ, либо колонну задавать пластинами). Возможен вариант упругого защемления в плиту (податливость угла поворота).

[_Alex]

2 EUDGEN

Дался он Вам физнелин. Ну объясните дураку зачем?

[Romka]

Сообщение от ander Вы по-прежнему пытаетесь защемить колонну в составе диафрагмы? Колонна в диафрагме должна быть шарнирно опертой на плиту, либо нужно учитывать фактические габариты сечения (жесткие вставки для стержневого КЭ, либо колонну задавать пластинами). Возможен вариант упругого защемления в плиту (податливость угла поворота).

ander
Где об этом можно прочесть подробнее?

[ander]

Romka, если честно, не совсем понимаю, о чем именно. Почитать может быть можно в изданиях разработчиков, но что-то я не помню, чтобы нечто подобное публиковали, но лучше на мое мнение, по поводу книг, не опираться. Лучше всего пообщаться с разработчиками.
То, что усилия в колонне (моменты) вылазиют при установке защемления, либо присутствущем упругом защемлении (узел, в который сходятся колонна и плита, например) тем меньше, чем густота сетки адекватнее. В связи с этим, этот узел либо моделировать надо правильно, либо использовать его аппроксимацию (вводить упругую связь). Что касается правильного моделирования: а) введение жестких вставок (например, продольных в элементе колонны, на половину высоты фундамента, плиты), б) введение абсолютно жестких тел или их стержневой аппроксимации, учитывающих действительные размеры поперечного сечения колонны (опирание на фундамент, плиту производится не в одном узле, а в центре и на концах габарита поперечного сечения колонны), в) при несплошном фундаменте можно заменить конструкцию фундамента на податливую связь (непосредственно в стержне, как условный шарнир), и сам фундамент проверять в отдельной задаче.

А вообще многое надо просто прожить.. если нет у кого учиться, конечно. Имея полученный опыт в начале проектирования, можно было многое сделать по-другому.
P.S.: по-моему, ни в одной книге не разжевывают. Поэтому когда возникает вопрос, нужно решать тестовые задачи.

[EUDGEN]

p_sh

Код:

[Выделить все]

на сечение 400х800, это ж 20шт. 32-х.  
стандарт

С придиафрагменными колоннами вопрос решается проще - Д/Ж возьму по толщине колонны (для нижнего яруса), а вот с голыми колоннами пока думаю...Хорошо, что нет сейсмики - г.Орел. Но как обосновать такой экстрим момента по обрезу? Работа колонн, которые по сравнению с жесткостью фунд. плиты (б=950мм) почти как "спички", не должны испытывать такие изгибные усилия от вертикальных нагрузок. А какие? Иногда сомневаюсь...Что по этому поводу думают "великие"? Если известно - поделитесь...
Romka

А при жестком защемлении моменты в нижних сечениях колонн такие же большие?

Нет, они более логичны. Читай пост 119 и картинка там же.
ander

Вы по-прежнему пытаетесь защемить колонну в составе диафрагмы? А как же классическая сварная двутавровая балка? Пояса воспринимают усилия растяжения-сжатия, даже теоретически (хоть и практически) защемите один (или оба пояса), что произойдет? Ничего. Защемление такой конструкции обеспечиватеся запретом на смещение поясов в продольном направлении. Колонна в диафрагме должна быть шарнирно опертой на плиту, либо нужно учитывать фактические габариты

1. Как вариант рассматривал и шарнирное опирание на фунд-ты. Читай выше...
2. Проблема в дискретной модели - других пока не имеем, т.е. сама дискретная схема изначально запрограмммированна на погрешности в результатах - нет сплошности среды - нет строгой аналитики в створе между дискретными узлами... Отсюда и такие "пилы-зубцы" в поперечных силах и моментах в придиафрагменных колонна и ригелях...что весьма далеко от реальности...
3. Почему я склонен к защемлению? Так считали предыдущие 100 лет, и построенные сооружения стоят до сих пор...
4. Появление мощных компов предоставило возможность учета совместной работы разношерстных конструкций, но с другой стороны, результата расчета стали более уязвимыми из-за целого ряда факторов и параметров, необоснованно применяемых или не применяемых, о чем я лично всегда "кричу".

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN Но как обосновать такой экстрим момента по обрезу? Работа колонн, которые по сравнению с жесткостью фунд. плиты (б=950мм) почти как "спички", не должны испытывать такие изгибные усилия от вертикальных нагрузок. А какие? Иногда сомневаюсь...Что по этому поводу думают "великие"? Если известно - поделитесь...

книга по мономаху (в дауне)
советуют изменить ориентацию колонны - бОльшая жесткость из плосокти рамы. Но честно признаться эффект не значительный (по армированию), по усилиям конечно вопросов нет - моменты соразмерно уменьшаются.
Есть еще такое наблюдение: при использовании модели основания в виже ОКЭ ТУ моменты меньше чем при использовании С1С2.
и если продолжить мысль в этом направлении, то если пользовать нелинейную модель основания то моменты еще упадут....

[EUDGEN]

p_sh

советуют изменить ориентацию колонны - бОльшая жесткость из плосокти рамы. Но честно признаться эффект не значительный (по армированию), по усилиям конечно вопросов нет - моменты соразмерно уменьшаются. Есть еще такое наблюдение: при использовании модели основания в виже ОКЭ ТУ моменты меньше чем при использовании С1С2. и если продолжить мысль в этом направлении, то если пользовать нелинейную модель основания то моменты еще упадут....

1. В подвале паркинг - сечения не повернуть...
2. Что такое модель ОКЭ ТУ? Где она используется?
3. Нелинейная модель основания - в Микро Фе? В СКАДе отсутствует... может в ЛИРЕ есть?
4. Извините за прямоту, но все это прогулки вокруг проблемы, а нужен дагноз и назначение . Похоже, Вы не сомневаетесь в проявлении сего эффекта по обрезу? Однозначно: сей эффект напрямую связан с податливостью основания (угловыми деформациями фундаменов. Повторюсь: они весьма незначительные - сотые доли). При защемлении эффект (дефект) не столь проявляется...Думаю, для установления истины, а она где-то посередине , нужны действительно более тонкие инструменты численного исследования. Какие? В основном - догадки, а требуется обоснование...

[p_sh]

1. деваться некуда.
2. это та же модель ЛДС (УПП), моделируемая Объемными Конечными Элементами Теории Упругости. В сравнении с моделью С1С2 краевые эффекты выражены не так резко. (уж не знаю почему)
3. Да где угодно (в миркрофе и лире есть КЭ позволяющие учесть нелинейные эффекты). Но предпочтительноее ПКЖ с учетомнелинейности (быстрее чуть).

4. Если РС линейная - принимаем как есть ибо нет сомнений что в запас. На счет основания вы вероятно правы, о чем свидетельствуют результаты на уточненных моделях :момент падает.
На счет защемления - элементы колдуйства.

