[Makson]

Взято от сюда
http://scadhelp.com/downloads/arm-1.pdf

Так как в нормах не оговорена процедура проверки арматуры в элементах оболочек, плит и т. п., то в комплексе SCAD для этого использована методика, предложенная Н.И. Карпенко.

Тогда че то я не пойму...ху из Карпенко?
Почему нет в нормах проверки арматуры плит?
Как может быть программа сертифицирована если она не делает проверку арматуры по действующим РФ нормам.

[swell{d}]

По действующим нормам надо считать в нелинейной постановке, так что скад вообще в пролете.
А сертификация... Как говорится, кто девушку платит, тот её и танцует...

[Makson]

Сообщение от swell{d} По действующим нормам надо считать в нелинейной постановке, так что скад вообще в пролете.

Да вроде недавно где то писали что в упругой допускается.

[swell{d}]

О да, найдите мне пункт, в котором написано, что можно считать прогибы, закладывая начальный модуль деформации бетона...

[DEM]

swell{d}
А разве мы не можем после первого расчета уточнить характеристики жесткостей элементов????
Я сейчас как и говорил делаю программу которая жесткости пружинок меняет....
Могу так же поменять жесктости любых оболочечных элементов, по определенным критериям....

Сообщение от DEM А разве мы не можем после первого расчета уточнить характеристики жесткостей элементов????

Можем, но это дело жутко трудоемкое.

Сообщение от DEM Могу так же поменять жесктости любых оболочечных элементов, по определенным критериям....

Было бы круто, прям как в роботе...

[swell{d}]

Ну как бы да. Я по методике сп52-103 делаю.. После армирования фрагментирую зоны с трещинами и снижаю для них жёсткость, и так пару раз.. Но жёсткость, она ведь должна быть пропорциональна моменту...

[DEM]

swell{d}
Подготовь ТЗ какие элементы надо будет менять....
Критерии и из каких отчетов делать выборку....
Причем жесткость можно будет рассчитывать приведенную, т.е. с учетом арматуры....
Только придется показывать зоны где какое армирование....
Я не гарантирую что сделаю быстро, но это будет после ОФЗ следующая задача....

[Makson]

Так начали о своем...ответить по теме кто нибудь может?

[DEM]

Makson
В программах вполне могут быть заложены алгоритмы которые считают не по формулам СНИП.....
Но результаты версификационных расчетов должны быть близки к значениям рассчитанным по формулам СНИП....
Просто понимаешь, можно например заложить СНИПовский алгоритм, но будет считать в 2-3 раза дольше....

[Makson]

Сообщение от DEM В программах вполне могут быть заложены алгоритмы которые считают не по формулам СНИП.....

Ага...а потом говорят "У меня сертифицированная программа так посчитала", и арматуры вылезает в два раза больше/меньше.
Как то неправильно все это.

[DEM]

Сообщение от Makson Ага...а потом говорят "У меня сертифицированная программа так посчитала", и арматуры вылезает в два раза больше/меньше.

А тебе ничего не мешает по считать элементы самому....
Это ж большой калькулятор, определил какие усилия, и считай себе по СНИП....
Потом уменьшаешь жесткости в районе трещинообразования и опять пересчитываешь.....
А арматура в 2 раза больше вылезает, дык это у СКАДОвцев защита от дурака....
Типа посчитал человек и говорит вот у меня программа выдала такую арматуру.....
Дальше то он не хочет выполнять интерацию, а там еще можно раза в 1,5 в соответствии со СНИП уменьшить армирование....

[Vasya constr]

Сообщение от swell{d} Ну как бы да. Я по методике сп52-103 делаю.. После армирования фрагментирую зоны с трещинами и снижаю для них жёсткость, и так пару раз.. Но жёсткость, она ведь должна быть пропорциональна моменту...

Про жесткость - это да, она есть до образования трещин и после, и все непропорционально моменту, да еще и, вот зараза, от длительности действия нагрузки зависит. Ты и вертикальным элементам жесткость снижаешь? А если трещины в разных местах были получены при разных РСН, то как быть? Да и вообще области трещинообразования по разным направлениям не всегда совпадают, вводишь ортотропные элементы? А не боишься в колоннах и стенах заниженные моменты получить?

[Engineer SV]

Сообщение от Vasya constr Про жесткость - это да, она есть до образования трещин и после, и все непропорционально моменту, да еще и, вот зараза, от длительности действия нагрузки зависит. Ты и вертикальным элементам жесткость снижаешь? А если трещины в разных местах были получены при разных РСН, то как быть? Да и вообще области трещинообразования по разным направлениям не всегда совпадают, вводишь ортотропные элементы? А не боишься в колоннах и стенах заниженные моменты получить?

Сообщение от swell{d} После армирования фрагментирую зоны с трещинами и снижаю для них жёсткость, и так пару раз..

А снижение жесткости плиты только в зонах образования трещинправомерно?Только в пролете например или на опоре? Или речь шла об участке перекрытия в осях таких-то? Включая верхнюю,нижнюю зону.
По СП52-103-2007 допускается снижать жесткость плит перекрытия для учета неупругих свойст жб при наличии трещин до 0,2 и без трещин -0,3. Я так понял,что для всего перекрытия.Потом пару итераций.А фрагментально снижать жесткость кусков перекрытия?Прошу пояснить ситуацию.
Кстати там речь идет и о вертикальных конструкциях.Снижение 0,6.

[Surely]

Сообщение от swell{d} О да, найдите мне пункт, в котором написано, что можно считать прогибы, закладывая начальный модуль деформации бетона...

Можно подумать упрощенная трехлинейная или двухлинейная диаграмма состояния бетона точно позволяет определить прогибы. Хотя конечно снижать над, чтобы точнее определить прогиб, как ну пока это вопрос не решенный доконца.

[swell{d}]

Коллеги, я соберусь с мыслями и напишу развернуто.
В двух словах: 0,6 для верт, 0,3 для горизонтальных - расчёт, армирование, отображаю зоны с раскрытием трещин, фрагментирую, для них меняю жёсткость на 0,2. И так пару раз, пока зона не начнёт колебаться.
И да, я не верю в моменты в колоннах. Связевый каркас рулит, а расчёты в скаде - прикрытие для экспертизы.

[Engineer SV]

Сообщение от swell{d} фрагментирую, для них меняю жёсткость на 0,2. И так пару раз, пока зона не начнёт колебаться.

В принципе достаточно ясно. Благодарю,удачи!

[Surely]

Сообщение от swell{d} двух словах: 0,6 для верт, 0,3 для горизонтальных - расчёт, армирование, отображаю зоны с раскрытием трещин, фрагментирую, для них меняю жёсткость на 0,2. И так пару раз, пока зона не начнёт колебаться. И да, я не верю в моменты в колоннах. Связевый каркас рулит, а расчёты в скаде - прикрытие для экспертизы.

А почему меняете на 0.2, а не, например, на 0,4? Ведь это значение 0,3, как раз и учитывает как бы то, что в реальности появятся трещины, т.е. вы должны были посчитать при 0,3 трещины, далее уже получив трещины и армирование с трещинами откорректировать жесткость плит, поскольку предпологаем, что толщина остается постоянной, то меняем модуль упругости, занижая его. Но это не значит, что до 0,2 или ниже 0,3 он может быть и больше.

[Vasya constr]

Сообщение от swell{d} Коллеги, я соберусь с мыслями и напишу развернуто. В двух словах: 0,6 для верт, 0,3 для горизонтальных - расчёт, армирование, отображаю зоны с раскрытием трещин, фрагментирую, для них меняю жёсткость на 0,2. И так пару раз, пока зона не начнёт колебаться. И да, я не верю в моменты в колоннах. Связевый каркас рулит, а расчёты в скаде - прикрытие для экспертизы.

Т.е. фактическую жесткость с учетом армирования все же не вычисляешь? И чем такой расчет лучше расчета без снижения жесткости? Вообще мое мнение - полноценный физически нелинейный расчет (даже с упрощенным вычислением жесткости в зависимости от армирования и наличия/отсутствия трещин) в СКАДе настолько трудоемок, что в практических расчетах с практическими сроками пока для себя не представляю возможным его применять. Буду рад, если разубедите меня.

[DEM]

Не мужики вы определитесь....
По какой методике будем менять жесткость....
Ну и простой пример дайте, я уж реализую....
Я лично не снижал жесткость, только в районе колонн на 0.3....

[Surely]

Сообщение от DEM Ну и простой пример дайте, я уж реализую....

Дело в том, здесь нужен не пример, а эксперимент натурный, который можно уже проверить расчетом, на сколько нужно и нужно ли вообще снижать модуль упругости.