[EUDGEN]

Вопрос знатокам СКАДа.
Каркасный паркинг совместно с фундаментными балками. Громадные пролеты. Обычные нагрузки. В результатах расчета колонны растянуты!? Проверил направление местных осей, жесткости, связи, приложение нагрузок и т.п. вроде все корректно.
Мое подозрение: что-то не так срабатывает балка на упругом основании, т.к. при защемлении колонны сжаты...
Выставляю картинку и фрагмент файла spr.
[ATTACH]1179141808.jpg[/ATTACH]

[EUDGEN]

Здесь файл.
[ATTACH]1179141965.rar[/ATTACH]

[taras]

Было похожее
правда не колонны а стены оказались
растянутые

[mela]

Было такое. Считал здание в Лире переменной этажности совместно с фундаментной плитой (сейсмики нет, даже не стал задавать горизонтальные нагрузки), получилось что в четырех углах здания колонны растянуты. Не нашел где ошибка.
Убрал фундамент, защемил колонны понизу, стало все красиво (в смысле везде сжатие).
Спрашивал у старших, они руками развели, сказали, что где-то ошибка. :roll:

[EUDGEN]

1. Бредовость результатов в том, что фундаменты, перемещаясь вниз, увлекают каркас за собой :roll:, что принципиально не верно!. Ниже картинка перемещений по Z, где видно, что нижний узел кононны просел больще, чем верхний...отсюда и растяжение в колонне :roll: :roll: . Это разгадка бредовости, но увы, не достжение удовлетворения .
2. Прбовал ещу вариант, с разбивкой стержней - эффект тот же.
3. Попробую посадить каркас на ленты - плиты. В плитных фундаментах сего не случалось...не замечал...
PS
А все говорят: совместная работа О-Ф-З в моделировании наиболее точна...
[ATTACH]1179144129.jpg[/ATTACH]

[EUDGEN]

1. Мои предположения подтвердились: убрал нагрузку от с.веса фундаментов - ушла бредовость...
2. В чем неточность моделирования? При монтаже, смонтированные фундаменты, под с.весом несколько просядут и все... тянуть каркас (колонны) за собой более не могут... Т.е. неучет "истории" искажает реальную картину.
3. Более того скажу: если моделировать основание (грунты) объемниками, и не учитывать "историю", то можем попасть в ситуацию, что основание, деформируясь от своего с.веса, может утянуть за собой все здание, я оно не одинаково жестко по смежным осям....сложно представить, сколько бреда получится :roll: :roll: .
PS
Это в некотором роде предостережение спецам, владеющим "мышкой", всмысле: нарисовать модель - даже не пол-дела...увидеть бред и не допустить его в рабочку - это уже профессиолализм, а избежать бред в моделипровании - это уже ювилирная работа, к чему и надо стремиться, чего всем и желаю... [sm2001]

[mela]

При монтаже, смонтированные фундаменты, под с.весом несколько просядут и все... тянуть каркас (колонны) за собой более не могут... Т.е. неучет "истории" искажает реальную картину.

Да, но в вашей схеме нет учета "истории возведения", у вас просто отдельным загружением собств. вес. А если попробовать с.в. задавать с постоянной нагрузкой вместе, что будет? А картинка, которую вы выставляли, это деформации от с.в. или от суммарного действия нагрузки?
Хотя надо попробовать сделать тоже самое со своей схемой (только зараза считает долго, схема большая) может в этом что-то есть. :?

[EUDGEN]

mela

Да, но в вашей схеме нет учета "истории возведения", у вас просто отдельным загружением собств. вес. А если попробовать с.в. задавать с постоянной нагрузкой вместе, что будет? А картинка, которую вы выставляли, это деформации от с.в. или от суммарного действия нагрузки? Хотя надо попробовать сделать тоже самое со своей схемой (только зараза считает долго, схема большая) может в этом что-то есть.

1. Только с.вес.
2. О какой своей схеме Вы ведете речь? Покажите ее людям .
Моя цитата:

1. Мои предположения подтвердились: убрал нагрузку от с.веса фундаментов - ушла бредовость

Пока так...

[mela]

1. Мои предположения подтвердились: убрал нагрузку от с.веса фундаментов - ушла бредовость...

Попробовал, убрал с.в. фундаментной плиты в 1-ом загружении, но растяжение в колоннах осталось :?
Допустим весом плиты еще можно как-то пренебречь, но что делать с нагрузками на фундаментную плиту, в моем случае там парковка для машинок?
Будем думать дальше, хотя идеи уже иссякли
[ATTACH]1179164202.rar[/ATTACH]

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN Вопрос знатокам СКАДа.

вот вы мне как конструктор скажите: зачем ригелям коэффициент постели назначили???? (например элемент 699 С=1500т/м3 в=2м)
отсюда и весь бред...
разве у вас ригели на грунте лежат????

ps
по-тщательнее бы надо [sm3324]

а избежать бред в моделипровании - это уже ювилирная работа

да ладно вам... простая внимательность.

[EUDGEN]

p_sh

разве у вас ригели на грунте лежат????

Да уж, недоглядел...спасибо за подсказку. Бывает и на старуху проруха.. Но подобные ситуации все ж бывают (melea, taras).

[DTab]

Сообщение от EUDGEN p_sh разве у вас ригели на грунте лежат???? Да уж, недоглядел...спасибо за подсказку. Бывает и на старуху проруха.. Но подобные ситуации все ж бывают (melea, taras).

ага если этот кто-то тоже не доглядел. [sm3500]

[taras]

Сообщение от DTab Сообщение от EUDGEN p_sh разве у вас ригели на грунте лежат???? Да уж, недоглядел...спасибо за подсказку. Бывает и на старуху проруха.. Но подобные ситуации все ж бывают (melea, taras). ага если этот кто-то тоже не доглядел. [sm3500]

DTab не волнуйтесь все доглядели
А такая ситуация может возникнуть
если считать совместно с грунтовым основанием
Самое поразительно растяжение в стенах
идет по аналогии с главными растягивающими напряжениями в балке

[FREE_RAIDER]

EUDGEN
Жёсткости 1000 т/м достаточно для такой малявы...к томуж с шагом 0,5м.
а вот слева под крайней колонкой связь по Z .

ато чёт право дело консолька 6м(фиктивная) дело благое )

поставил я там EFz=1000т и картиночка координально поменялась.
есть запарка с совместной работы оболочки и колонн(стержней).

выкладываю свой бред )
[ATTACH]1179488483.zip[/ATTACH]

[FREE_RAIDER]

прошу порщения чёт я позновато .....

поймите правильно: Дом 17-эт в экспертизе отстоял!,
тёрки с другим городом по расчёту основания отстаиваю,
глюк всётаки у скаде нашёл...тока не знаю у меня на компе или вааще ещё не проверил,

Офисный монолит за 2 дня отчёт заделал. торг центр 2 штука забацал, спать оч хоца и в глазах спички ... в общем пошёл я напьюсь вискаря слегонца ) да кстати вопрос на засыпку...какие реакциии возникают в теле, если на 176 см роста приложить 25 годов ?? ))

[EUDGEN]

FREE_RAIDER

прошу порощения чёт я позновато .....

Пока не знаю в чем помочь?
Спасибо nmr за выставленную книгу:
http://dwg.ru/dnl/2377
Вот вырезка из нее:
[ATTACH]1179737709.jpg[/ATTACH]

[OlegM]

Боюсь, что мы плаваем возле правильного решения.
Не хватает «правильных» элементов,

[Port]

Здравствуйте еще раз. Так как у меня проблемы возникли почти такие же,как и название этой темы,то решил не создавать своей,а пущу сюда свой вопрос.
И вот,собственно,вопрос:расчитав прикрепленный ниже файл,я обнаружил,что протриангулированная плита не обращает внимания на балки (в данной схеме плиты,опертые по контруру),в результате чего и перемещения,и напряжения в плите меня,мягко говоря,смущают.
Но найти ответ на эту загадку сам не в состоянии.
Если бы кто-нибудь обьяснил начинающему конструкору об этой проблеме и помог найти выходы из нее,был бы очень признателен

[Port]

Вот,собсно,и сама схема
[ATTACH]1180615652.rar[/ATTACH]

[taras]

1 Пересечь блоки (сделай отдельным блоком балки, отдельным плиту)
2 Упаковка узлов

или только п. 2
в Скаде должно быть похоже (это для Лиры я написал)

Схему в Лире вышли

[Port]

Пробовал-не помогло :cry:

[Port]

вот схема в Лире
[ATTACH]1180620659.rar[/ATTACH]

[mela]

Если не считать того , что сетка в стенах и фунд. плите корявая, да и не заданы жесткие вставки для балок, то вроде все нормально. Не понял, почему?! :?