[puma]

Через третьи руки попал вот такой файлик - надеюсь, автор не обидется. Но он только для балок (без учета Mxy). Плюс там маленькая неточность - принята линейная зависимость момент-коэффициент снижения жесткости, хотя в реальности она далеко не линейная (хотя это быстро исправить.
(расширения изменить на .xls)

[swell{d}]

Так, друзья мои.
Я описал метод, как делаю я.
Пожалуйста, перед тем как его критиковать, напишите свой метод расчёта.
И я с радостью отвечу на все ваши вопросы в сравнении с вашим методом.

Сообщение от Surely А почему меняете на 0.2, а не, например, на 0,4?

рекомендация сп52-103
хотя лично я считаю, что снижать надо намного сильнее

Сообщение от Vasya constr Т.е. фактическую жесткость с учетом армирования все же не вычисляешь?

она будет разной для каждого КЭ. в моих задачах сделать это вручную не представляется возможным. идея Дамира с корректировкой txt файла мне кажется.. как бы это сказать... наукоёмкой. мне кажется, что лучше уходить от скада, чем городить такие сложные надстройки для базовых расчётов

Сообщение от Vasya constr И чем такой расчет лучше расчета без снижения жесткости?

тем, что деформации получаются больше, т.е. ближе к жизни

Дело в том, здесь нужен не пример, а эксперимент натурный, который можно уже проверить расчетом, на сколько нужно и нужно ли вообще снижать модуль упругости.

экспериментов вагон и маленькая тележка.

[Vasya constr]

Сообщение от swell{d} Так, друзья мои. Я описал метод, как делаю я. Пожалуйста, перед тем как его критиковать, напишите свой метод расчёта.

Да никто его не критикует. Твой метод опирается на СП 52-103, а значит не лишен оснований. Я полемики ради пишу свои сомнения. К примеру, я вообще не снижаю начальный модуль упругости, ибо не вижу оснований снижать его сомнительным для меня образом. Вычисление жесткостей с учетом реального армирования и длительности действия нагрузки, да и еще и для нескольких РСН, а потом ручная корректировка модулей упругости в СКАДЕ, на данный момент-полная утопия (по крайней мере, на мой взгяд).

[Surely]

Сообщение от swell{d} рекомендация сп52-103 хотя лично я считаю, что снижать надо намного сильнее

Не давайте читать правильно нормы, там не написано что после расчета надо снижать, после предварительного расчета с 0,3. Там написано надо уточнять, с учетом полученных результатов, поэтому не факт что еще снижать тем более намного. Снизите до 0 и у вас уже будет мембрана.

[swell{d}]

Сообщение от Surely поэтому не факт что еще снижать тем более намного

Согласен. Теперь хочу выслушать Вашу методику расчёта

[Surely]

Сообщение от swell{d} Согласен. Теперь хочу выслушать Вашу методику расчёта

Я уже рассказал же все, вычисляете модуль упругости после предварительного расчета, с учетом трещин и армирования. Т.е. то что рекомендуют нормы. А не так, что вы посчитали при 0,3, у вас естественно образовались трещины и вы еще снижаете модуль упругости. 0,3 - это уже содержит эффект образование трещин. Конечно долго, но надо. Хотя при малых пролетах, можно вообще посчитать упруго, не так уж сильно и прогибы реальные отличаются от теоретических.

[DEM]

Vasya constr
Не в ручную а программно....
Вы ребят дайте методику снижения модуля деформации....
И сделаю программное переназначение жесткотей...

Сообщение от DEM Вы ребят дайте методику снижения модуля деформации....

http://docs.autodesk.com/RSA/2013/RU...ROBOTd30e95428

[Vasya constr]

Сообщение от DEM Вы ребят дайте методику снижения модуля деформации....

дык п.8.2.32 актуализированного СНиПа, или на худой конец по ф-ле 8.143 того же СНиПа. Легитимность - п.8.2.31 все того же СНиПа.
Проблема, которая встает тут же, как при линейном расчете учитывать, что часть нагрузок - длительные, часть - кратковременные.

[swell{d}]

Сообщение от Surely Я уже рассказал же все, вычисляете модуль упругости после предварительного расчета

смотрите. начальный модуль упругости бетона в нормах - это если взять кубик бетона, быстро нагрузить до 0,6 Rb и разгрузить.
если этот же кубик снова загрузить 0,6Rb и подождать какое-то время (никто не знает какое, условно назовём его "длительное" время), то уже в 3,3 раза начальный модуль надо снижать (бетон В30, влажность 40-75%)...
а это как раз 0,3 от начального. и я считаю, что для колонн надо вводить именно 0,3, а не 0,6. авторами подразумевается, что арматура в сечении увеличивает жёсткость (в 2 раза?!). хз, хз...
и повторюсь, это всё до 0,6Rb. грузите по полной? снижайте по секущему на диаграмме.
для плит, как для изгибаемых элементов, да даже без трещин, жёсткость должна быть ещё ниже, чем для сжатых...

короче. я не знаю. я правда не знаю и никто не может сказать - надо делать так. все высказывают свои предположения, с которыми можно соглашаться, а можно и не соглашаться.
но в любом случае я абсолютно не согласен, что допустимо даже для первого предварительного расчёта использовать начальный модуль упругости бетона.

п.с. давайте встретимся все вместе и лично поп.. обсудим, а? ну надо какую-то коллективную точку зрения создать и оформить её для нас самих и будущих поколений.
п.п.с. а вообще хотелось бы для самого начала (перед тем, как лезть в жёсткости) хотя бы с нагрузками разобраться...

[DEM]

swell{d}
Через недельку можно, думаю к этому времени до делаю прогу которая работает с файлом txt СКАДа....
Но мне кажется,обсуждать то практически не с кем из Питерских, разве ч то с Викингом, но он больше занят зарабатыванием денег, нежели изучением этого вопроса...
ЕСли бы в Москве были, то там Лиса можно было бы подтянуть....

[SergeyKonstr]

Доброго всем вечера.
Прошу извинения, что ввязываюсь в эту тему.
В-прочем. если кто скажет, "пошел та на х..н", я не обижусь.

Пока что, хочу поддержать двух форумчан

Сообщение от Vasya constr К примеру, я вообще не снижаю начальный модуль упругости, ибо не вижу оснований снижать его сомнительным для меня образом. Вычисление жесткостей с учетом реального армирования и длительности действия нагрузки, да и еще и для нескольких РСН,

и

Сообщение от Surely Хотя при малых пролетах, можно вообще посчитать упруго, не так уж сильно и прогибы реальные отличаются от теоретических.

[vanAvera]

Сообщение от swell{d} но в любом случае я абсолютно не согласен, что допустимо даже для первого предварительного расчёта использовать начальный модуль упругости бетона.

Мне кажется, что для предварительного расчета вполне достаточно общего снижения по СНиП. Да на самом деле годится и расчет без снижения. Если бы модуль упругости уменьшался на порядок - была бы разница, конечно. А потом, когда мы - по любым соображениям и методикам - закладываем арматуру и считаем нелинейно - получаем уже деформации и перераспределение усилий, к которым так стремимся. Причем все итерации происходят автоматически, а не вручную - это еще можно пережить. Но СКАД до этого, похоже, никогда не дорастет.
Конечно, общее снижение жесткости хоть до 0.6, хоть до 0.3 - бред. Если мы учитываем трещины - то и надо учитывать изгибающий момент, при котором они образуются. Потом снижать жесткость с учетом глубины раскрытия трещины. СНиП пишет - 0.6? Верится с трудом, что глубина трещины не зависит от момента, но другого числа я не знаю. Дальше мы должны получить новое распределение усилий, с учетом измененных жесткостей и далее, итерациями. Здесь я со swell{d} согласен. Хотя сам делаю общее снижение на все элементы, потому что это считаю это наихудшей ситуацией для определения прогибов. Только я не пойму - почему это нелинейностью называется, когда это - учет трещинообразования? Нелинейность - это же учет увеличения деформативности с увеличением нагрузки?

[swell{d}]

закон гука выполняется - линейность. не выполняется - не линейность.

[DEM]

Сообщение от vanAvera Конечно, общее снижение жесткости хоть до 0.6, хоть до 0.3 - бред. Если мы учитываем трещины - то и надо учитывать изгибающий момент, при котором они образуются. Потом снижать жесткость с учетом глубины раскрытия трещины. СНиП пишет - 0.6? Верится с трудом, что глубина трещины не зависит от момента, но другого числа я не знаю

Ага а еще учитывать реальную жесткость элементов, т.е. учитывать арматуру в бетоне....

[swell{d}]

да при чём тут трещины. жесткость у бетона при ударе молотком, кратковременном приложении нагрузки и длительном приложении нагрузки - разная:

наши конструкции должны минимум 50 лет стоять...

а по поводу пролётов. что есть малые пролёты, а что - большие? меня приглашали на обследование парковки с пролётом 8,1м и плоской плитой 20см, которую по факту прогнуло на 60мм. даже снизив модуль по своей методике прогибы в скаде получились 54мм. для себя сделал вывод, что снижать надо больше. вот отчёт. п.с. кстати, за эту работу мне не заплатили, хотя просил не так и много.