Сообщение от Port перемещения,и напряжения в плите меня,мягко говоря,смущают

[Port]

2 mela: схема в сыром состоянии,триангуляцию специально сделал маленькой,жесткие вставки собирался задавать позже. А дело в том,что,как я полагаю,в месте пересечения плиты с балками должны быть растянуты верхние волокна плиты,а по изополям этого не видать.Такая же ситуация с перемещениями. Может,я что-то не понимаю?

[taras]

Не в том направлении смотришь
балки тоже прогибаются

[Port]

Придя домой,посчитал ее на собственном компе,результаты отличаются. В домашних условиях все как надо. Вероятно,и Вы,taras и mela,видели все в нормальном свете. Отсюда возникает вопрос,влияет ли характеристика железа на правильность работы проги и выдачи результатов

[Дрюха]

Добрый день.
Столкнулся с проблемой. При проверке внецентренно-сжатого элемента в Арбате,а конкретнее, в "сопротивление сечений", ужаснулся от результатов. Коэффициент использования по поперечной силе=1500. Что произошло,мне совсем непонятно. Прошу помочь или обьяснить,если я чего-то не понимаю
Подробности в прикрепленном файле
[ATTACH]1187178394.rar[/ATTACH]

[p_sh]

следует обновить арбат (и весь офис)... глюки

заметил за арбатом следующее: при определении поперчного армирования (с глюками) следует выйти из модуля и войти в него опять и произвести вычисления заново.

[Дрюха]

Хм,такая ситуация происходит только лишь,когда в качестве норматива выбран СП, при СНиП 2.03.01-84,как советском,так и украинском с дополнениями все нормально

[OlegM]

Смотри проще- сечение по габаритам мало.

[Дрюха]

о том,что сечение не проходит даже по продольной силе,я знаю. Просто,когда увидел коэффициент исользования по поперечной силе-был изумлен. Вы сами прекрасно должны знать,что такое прочность по бетонной полосе между наклонными трещинами. Это,можно сказать,просто предварительный-оценочный расчет на правильность подобранного сечения. Взгляните на поперечную силу,вам не кажется,что для такого сечения-это копейки.
Следовательно, самое верное решение для устранения этой проблему предложил многоуважаемый p_sh

[Дрюха]

Ха-ха,а как вам вот это: два файла-один для колонны 410х400,другой для колонны 400х400. Как вам разница результатов?)))
[ATTACH]1187272029.rar[/ATTACH]

[Дрюха]

Тут для колонны 400х400
[ATTACH]1187272051.rar[/ATTACH]

[A III]

Хм... забавно...
P.S.
п. 6.2.33, п. 3.52 Пособия Прочность по бетонной полосе между наклонными сечениями 1163.992
Да Уж чавой-то у них там эта - таво... Вот!

[Romka]

Сообщение от Дрюха Вы сами прекрасно должны знать,что такое прочность по бетонной полосе между наклонными трещинами.

При стандартных нагрузках расчет прочности по бетонной полосе между наклонными трещинами нужно проводить только для тавровых и двутавровых сечений, у которых тонкая полка. Для прямоугольных сечений, как правило, запас по этому условию достаточно большой.
Дрюха
А чего посчитать сечение вручную еще не решился? :wink:

[Дрюха]

[quote="Romka"]

Сообщение от Дрюха Дрюха А чего посчитать сечение вручную еще не решился? :wink:

Любимый вопрос форумчан,которые немного насмешливо обращаются к задавшему вопрос. Отвечаю,руками считал,считал до этого. И выше писал,что по поперечке запас большой,да и для чего этот расчет по полосе. Из пальца высосать я этого не мог

[Дрюха]

еще раз повторюсь,это только тогда,когда рассчитываю по СП. Если же рассчитывать по СНиП,то есть не учитывать действие моментов в двух плоскостях,а рассмотреть каждое,то все норм.
Кстати, и в самом SCADе у меня такая же весчь.

[ander]

я Арбат вообще не понимаю, для колонн как-то подбирал арматуру, так если за низ принимаешь одно получаешь один результат, если за низ принимаешь другую грань - другой результат. Хотя все параметры сечения выставлял как надо, момент соответственно. Перемудрили они что-то, или у меня руки не оттуда растут..

[p_sh]

Сообщение от ander так если за низ принимаешь одно получаешь один результат, если за низ принимаешь другую грань - другой результат.

поясните - никогда не сталкивался

[Romka]

Сообщение от Romka Дрюха А чего посчитать сечение вручную еще не решился? :wink:

Сообщение от Дрюха Любимый вопрос форумчан,которые немного насмешливо обращаются к задавшему вопрос. ... Из пальца высосать я этого не мог

Ну почему сразу насмешливо :?: :?: :?:
Когда считаешь врукопашную, то видишь откуда растут ноги у формул и какими параметрами легче исправить ситуацию. :wink:
Теперь по делу. Дрюха! Сравните формулу 47 Пособия к СНиП ЖБК и формулу 6.65 СП и Вы поймете, что принципиальной разницы в них нет. В СНиПе добавлено 2 уточняющих коэффициента, не способных кардинально, как в Вашем случае, изменить ситуацию.
Так что попробуйте еще разок посчитайте по вышеуказанным формулам, и все проясниться.
Видно разработчики софта ошиблись. Позвоните им и сообщите о проблеме. В следующем релизе программы ошибка будет исправлена.

[ander]

p_sh, простой пример при стандартных настройках (по СНиП) - b=400 h=400 H=3 - колонна, версия Арбата 5.1.0.1
a1=40 a2=20 My1=10 -> 8.527 0.727
a1=20 a2=40 My1=-10 -> 0.768 8.516

Разницы, в принципе, быть не может, но при реальных цифрах недостаток арматуры может быть приличный относительно т.н. симметричного решения алгоритма.

[Дрюха]

Доброго времени суток, уважаемые коллеги. Ну что ж,столкнулся еще с одной проблемой СКАДа (а может,мое личное недопонимание), но думаю-это лучше,чем бездумно брать все то,что предоставляют тебе расчетные программы.
Дело такое: расчет по наклонным сечениям, а именно, подбор поперечной арматуры и экспертиза заданного сечения. В ниже прилагаемых файлах даны расчет по Арбату 5.1.0.1, а также ручной расчет по СП. Столкнулся с проблемой превышенного значения поперечной арматуры,подбираемой арбатом (либо проверяемым в Экспертизе). Посчитав поперечку вручную ( на продольную в Арбате не обращайте внимания), подставил ее в Арбат. Результаты не очень
Прошу оценить мои действия при расчете, либо развеять мои сомнения в случае неточностей,возникших в процессе расчета, хотя гораздо лучше было бы,если бы вы подтвердили неправильный расчет поперечки в проге

[Дрюха]

З.Ы. Предлагаю модерам все же перенести эту тему в раздел "Расчетные программы"

[EUDGEN]

Дрюха

Столкнулся с проблемой превышенного значения поперечной арматуры,подбираемой арбатом (либо проверяемым в Экспертизе).

Для убедительности, проверьте по НОРМКАДу. Во всяком случае, проверите свой ручной расчет и, возможно, получите удовлетворение.
Кстати, я обратил внимание, что в СКАДе, при учете трещиностойкости, поперечка получается меньшей, чем без учета. И еще: на поперечку влияют все факторы напряженного состояния (кручение, изгив...), что при ручном расчете учесть сложно...
PS
И верно, что тема для расчетного раздела.

[Simonoff]

Здравия желаю всему честному народу !!!
Такие балочки каждый решит на калькуляторе . А вот СКАД чего то не хочет решать по нормальному .
Нелинейный расчет такой простой балочки дает два результата , один правильный (подогнаный) другой неправильный . А как же быть если конструкция намного сложнее ???

[Simonoff]

В архиве два СКАДовских расчета , в виде текста и в виде СКАД проект .
Не могу понять почему выходит такая фигня , помогите разобраться .
За содействие заранее благодарен .
ЗЫ если комк то интересен этот примерчик в Лире , на завтра смастерю , за одно и посмотрю как там обстоят дела с этим делом .

[Denbad]

Вот ещё задачка на "сообразительность" посчитаная на ЛИРЕ 9.4.
Картинка для ленивых.

[Denbad]

ТХТ-ха задачки из #182

[Denbad]

Та же задачка, но стержни поделены пополам...
Я плакать и бица стеной о голова...

[EUDGEN]

Сообщение от Denbad Та же задачка, но стержни поделены пополам... Я плакать и бица стеной о голова...

Бред, определенно...
В СКАДе нормально:

[Romka]

2 Denbad
В Лире 9.2 эпюры нормальные.
Посмотрите как выглядит эпюра через ф-ию "Информация об узлах и элементах". Так же?

[Denbad]

В ЛИРЕ 9 и 9.2 и (на калькуляторе ), у меня тоже нормальные эпюры, а вот в 9.4 .... то что на картинках

[ander]

можно релиз Лиры 9.4 уточнить?

[wyd]

Dendab
в 9.4r5(лиценз.) все в порядке.

[DiVErsant]

В 9.4 r5 (лиценз сетевая) тоже бред!!!

[Romka]

2 Denbad
Мы уже определились, что проблема с версией Лиры. Чтобы не переливать из пустого в порожнее на форуме, советую позвонить в НИИАСС или отправить Вашу задачу в службу поддержки Лиры...

[Латыш]

Сообщение от Denbad Та же задачка, но стержни поделены пополам... Я плакать и бица стеной о голова...

Действительно, косяк еще тот! Единственное слабое утешение, что хоть в цифрах значения M, N, Q в расчетных сечениях стержней правильные - в информации об элементе, в таблицах и при передаче в РСУ. Так что задача-то посчитается, но эпюры для отчета придется рисовать в PAINT-e.
И еще одно наблюдение. Изменение длины стержня (например, удлинение на 0.00001 м) кардинально меняет картину - картинка становится нормальной.

[p_sh]

EUDGEN. Еще раз замоделировал задачку о работе колонны с диафрагмой

по результатам момент в колонне в нижнем сечении есть
см реакции в узле 1880 и 1868 и напряжения Nz в объемных элементах, а главное деформации - они объясняют и изменение знака момента и его величину - изменяется сторона "выпуклости".

[p_sh]

Сообщение от p_sh EUDGEN. Еще раз замоделировал задачку о работе колонны с диафрагмой.

http://dwg.ru/f/showthread.php?t=527...0%E5%EC&page=2

[EUDGEN]

Сообщение от p_sh EUDGEN. Еще раз замоделировал задачку о работе колонны с диафрагмой по результатам момент в колонне в нижнем сечении есть см реакции в узле 1880 и 1868 и напряжения Nz в объемных элементах, а главное деформации - они объясняют и изменение знака момента и его величину - изменяется сторона "выпуклости".

Отличный тест! Но есть разумные пределы сетки триангуляции в реальных расчетах - не везде такой прием удается применить...
Аргументы Ваши красноречивы, но где выводы по способу моделирования реальных задач? Или выводы каждый сделает свои?
Я вот о чем:
Ниже картинка моментов от заданного поворота нижнего узла сопряжения колонны-плиты-Д/Ж. Разве такое воздействие распространятся только на участок колонны между двумя нижними узлами? Уверен, что нет!

[p_sh]

по приведенному мной тесту перемена знака момента происходит на высоте ~0.6-0.8 м от заделки. Возможно в вашем случае эта точка трагически совпала с узлом.

[Constantin Shashkin]

При совместной работе стержня и упругой среды момент в стержне изменяется по затухающей синусоиде (точнее, по косинусоиде, у Вас момент на конце приложен). Это можно получить и аналитически. МКЭ пытается изобразить эту сиснусоиду по мере возможности и разбивки. В пределах первого элемента решение вообще не следует рассматривать. В scad нет вращательных степеней свободы в оболочках. Поэтому в первом элементе оьолочка еще не работает. Тем не менее при сгущении сетки получится вполне определенный результат.

[p_sh]

Сообщение от Constantin Shashkin При совместной работе стержня и упругой среды момент в стержне изменяется по затухающей синусоиде (точнее, по косинусоиде, у Вас момент на конце приложен). Это можно получить и аналитически.

решал и в микрофе... - в заделке момент остается (эскиз 003). А главным обвинителем (подтверждением) о наличии момента являются характерные реакции (распределение значений) в обрезе на схеме из объемных элементов (эскиз 004)

[EUDGEN]

Сообщение от Constantin Shashkin При совместной работе стержня и упругой среды момент в стержне изменяется по затухающей синусоиде (точнее, по косинусоиде, у Вас момент на конце приложен). Это можно получить и аналитически. МКЭ пытается изобразить эту сиснусоиду по мере возможности и разбивки. В пределах первого элемента решение вообще не следует рассматривать. В scad нет вращательных степеней свободы в оболочках. Поэтому в первом элементе оьолочка еще не работает. Тем не менее при сгущении сетки получится вполне определенный результат.

Вообще-то в оболочечном КЭ 6 степеней свободы...да, одна из степеней (поворот вокруг нормали к оболочке) действительно не работает, но в моем случае она и не рассматривается.
Ниже консоль из д/ж (колонна в зоне сопряжения консоли не присутствует (удалена):
По поводу сгущения сетки свои проблемы - при локальном сгущении появляются треугольники и вырожденцы, что не есть хорошо.

[EUDGEN]

не зацепилась..

[p_sh]

Сообщение от p_sh решал и в микрофе... - в заделке момент остается (эскиз 003). А главным обвинителем (подтверждением) о наличии момента являются характерные реакции (распределение значений) в обрезе на схеме из объемных элементов (эскиз 004)

и главное при расчете схемы из объемных КЭ - на крайних волокнах в заделке относительное сжатие в "колонне" больше с края нежели чем у диафрагмы. (это видно на картине деформаций).
Конечно сечение в обрезе плоское. и видимо по этой самой косинусоиде к нулю приходит (сейчас в этом сильно сомневаюсь на основании рассмотрения реакций), но момент в колонне будет (в приопорной части)

[EUDGEN]

Сообщение от p_sh и главное при расчете схемы из объемных КЭ - на крайних волокнах в заделке относительное сжатие в "колонне" больше с края нежели чем у диафрагмы. (это видно на картине деформаций)

Ваша интерпретация (собственно, и деформированная схема) весьма реалистична, и, по-видимому такая модель наиболее точно отражает натурную работу. НО...каким образом сию интерпретацию вплести в большеразмерные схемы? Объемники отпадают, мелкая сетка проблематична, игнорировать нижний участок - тоже некорректно, случай с введением шарнира, как я понял, Вы не одобрили.
И все-таки, как Вы в своей практике поступаете при наличии такого случая?