[Meknotek]

Сообщение от swell{d} наши конструкции должны минимум 50 лет стоять...

Для этого существует разумный КСС в сомнительных местах

Сообщение от swell{d} меня приглашали на обследование парковки с пролётом 8,1м и плоской плитой 20см, которую по факту прогнуло на 60мм. даже снизив модуль по своей методике прогибы в скаде получились 54мм. для себя сделал вывод, что снижать надо больше.

Вполне возможно в другой такой же парковке по тому же проекту (перевожу - другой бетон, другие строители, другой уход за бетоном, другая история нагружения) вполне могло быть и 20мм. А может и 80мм
Для плоской плиты на колоннах 200/8100 = 1/40.5 - маловато.

[swell{d}]

А если опалубку криво поставят, так и вовсе прогиб вверх, ага..

[Meknotek]

Сообщение от swell{d} А если опалубку криво поставят, так и вовсе прогиб вверх, ага..

Посмотрел отчет. Конкретно данный случай конечно клинический.

[Vasya constr]

Сообщение от swell{d} а по поводу пролётов. что есть малые пролёты, а что - большие? меня приглашали на обследование парковки с пролётом 8,1м и плоской плитой 20см, которую по факту прогнуло на 60мм. даже снизив модуль по своей методике прогибы в скаде получились 54мм. для себя сделал вывод, что снижать надо больше. вот отчёт. п.с. кстати, за эту работу мне не заплатили, хотя просил не так и много.

Ну тут явная ошибка. Не нужно нелинейного расчета, чтобы сходу принять плиту 300мм (в принципе на 270 можно уговориться). Как справедливо заметил предыдущий оратор, прогибы в железобетоне очень плохо прогнозируются, посему даже педантично соблюдая все пункты СНиПа в части жесткостей элементов с трещинами и без трещин ты все равно не получишь верного распределения усилий. Также, как уже было замечено, диаграмма сигма-эпсилон бетона сильно зависит от условий бетонирования. Добавим еще, что с завода ЖБК не придет тот бетон, что ты в проекте заложишь (придет прочнее).
Взять хотя бы приложенный отчет: у тебя при собственном весе и полезной на перекрытиях получился прогиб 54мм, по факту - 60мм, но была ли нагрузка в 2кПа по факту? И ползучесть вряд ли успела реализоваться, хотя тут я не могу утверждать.

[swell{d}]

Вот и я говорю, что снижать надо сильнее..

[Vasya constr]

Сообщение от swell{d} Вот и я говорю, что снижать надо сильнее..

Тут даже важнее поймать не абсолютное значение приведенного модуля упругости, а отношение модулей упругости вертикальных и горизонтальных конструкций. Нам же распределение усилий в первую очередь интересно, с перемещениями не такая уж и проблема.

[swell{d}]

Я придерживаюсь мнения сп52-103, что стык колонны и плиты - не жёсткий

Offtop:

Сообщение от swell{d} Вот и я говорю, что снижать надо сильнее..

Да ну на....
На основании собственных наблюдений и расчетов снижать жесткость плит как раз нужно меньше чем в СП...
Offtop: но это уже на совести и опыте каждого конкретного проектанта проектировщика.

[Vasya constr]

Сообщение от ЛИС Да ну на.... На основании собственных наблюдений и расчетов снижать жесткость плит как раз нужно меньше чем в СП... Offtop: но это уже на совести и опыте каждого конкретного проектировщика.

Я, да и многие в этой теме, будут рады услышать, как данный вопрос в практических расчетах решаете Вы.

Offtop:

Сообщение от Vasya constr Я, да и многие в этой теме, будут рады услышать, как данный вопрос в практических расчетах решаете Вы.

об этом уже написано в стольких темах на этом форуме, что повторяться лень(причем не только мной). Если не найдете, то при наличии свободного времени повторю...

[Vasya constr]

Сообщение от ЛИС об этом уже написано в стольких темах на этом форуме, что повторяться лень(причем не только мной). Если не найдете, то при наличии свободного времени повторю...

Те темы, которые читал я, заканчивались холиваром. Основные мнения, которые для себя выделил:
1. Не снижать модуль упругости вовсе, получаем один из множества возможных вариантов армирования.
2. Заниматься итерационным вычесыванием расчетной схемы, учитывая фактически принятое армирование, наличие/отсутствие трещин, длительность нагрузок.
У вас другой (свой) вариант?

Сообщение от Vasya constr Те темы, которые читал я, заканчивались холиваром.

Offtop: Лично мое мнение в таких темах выражено довольно конкретно.

Основные мнения, которые для себя выделил: 1. Не снижать модуль упругости вовсе, получаем один из множества возможных вариантов армирования. 2. Заниматься итерационным вычесыванием расчетной схемы, учитывая фактически принятое армирование, наличие/отсутствие трещин, длительность нагрузок. У вас другой (свой) вариант?

Другой вариант.

[DEM]

В приципе в мануале по Роботу, описан не плохой алгоритм....
Но как то он размазан, такой алгоритм в принципе я смогу сделать, для изменения жесткотей....
Там как то в скользь рассказано о определении реальной жесткости с учетом армирования....
В принципе лучше сделать свой на основе их алгоритма....

[vanAvera]

Не, ну расскажите все же - как кто в именно в СКАДе армирует? С трещинами-то более-менее понятно - снижать рекомендуется по СП 52-103, первоначально - общим коэффициентом (временные нагрузки длительные), потом - снижением в местах трещин, и далее - итерациями. Кто-то с этим не согласен, кто-то выполняет, но позиция вроде бы у всех есть. А как быть с развитием неупругих деформаций (именно в СКАДе)? При значительных нагрузках (большой пролет паркинга из практики swell{d}, например) - добавка к деформативности может быть значительной. Вручную считать, для каждого элемента? Думаю, никто не занимается этой ерундой, ну, максимум, кто-то своим из пальца высосанным коэффициентом учитывает. Это и есть линеаризация по Перельмутеру?

[DEM]

vanAvera
Могу сделать следующее, программное переопределение жескостей в зависимости от соотношения кратковременного и длительного момента, для кратковременной части принять 0.7 а для длительной 0.25....
После этого определить среднее между этими жескостями и переопределить их программно....
Чтобы не было кучи жескостей, собирать их в группы...
Но нужен более подробный алгоритм...
Попробую сформировать его чуть позже, с учетом принятого армирования...

[vanAvera]

Сообщение от DEM vanAvera Могу сделать следующее, программное переопределение жескостей в зависимости от соотношения кратковременного и длительного момента, для кратковременной части принять 0.7 а для длительной 0.25.... После этого определить среднее между этими жескостями и переопределить их программно.... Чтобы не было кучи жескостей, собирать их в группы... Но нужен более подробный алгоритм... Попробую сформировать его чуть позже, с учетом принятого армирования...

DEM, я, для начала, вообще хочу понять - как более опытные коллеги прогибы считают. И можно ли вообще в СКАДе это сделать, не дописывая "костылей"? Сам я всегда брал 0.3 на перекрытие, нелинейность не учитывал и на трещинообразование в локальных местах плевал.

[DEM]

Ну я примерно так же, только снижал в р-не колонн и колонны на 0.6

[vanAvera]

Сообщение от DEM Ну я примерно так же, только снижал в р-не колонн и колонны на 0.6

Колонны я тоже снижал до 0.6. А в районе колонн - это вокруг стыка? где-нибудь четверть пролета?

[DEM]

Примерно так, только весь участок длиной 0.25, т.е. в каждую сторону по 1/8 от пролета....
Трещины в пролете не учитывал....
Но это далеко от истины, по этому хочу принять новый принцип, как в Роботе....
Но тут надо провести некие изыскания, один вряд ли справлюсь....
В принципе надо сперва взять простую схемку, и посмотреть на сколько будет изменяться соотношение моментов и т.д.
Так же разобраться по какому принципу определить жескость элементов с учетом армирования, принимать ли в учет пластичность арматуры....
Придумать как изменить создавать зоны армирования и в какой программе, думаю Zcad можно будет использовать...
В общем разбираться нужно....

[swell{d}]

Методы расчёта железобетонных конструкций по деформациям по нелинейной деформационной модели с использованием программного комплекса SCAD
О некоторых особенностях расчета железобетонных конструкций методом конечных элементов с учетом образования трещин

[vanAvera]

Ну вот по первой ссылке как раз рукопашный способ учета геометрически нелинейной деформационной модели, учитывающей трещины. Не для практических задач, на мой взгляд.
Вторая ссылка - похожее дело, только не в СКАДе.
Я к чему веду - получается штатными средствами СКАДа предельные прогибы по методикам норм не определить?

[swell{d}]

нет. да и нештатными тоже

[vanAvera]

Жал-жал. Ну тогда я спокойно буду продолжать для перекрытий задавать 0.3, Offtop: и пробивать у начальства ING+. А если дело затянется - Робот осваивать.