[Constantin Shashkin]

В каждом углу проема наблюдается концентрация напряжений. В идеале - бесконечная. Что мы с ней делаем? Ставим дополнительную арматуру. Причем чаще конструктивно. Тут точно тот же случай, что и в рассмотренных выше примерах. Только в них концентрация выразилась в моменте в стержне.

[EUDGEN]

Сообщение от Constantin Shashkin В каждом углу проема наблюдается концентрация напряжений. В идеале - бесконечная. Что мы с ней делаем? Ставим дополнительную арматуру. Причем чаще конструктивно. Тут точно тот же случай, что и в рассмотренных выше примерах. Только в них концентрация выразилась в моменте в стержне.

К примеру: что бы Вы предложили по посту 110?
Почему пристаю к Вам? Вы - относительно новая струя на форуме, независимый взгляд со стороны имеет свои плюсы...

[Constantin Shashkin]

У меня не вызывает удивления, что изгиб плиты фундамента вызывает моменты в колоннах, как в отдельных, так и в составе диафрагм. Если Вы возьмете пространственное основание, эффекты будут еще интереснее. Например, иногда выясняется, что напряжения в диафрагмах в несколько раз изменяются (особенно по краям здания) Поэтому приведенные здесь моменты можно отнести к несущественным мелочам

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN И все-таки, как Вы в своей практике поступаете при наличии такого случая?

смотрю в п 1.15 СНиП 2.03.01-84*

[Simonoff]

Полностью согласен с Constantin Shashkin
Неучет распределительной способности грунта за пределами пятна здания может сыграть злую шутку , а представление грунта в виде КЭ модели наилучшим образом отображает изгиб фундаментной плиты со всеми вытекающими последствиями ... , концентрации усилий на торцах диафрагм . При чем со сгущением сетки они тянуЦЦа к бесконечности ...

[Simonoff]

То admin
У меня в методах оповещения стоит моментальное уведомление по електронной почте ... . Тут уже столько постов написали , а мне не одного увидомления об ответе не пришло . Почему так ???

[EUDGEN]

Сообщение от p_sh смотрю в п 1.15 СНиП 2.03.01-84*

Т.е.:

1.15. Усилия в статически неопределимых железобетонных конструкциях от нагрузок и вынужденных перемещении (вследствие изменения температуры, влажности бетона, смешения опор и т. п.), а также усилия в статически определимых конструкциях при расчете их по деформированной схеме следует, как правило, определять с учетом неупругих деформаций бетона и арматуры и наличия трещин.

1. Тогда, для выставленой мной задачи в посте 110, колонна на контакте с плитой при моменте 82тм при 3% армировании (больше не рекомендуется) затрещит - это своего рода шарнир, или Вы смотрите в п.1.15 как-то иначе?
2. Почему я докапываюсь до своей истины? Если вернуться к 110...120 постам, то требуемая по расчету арматура в колонне у сопряжения с фунд.плитой просто "режет глаз"... Да, качественно, как видно из Вашего теста с объемниками, совместный изгиб колонна-ДЖ происходит, и это естественно...но, количественное долевое участие на этом экстремальном участке д.б. пропорциональным жесткостям контактеров, что в дискретной композитной схеме из 110 (в створе между узлами) не выполняется.
3. Любопытно было бы Вашу интерпретацию прикинуть на реальную задачу (для простоты и наглядности - на выставленный в п110). Я не очень представляю, как этот "винегрет" (объемники-стержни-плиты) замоделится? Уверен, что количественно, такая модель даст совершенно иное, нежели в 110 п. Тогда последует вопрос: как моделить в упрощенной схеме?

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN 3. Любопытно было бы Вашу интерпретацию прикинуть на реальную задачу (для простоты и наглядности - на выставленный в п110). Я не очень представляю, как этот "винегрет" (объемники-стержни-плиты) замоделится? Уверен, что количественно, такая модель даст совершенно иное, нежели в 110 п. Тогда последует вопрос: как моделить в упрощенной схеме?

приблизительно так

[EUDGEN]

Сообщение от p_sh приблизительно так

Т.е. без объемников, но с мелкой сеткой? Для больших задач - это не реально.
Не во всем я согласен, ну да ладно...
Однако, спасибо за предложенные способы...

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN Т.е. без объемников, но с мелкой сеткой? Для больших задач - это не реально.

задачка на 200000 оболочек + основание из 110000 объемных КЭ
не меряюсь, просто по нынешним временам видимо рядовая

[EUDGEN]

Сообщение от p_sh задачка на 200000 оболочек + основание из 110000 объемных КЭ не меряюсь, просто по нынешним временам видимо рядовая

Спасибо за информацию... вопросы:
1. Объемники грунта: Е = модулю деформации или упругости? Еще: по Городецкому и другим рекомендациям сетка триангуляции д.б. не менее толщины (габаритов) сочленений...умельчение сетки может привести к искажению результатов.
2. СКАД такую задачу потянет?
3. Ниже картинка Мизг упрощенной модели с дроблением нижнего участка колонны, которая демонстрирует потерю континиума между глобальными (совместными) узлами схемы. Так я объясняю скачки моментов, названные "бредовостями" вначале темы. Таких бредовостей в Вашей РС видимо не наблюдается? Я думаю, при детальном анализе совместной работы колонны и Д/Ж, в колонне в основном будут только продольные усилия...т.е. условное двутавровое сечение (колонны-полки, Д/Ж - стенка) будет работать по классической схеме на сдвиг (изгиб).

[EUDGEN]

А вот, что происходит с висячими узлами (в створе между совместными)- отрываются от Д/Ж:

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN А вот, что происходит с висячими узлами (в створе между совместными)- отрываются от Д/Ж:

а если не побояться и оболочку в те же узлы "разбить"?

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN Спасибо за информацию... вопросы: 1. Объемники грунта: Е = модулю деформации или упругости? Еще: по Городецкому и другим рекомендациям сетка триангуляции д.б. не менее толщины (габаритов) сочленений...умельчение сетки может привести к искажению результатов.

в микрофе проще. Динамическое загружение (узловыми нагрузками) вычисляется при жестком защемлении (или выбранном типе основания) и затем решается статическая задача с другим основанием (не помню какой раз говорю про это)

2. СКАД такую задачу потянет?

новый технически возможно, на практике - не знаю

3. Ниже картинка Мизг упрощенной модели с дроблением нижнего участка колонны, которая демонстрирует потерю континиума между глобальными (совместными) узлами схемы. Так я объясняю скачки моментов, названные "бредовостями" вначале темы. Таких бредовостей в Вашей РС видимо не наблюдается? Я думаю, при детальном анализе совместной работы колонны и Д/Ж, в колонне в основном будут только продольные усилия...т.е. условное двутавровое сечение (колонны-полки, Д/Ж - стенка) будет работать по классической схеме на сдвиг (изгиб).