[DEM]

Может попробуем алгоритм который заложен в Роботе, а потом сравним результат с Роботом и Ансис ну и Лирой до кучи....

[Makson]

Сообщение от swell{d} В двух словах: 0,6 для верт, 0,3 для горизонтальных - расчёт, армирование, отображаю зоны с раскрытием трещин, фрагментирую, для них меняю жёсткость на 0,2. И так пару раз, пока зона не начнёт колебаться. И да, я не верю в моменты в колоннах.

А можете пару реальных примеров привести, когда армирование в перекрытиии/колонных менялось хотя бы на 20 % по сравнению с первоначальным расчетом (без фрагментаций).

Сообщение от swell{d} расчёты в скаде - прикрытие для экспертизы.

если хорошо и грамотно метнуть стул, то можно сбить вертолет

[SergeyMetallist]

Мое мнение:
1. Для армирования - линейный расчет без какого либо снижения
2. Для прогибов - физ. нелинейный расчет (естественно не в скаде)
3. Если кроме скада нет ничего, то для балок или плит, которые можно считать как балки прогиб в арбате по снип с учетом физнелинейности
4. Если прогиб безбалочного (плиты опертой по контуру) - увеличьте линейный прогиб раза в три и сравните с предельным. Сам п.4 не использую, т.к. ж/б считаю в основном не в скаде, но по опыту проектирования нелинейный прогиб ни разу не возрастал более чем в три раза в сравнении с линейным (обычно гораздо меньше). И это при том, что бытует устойчивое мнение о приличном завышении полученных по СП прогибов против реальных. Сразу оговорюсь, что "мембраны" не проектирую (пролеты крайне редко превышают 6 м, толщина перекрытия 200-250 мм (бывает конечно и 150 мм при пролете 6 м, но это если уж совсем без нагрузки))

Данный подход обеспечивает максимальную скорость выдачи документации при обеспечении надежности конструкций и без проблем проходит любую экспертизу. На итерационную нелинейность просто нет времени, да и желания, если честно. Мне за экономию премию не выписывают. Вот если бы за каждый съэкономленный рубль мне 1 копейка в зарплату шла, тогда цель оправдывала бы средство... А так, смысл тратить усилия сверх необходимого...

[DEM]

SergeyMetallist
По мне так, стоило бы все таки заморочится, и попробовать переопределять жесткости в соответствии с алгоритмами Робота....

[SergeyMetallist]

DEM

Ну тут столько людей столько мнений. И если Вы в перспективе видите возможность получить из такого подхода конкретную выгоду, ну или просто Вам это очень интересно и у Вас куча свободного времени, тогда да, смысл действительно есть. Лично для меня исходя из сложившихся условий главный критерий - высокая скорость при гарантированном обеспечинии надежности...

P.S. Хотя чисто теоретически для меня данный подход интересен, с удовольствием слежу за подобными темами, делаю для себя определенные выводы, так что если припрет, думаю смогу перестроится и на итерационный подход.

[@$K&t[163RUS]]

Мы в расчетах руководствуемся сп 52-103, т.к. снижение Е не сильно сказывается на определение усилий и подборе армирования. В основном, по сниженному Е смотрим деформации. В любом случае, если не считаете легитимным 52-103, все равно Е надо снижать для продолжительного действия нагрузки до Ebl даже на участках без трещин (сп 63, п.8.2.26), получите примерно те же значения, может чуть больше. Если все равно остаются сомнения (нестандартные пролеты, нестандартная нагрузка и иные факторы) - задаем характеристики материалов и армирования и делаем нелинейный расчет в лире. все сугубо имхо, без притязаний на абсолютную правильность, как говорится, что есть - в том и считаем.

[Engineer SV]

Тоже отчасти согласен с SergeyMetallist и часто поступаю таким же образом.В последнее время стал тоже снижать жесткость по СП и плит и стен с колоннами.Какого-то сильного потрясения не испытал при сравнении просто линейного расчета и расчета с учетом физнелинаНу да, деформации поZ растут.Но умножение величины деформации в упругой стадии на 3 равноценно полученной деформации с учетом трещиностойкости.
Но.... Должно быть движение вперед и поиски. Так что тоже с интересом слежу за темой. Благодарен DEMу,swell{d}у,vanAvera за более пристальный подход к данному вопросу. Рутинная работа засасывает, но форум выручает в части приобщения к научным методам.