конечно в этой схеме как вы знаете ошибка см пост выше

[EUDGEN]

Сообщение от p_sh в микрофе проще. Динамическое загружение (узловыми нагрузками) вычисляется при жестком защемлении (или выбранном типе основания) и затем решается статическая задача с другим основанием (не помню какой раз говорю про это)

Все не так просто:
1. Если в программе транзитом передаются сейсмосилы в статику, то возможно, то о чем Вы говорите - так. Но если это делать ручками, составляя среднеквадратичные, и затем в статике их прикладывать в другом счете, то мороки много...
2. Вопрос остался без ответа о Е грунта объемников при глобальном расчете уже на статику. И что?, эта модель решит весь спектр расчетных показателей: осадка, прочность фундаментов, каркаса, нелогизмы с опорной арматурой ригелей верхних ярусов?
3. Не думаю, что громоздкие модели упростят работу конструктора... Соглашусь, что подробная (мелкотриангулированная) модель позволяет выявить (обосновать) реалистичную картину НДС в экстримах, но гнать до конца "мастодонт" - это ж месяцами разбираться в диаграммах - ведь цифир на такой схеме не увидать. Ну да ладно, похоже наши взгляды разъехались...

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN 2. Вопрос остался без ответа о Е грунта объемников при глобальном расчете уже на статику. И что?, эта модель решит весь спектр расчетных показателей: осадка, прочность фундаментов, каркаса, нелогизмы с опорной арматурой ригелей верхних ярусов?

из данных изысканий - т.е. деформаций
решит в определенных рамках. (если еще учесть этапность возведения)

Сообщение от EUDGEN 3. Не думаю, что громоздкие модели упростят работу конструктора... Соглашусь, что подробная (мелкотриангулированная) модель позволяет выявить (обосновать) реалистичную картину НДС в экстримах, но гнать до конца "мастодонт" - это ж месяцами разбираться в диаграммах - ведь цифир на такой схеме не увидать. Ну да ладно, похоже наши взгляды разъехались...

в общем конечно месяцами: корректировки уточнения и проч.
на счет анализа - все довольно удобно сделано (по крайней мере хватает)

[Simonoff]

То EUDGEN
Незачем всю схему измельчать до микрона , можно просто сгустить сетку в местах ожидаемой концентрации напряжений .

Например вот так:

[Simonoff]

Ваш придиафрагменный участок (поближе):

[EXZet]

Сообщение от EUDGEN Все не так просто: 1. Если в программе транзитом передаются сейсмосилы в статику, то возможно, то о чем Вы говорите - так. Но если это делать ручками, составляя среднеквадратичные, и затем в статике их прикладывать в другом счете, то мороки много...

Квазистатические нагрузки по координатам передаются из динамической защемленной схемы в статическую. В стат. схеме ОФЗ для получения СНиПовской комбинации, формы, путем несложных манипуляций, возводятся в квадрат и суммируются в соответствующие нагружения по направлениям сейсм. воздействия с последующим извлечением квадратного корня, что тоже несложно и делается нажатием одной кнопы.

В слоистом основании MicroFe есть возможность некоторого учета нелинейной работы грунта, в которую я чесгря не вник.


Simonoff В Robot такие красивости делаются без проблем (поэтому иногда перекидываю сетку из него в Ing). В савэтских программах такого нет, поэтому если у машины достаточно ресурсов, иногда в последних приближениях, вместо ползанья на пузе по модели, проще бОльшую часть схемки покрошить.

[Simonoff]

Сообщение от EXZet В Robot такие красивости делаются без проблем

В Роботе еще и многое другое делается без проблем ...

Сообщение от EXZet поэтому иногда перекидываю сетку из него в Ing

Если не секрет , то каким образом ??? Через конвертор ??? Или через .dxf файл ???

[EUDGEN]

Сообщение от p_sh из данных изысканий - т.е. деформаций решит в определенных рамках. (если еще учесть этапность возведения) в общем конечно месяцами: корректировки уточнения и проч. на счет анализа - все довольно удобно сделано (по крайней мере хватает)

Красиво живете, т.е. времени отводят Вам вдоволь...

Сообщение от Simonoff Ваш придиафрагменный участок (поближе):

Чудная модель, но в СКАДе (ЛИРе) вырожденцы создадут кучу ребусов...
Да, Робот милениум, похоже - высший пилотаж, но как дружит с нашими СНиПами?

[EUDGEN]

Сообщение от EXZet Квазистатические нагрузки по координатам передаются из динамической защемленной схемы в статическую. В стат. схеме ОФЗ для получения СНиПовской комбинации, формы, путем несложных манипуляций, возводятся в квадрат и суммируются в соответствующие нагружения по направлениям сейсм. воздействия с последующим извлечением квадратного корня, что тоже несложно и делается нажатием одной кнопы.

Если это делается программно в Микрофе, то замечательно, но вручную обработать тысячи инерционных сил по формам, преобразовать в среквадратичне, затем как-то приложить - нереально...
В СКАДе это пока не делается, или я не знаю как...

[Simonoff]

Сообщение от EUDGEN Чудная модель, но в СКАДе (ЛИРе) вырожденцы создадут кучу ребусов...

Перегонял в СКАД КЭ модель созданную в Роботе - вырожденцами и не пахнет . Если бы где достать конвертор из РОбота в СКАД было бы намного круче !!! Ато в .dxf файле содержится только информация о генерации сетки , жесткости нужно задавать по-новому , так же как и нагрузки .

Сообщение от EUDGEN Да, Робот милениум, похоже - высший пилотаж, но как дружит с нашими СНиПами?

Дружит со всеми совдэповскими СНИПами . (Вас как я понял интерисует сейсмика и ЖБ)

[EUDGEN]

Сообщение от Simonoff Перегонял в СКАД КЭ модель созданную в Роботе - вырожденцами и не пахнет . Дружит со всеми совдэповскими СНИПами . (Вас как я понял интерисует сейсмика и ЖБ)

1. Заметил одну из особенностей: треуг. и прямоуг. КЭ на сопряжениях искажают закономерность, и дело не в вырожденцах...(см картинку)
2. Если вещь такая хорошая, то почему о ней мало известно для широкой публики? И что, Робот сертифицирован и доступен для приобретения?
Видимо, надо открыть спецтему...

[Romanich]

Если вещь такая хорошая, то почему о ней мало известно для широкой публики? И что, Робот сертифицирован и доступен для приобретения? Видимо, надо открыть спецтему...

Вещь хорошая. Можно поподробнее тут и тут узнать.

[Simonoff]

Сообщение от EUDGEN 1. Заметил одну из особенностей: треуг. и прямоуг. КЭ на сопряжениях искажают закономерность, и дело не в вырожденцах...(см картинку)

А с направлением выдачи усилий все в порядке ???

[EUDGEN]

Сообщение от Simonoff А с направлением выдачи усилий все в порядке ???

Отчасти Вы правы..., но винегрет из 42 и 44 КЭ не всегда хорош... Убеждался неоднократно...

[Simonoff]

Сообщение от EUDGEN Отчасти Вы правы..., но винегрет из 42 и 44 КЭ не всегда хорош... Убеждался неоднократно...

Абсолютно с ВАМИ согласен ...

[EXZet]

Сообщение от Simonoff Если не секрет , то каким образом ??? Через конвертор ??? Или через .dxf файл ???

Про конвертер писал тут, сейчас в основном пользуюсь универсальным конвертером, т.е. любимым dxf, нагрузки задаю в КЭ-модели инжа. (Кстати с сеткой в роботе тоже не все так радужно, я имею в виду слитность.)


EUDGEN
Да, в MicroFe это автоматизированно. Здесь, вместо тучи нагрузок имеем дело с нагружениями, количество которых равно кол-ву форм. По-моему в скаде манипуляции с нагрузками ограничиваются суммированием и заданием множителя, поэтому да, только вручную. Если скад передает в текстовый формат сейсм. нагрузки, то, думаю, теоретически возможно создать утилиту для таких манипуляций. Тормошите разработчиков или знакомых программистов

[wyd]

[quote=EXZet;232545]Квазистатические нагрузки по координатам передаются из динамической защемленной схемы в статическую. В стат. схеме ОФЗ для получения СНиПовской комбинации, формы, путем несложных манипуляций, возводятся в квадрат и суммируются в соответствующие нагружения по направлениям сейсм. воздействия с последующим извлечением квадратного корня, что тоже несложно и делается нажатием одной кнопы.

1. ответьте пожалуйста для непользователей "ING" где можно найти более детальную информацию описания "путем несложных манипуляций ...."
2. используете ли вы прямой динамический расчет совместно с многослойным основанием (с соответствующей динамической жесткостью основания)
заранее спасибо

[EXZet]

Сообщение от wyd 1. ответьте пожалуйста для непользователей "ING" где можно найти более детальную информацию описания "путем несложных манипуляций ...." 2. используете ли вы прямой динамический расчет совместно с многослойным основанием (с соответствующей динамической жесткостью основания) заранее спасибо

1. Приложил часть файла справки по которой можно понять, какие манипуляции с нагружениями доступны.
2. Кхм... Пост #221 первые два предложения.

[wyd]

Сообщение от EXZet 1. Приложил часть файла справки по которой можно понять, какие манипуляции с нагружениями доступны. 2. Кхм... Пост #221 первые два предложения.

Прочитал часть справки, если правильно понял там описаны общие операции с нагружениями.
Можно ли выложить рекомендации по расчету на сейсмику для ING.
Спасибо за ответ!

[EUDGEN]

Сообщение от Constantin Shashkin В каждом углу проема наблюдается концентрация напряжений. В идеале - бесконечная. Что мы с ней делаем? Ставим дополнительную арматуру. Причем чаще конструктивно. Тут точно тот же случай, что и в рассмотренных выше примерах. Только в них концентрация выразилась в моменте в стержне.

Сообщение от Simonoff Полностью согласен с Constantin Shashkin Неучет распределительной способности грунта за пределами пятна здания может сыграть злую шутку , а представление грунта в виде КЭ модели наилучшим образом отображает изгиб фундаментной плиты со всеми вытекающими последствиями ... , концентрации усилий на торцах диафрагм . При чем со сгущением сетки они тянуЦЦа к бесконечности ...

Сообщение от EUDGEN Спасибо за информацию... вопросы: 3. Ниже картинка Мизг упрощенной модели с дроблением нижнего участка колонны, которая демонстрирует потерю континиума между глобальными (совместными) узлами схемы. Так я объясняю скачки моментов, названные "бредовостями" вначале темы. Таких бредовостей в Вашей РС видимо не наблюдается? Я думаю, при детальном анализе совместной работы колонны и Д/Ж, в колонне в основном будут только продольные усилия...т.е. условное двутавровое сечение (колонны-полки, Д/Ж - стенка) будет работать по классической схеме на сдвиг (изгиб).

Вот подтверждение моих "кожных" ощущений...и жаль, что некоторые меня не понимают, а зря... т.к. зная и понимая натурную работу, можно и на упрощенных схемах получить приемлемые результаты:

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN Вот подтверждение моих "кожных" ощущений.

вот бы схемку пощупать а то ...

[EUDGEN]

Сообщение от p_sh вот бы схемку пощупать а то ...

Вот файл spr... знаю, что схема не идеальная, но для сопоставления годится.

[EUDGEN]

Не зацепилась...забыл, что spr

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN Вот файл spr... знаю, что схема не идеальная, но для сопоставления годится.

не, не годится.
пока все ошибки выцепил...

Держи подальше мысль от языка. А необдуманную мысль - от действий.

разбирайтесь.

исправленое - за вашими на 5 м по ОУ

вот вы говорите Охота, ладно думаете. ... вскидываю ружъе - патрона нет. что делать? заряжаю вишневую косточку, стреляю, олень убегает. А представляете, этой весной встречаю своего красавца, на голове которого растет прекрасное вишневое дерево.

[EUDGEN]

Сообщение от p_sh не, не годится. пока все ошибки выцепил...

Согласен - Ваша схема покорректней будет... (Вы этим всегда отичаетесь)
Пока со своим "патроном" не расстаюсь...обмозговываю - попробую найти аналитическое решение для двутаврового сечения. Понимаете, фактически полка двутавра не является стержнем...(условно - да, но его работа в корне отличается от работы свободного стержня).

[EUDGEN]

Возник вопрос:
При моделировании диафрагменной перемычки стержнем со смещением жесткими вставками по вертикали (расстояние от оси перекрытия до оси стержня) в результатах расчета в ригеле(перемычке) возникают огромные продольные усилия (20-30 тонн). Следует ли в расчете прочности перемычки их учитывать, т.е. рассматривать работу перемычки, как внецентренно сжатого элемента (М, N, Q)? Т.е. необходимо задавать расчетную длину?
Я рассуждаю так:
1. Само смещение оси стержня уже генерирует доп. изгибающий момент, возможно и поперечные силы. Сама перемычка работает преимущественно на изгиб и сдвиг (срез), соединяя контактирующие с ней пилоны, а продольная сила - это следствие от этого доп. момента.
2. Продольная сила, если и возникает, то воспринимается работой перекрытий, а его жесткость на сжатие бесконечно большое.
3. Возникает вопрос о корректности моделирования перемычки стержнем.
А вопрос таков: перемычка - изгибаемый элемент или внецентренно сжатый?

[Romka]

EUDGEN
Не знаю на сколько рекомендации являются нормами, но в Рекомендациях по расчету и конструирвоанию монолитных и панельных зданий в сейсм р-нах советуют перемычку, у которой отношение пролета к высоте меньше 2 моделировать пластинами, при отношении >2 - стержнями.
По поводу изгибаемого или внецентренно-сжатого элемента. Выражу свое имхо. Внецентренно-сжатые элементы расчитываются по 2 схемам: с большими (по принципу изгибаемых элементов) и малыми эксцентриситетами (по принципу сжатых элементов). Так вот, если считать перемычку как изгибаемый элемент, то МКЭ-программа просто не будет учитывать N и расчитает только на М. А если считать перемычку вн-сжатой, то учтется как N, так и М. Т.е. второй вариант более универсальный.
Все вышесказанное относится только к стержневым КЭ. Если же перемычка задана пластинами, то программа подберет армирование по усилиям и не будет спрашивать: изгибаемый или внец-сжатый элемент.
От себя: обычно при сейсмике 8б и выше для высоких зданий расчетной для недлинных перемычек является схема внецентренного сжатия.
Вроде так.

[EUDGEN]

Сообщение от Romka EUDGEN Не знаю на сколько рекомендации являются нормами, но в Рекомендациях по расчету и конструирвоанию монолитных и панельных зданий в сейсм р-нах советуют перемычку, у которой отношение пролета к высоте меньше 2 моделировать пластинами, при отношении >2 - стержнями.

Дайте пож-та ссылку, где такие "Рекомендации..." почитать (СКАЧАТЬ).

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN Возник вопрос: А вопрос таков: перемычка - изгибаемый элемент или внецентренно сжатый?