[DEM]

SergeyMetallist
Ну примерно так и есть, я ближайшие 2 года собираюсь потратить на самообразование и проработку таких тем....
На работе вопросы решаю довольно быстро(т.к. вопросы г-но), поэтому занимаюсь на работе подобными изысканиями....
Думаю как закончу с ОФЗ для СКАДа займусь и этой темой....

[Kykycuk]

Сообщение от swell{d} Я придерживаюсь мнения сп52-103, что стык колонны и плиты - не жёсткий

Прошу прощения за некропост. swell{d}, Вы задаете шарнир в сопряжении колонны с плитой? Где в СП52-103 написано, что стык колонны и плиты не жесткий, что-то я не припоминаю такого там.

[swell{d}]

по разному, всё зависит от всего

[Kykycuk]

Спасибо, давно мучил вопрос способа сопряжения плиты с колонной в скаде, не мог для себя решить как его выполнять. Я так понял, что нужно разбивать колонну на несколько конечных элементов и у элементов, примыкающих к плите снижать модуль упругости?
P.S. хотя, наверное, можно и у всей колонны снижать модуль упругости, все равно между этажами в середине момент 0.

[frostyfrost]

Сообщение от swell{d} по разному, всё зависит от всего

Кстати, а есть методика определения коэффициентов податливости для пунтка 5.14?

[swell{d}]

Слушайте, чаще всего я делаю так: прикидываю продольное усилие в колонне, подбираю сечение так, чтобы всё N нёс только бетон, ставлю 4-6-8 d16 (в зависимости от размеров сечения) и всё. Изначально считаю узлы жёсткими, затем после расчёта смотрю армирование колонн. Если оно больше принятого (это обычно крайние и угловые колонны) - фигачу шарнир в верхний узел колонны и пересчитываю. С шарнирами конструктивное армирование проходит всегда.
Может кто-то сочтёт такой подход методом страуса (голову в песок), но лично я считаю, что увеличивать армирование в колоннах верхних этажей - бред.
П.С. Может у меня объекты специфичные, и я не отрицаю, что в каких-то других ситуациях я бы сделал так же.

[Kykycuk]

нужно же еще как то сделать, чтобы колонна с плитой соединялась шарнирно, а нижестоящая колонна с вышестоящей - жестко. Но это только в том случае, если есть необходимость в восприятии горизонтальных нагрузок этими колоннами.
В проектной фирме, где я работаю, вообще не воспринимают мысль о том, что плита с колонной соединяется нежестко, спасибо за глоток чистого воздуха
swell{d}, может вы статью об этом разместите на своем ресурсе?

Сообщение от Kykycuk нижестоящая колонна с вышестоящей - жестко

Если созданы "пауки" Форума - то можно их обшарнирить. Если АЖТ вручную - можно свойствами АЖТ поиграться. Если просто соединение "стержень-плита", то вообще все плохо должно быть же?)

[Kykycuk]

а если пилон, заданный оболочечными элементами? Или его балкой стенкой вообще лучше задавать?

[vanAvera]

Сообщение от Kykycuk нужно же еще как то сделать, чтобы колонна с плитой соединялась шарнирно, а нижестоящая колонна с вышестоящей - жестко. Но это только в том случае, если есть необходимость в восприятии горизонтальных нагрузок этими колоннами. В проектной фирме, где я работаю, вообще не воспринимают мысль о том, что плита с колонной соединяется нежестко

Я обычно считаю узлы балка-колонна жесткими, получаю арматуру верхней зоны балки в районе опоры и арматуру в колонне, потом ввожу шарнир и определяю пролетное армирование. Вот этот второй расчет показываю не всем, а чертежи делаю, учитывая оба варианта.

to swell> насчет армирования колонн - логика есть, надо подумать. По большому счету, разницы между трещиной в балке и трещиной в колонне в районе узла нет никакой.

to Arikaikai>

Если просто соединение "стержень-плита", то вообще все плохо должно быть же?)

Это написано в книжках, которые большинство просматривает по диагонали, в лучшем случае. Большинство лепят стержень в плиту, мысленно выкидывают всплеск армирования и радуются жизни. Для обычных задач армирование похожее на схему с "пауками" или АЖТ.

[swell{d}]

Разница между трещиной в балке и трещиной в колонне огромная! В колонне нет таких огромных Q.
Пилоны - надо смотреть, что по расчёту получается. Проблемы то чаще всего с крайними элементами. Я стараюсь крайние пролёты делать меньше основных - тогда и часть вопросов отпадает

П.С. Я не настолько уверен в правильности своих решений, чтобы запилить об этом статью. Время покажет, но пока тьфу-тьфу всё стоит