так считайте по общему случаю (с учетом всех сил), к примеру по п 3.28 СНиП 2.03.01-84*

[EUDGEN]

Сообщение от p_sh так считайте по общему случаю (с учетом всех сил), к примеру по п 3.28 СНиП 2.03.01-84*

Остался я недопонятым...
1. Основной вопрос - корректно ли моделировать перемычку, подвешанную на жестких вставках к перекрытию? Естественно, что при такой схеме сгенерируется продольная сила, но перемычка, соединяющая два пилона, работает на срез, противодействуя сдвигу берегов и как следствие на изгиб. Загляните в книги "великих" (Дроздов, Ржаницин и др.).
2. Я надеялся получить конкретный ответ на конкретный вопрос, но приходится опять себе доказывать и обосновывать... К примеру, почему в ЛИРЕ ригель-балка, а колонна - колонна? В СКАДЕ колонна и ригель "СТЕРЖЕНЬ"; отличие лишь в задании расчетных длин (ДЛЯ РИГЕЛЯ - ноли).
По Вашему, считая по ЛИРарм, перемычку надо бы задать, как "КОЛОННА"? Что-то нелогично...
3. Прийдется поэспериементировать (помоделить) - пока остаются сомнения...

[p_sh]

Сообщение от EUDGEN Остался я недопонятым... 1. Основной вопрос - корректно ли моделировать перемычку, подвешанную на жестких вставках к перекрытию?

зависит от размеров этой перемычки: - линейный элемент или короткий?
если линейный (ну или плоскостной) тогда можно рискнуть а если короткий - высота равна вылету/пополам, то видимо уже совсем другая история - лучше пластинами.. тем более по пластинам новый СП разобрал расчетные случаи более подробно (раньше вообще не было)

[Romka]

EUDGEN
Эти рекомендации у меня в бумажном виде. Хочу отсканировать и выложить на сайт.

Сообщение от EUDGEN 1. Основной вопрос - корректно ли моделировать перемычку, подвешанную на жестких вставках к перекрытию? Естественно, что при такой схеме сгенерируется продольная сила, но перемычка, соединяющая два пилона, работает на срез, противодействуя сдвигу берегов и как следствие на изгиб. Загляните в книги "великих" (Дроздов, Ржаницин и др.).

Если перемычка длинная (отношение пролет/высота=2/1 и более), то это корректно с точки зрения задания жесткости самой перемычки в системе здания и определения усилий в ней. Не забудьте такую перемычку соединить абсолютно-жестким телом, которое дает возможность стержню-перемычке передавать усилия не в точке, а по реальной высоте.
Если перемычка короткая, то смоделировав ее пластинами продольные и поперечные усилия программа выдаст автоматически.

Сообщение от EUDGEN 2. Я надеялся получить конкретный ответ на конкретный вопрос, но приходится опять себе доказывать и обосновывать... К примеру, почему в ЛИРЕ ригель-балка, а колонна - колонна? В СКАДЕ колонна и ригель "СТЕРЖЕНЬ"; отличие лишь в задании расчетных длин (ДЛЯ РИГЕЛЯ - ноли).

В Лир-Арме задав тип стержня как "балка" КЭ расчитывается только на изгиб, а расчетная длина не играет роли (можно задавать, можно не задавать). Если назвать ее "стержнем", то учтутся и N и M, и в этом случае расчетная длина учитывается в расчете. Т.е. если перемычка у нас на жестких вставках, то тип армирования - стержень.

[EUDGEN]

p_sh & Romka
Спасибо за оказанное внимание, но я все же помоделю, для обоснования классической работы перемычки... и для выбора стержневого аналога.

[Romka]

Сообщение от EUDGEN Дайте пож-та такие "Рекомендации..." почитать

Вот, нашел в закромах
http://dwg.ru/dnl/4963
Пользуйтесь на здоровье

[Черный Евгений]

О природе ошибок при расчетах прочности...
Уважаемые коллеги.
Все хорошо знают, что природа ошибок может быть самая разнообразная. Я посвятил много лет вычислительным погрешностям и получил результат, легко доступный практически всем. Я умею отделять погрешности вычислений от всех остальных причин, приводящих к чепухе.
Я знаю много примеров, когда в расчетной схеме нет ошибок, но вычислительные погрешности приводят к полной чепухе. Все задачи, связанные с упругим основанием очень капризны в вычислительном плане.
Предлагается следующая схема - Вы выкладываете систему уравнений, а я говорю, что при расчете с "двойной точностью (64 бита)" методом Гаусса получаются корни с погрешностью (столько-то), при расчете с точность 80 бит - погрешность (столько-то). Далее я провожу расчеты с утроенной, учетверенной точностью и т.д.
Если программа не Ваша, то как "взять" систему, часто она недоступна.
Если мое сообщение прочтут люди, связанные с разработчиками Лиры или другие заинтересованные лица, то я с удовольствием поделюсь своими разработками. Они уже опубликованы и бесплатны.
Было бы здорово, если бы программный продукт сообщал нам "Вычислительные погрешности в 3-й знач.цифре". Тогда бы мы знали, что необходимо повышать разрядность вычислений. А если выч. погрешности в 6-й знач цифре, значит причина в другом.
Пока этого нет даже в Ansys, но даст бог, положение изменится, предпосылки для этого есть!

[DTab]

Сообщение от Черный Евгений О природе ошибок при расчетах прочности... Уважаемые коллеги. Все хорошо знают, что природа ошибок может быть самая разнообразная. ...

В микрофе кое что есть для вычисления невязок и погрешностей. Не знаю на сколько точно, но характер во всяком случае установить можно.

[ander]

не знаю, но еще в ВУЗе, когда учились работе с Nastran (ver.4, по-моему), нас "тыкали" носом в какой-то параметр (в протоколе расчета), за величиной которого нужно было следить, он как раз, похоже, для того и нужен, чтобы определять "разброд" схемы. Я сомневаюсь, что того же нет у Ansys.

[EUDGEN]

Сообщение от Черный Евгений О природе ошибок при расчетах прочности... Я умею отделять погрешности вычислений от всех остальных причин, приводящих к чепухе. Я знаю много примеров, когда в расчетной схеме нет ошибок, но вычислительные погрешности приводят к полной чепухе. Все задачи, связанные с упругим основанием очень капризны в вычислительном плане.

Очень смело и дерзко...но не для этой темы - знать и понимать, как должно сооружение деформироваться в натуре и уметь это с какой-то точностью замоделить в расчетной схеме, отсеять нелогизмы и получить достоверные результаты - это все же не чистая математика, но кое-что
другое...
Romka
Спасибо еще раз за выложенную книгу. В прошлом веке, когда библиотеки были в ПИ, читал ее и видимо из нее и не только из нее знаю и понимаю, как перемычка должна работать в натуре. Читай на стр.57-61 о расчете перемычки - ни слова о продольных усилиях.
Возвращаясь к поставленному мной вопросу, перемычку нужно моделить стержнем, применяя Н-образную кофигурацию, где перекладина - это перемычка, а стойки - зона контакта берегов перемычки с пилонами(моделится АЖТ). Я пока не пробовал, но предвижу реалистичные рез-ты.

[Черный Евгений]

Для EUDGEN
Я не отрицаю поэзию и высокое искусство в расчетах, когда говорят "А ты подойди вот к тому, он знает как изменить схему, что бы защитала". Я пытаюсь внести ясность в причины ошибок, которых быть не должно, но они есть. Но если это "не для этой темы", то ничего не поделаешь. Мнение людей важнее чего бы то ни было.
Чехов пометил в своей записной книжке "Был в гостях у Айвазовского. Прекрасный стол, все хвалят вкус хозяина. Кто-то спросил: А какие книги Вы читаете? Айвазовский обиделся. Зачем мне читать? Я свое мнение имею".