Възникна спор относно коефициенти на реагиране (коефициенти на дуктилност) при изчисляване на конструкция на 2-корабно едноетажно хале, направено със сглобяем стоманобетон по традиционен за последните години начин – сглобяем ст.б. фундамент, ст.б. колони запънати долу, ст.б. напрегнати греди, ст. б. столици, хоризонтални стоманени връзки в покрива и ЛТ ламарина. Гредите и столиците се свързват ставно помежду си и към колоните.

Съгласно актуалните български норми (НАРЕДБА № РД-02-20-2 /27.01.2012) таблица 3 има 4 случая, които се доближават до предполагаемата конструкция, първите 3 случая са от категория „Рамкови и смесени системи, еквивалентни на рамкови”.
1. Едноотворни скелетни конструкции без шайби; скелетни конструкции с един отвор, при които сеизмичните сили се поемат от колоните (конструкции с покривни ТТ панели, с виренделови греди и др.) R=0.40
2. Същото като 1, но многоотворни R=0.35
3. Едноетажни рамкови конструкции с дисипативни зони в основата на колоните и съединения, неосигурени срещу деинтеграция или разположени в критичните зони (неудовлетворяващи изискванията на т. 5.11.2 от БДС EN 1998-1 и забележката към т. 8 от допълнителната разпоредба). R=0.67
4. Система „обърнато махало“ - Съгласно т. 5.1.2 от БДС EN 1998-1 R=0.66
Какъв коефициент за реагиране бихте приели съгласно български норми?
Някакви други особени конструктивни изисквания бихте ли имали?
Аз лично не мога да разбера защо има разлика между т.1 и т.2. Всъщност при едноотворните конструкции колоните са по-малко натоварени и реално повече могат да се пластифицират, а правилникът е по-строг към тях в сравнение с многоотворните (R=0.40 > R=0.35).
Не мога да разбера също защо конструкциите с виренделови греди и покривни ТТ панели не попадат в т.3. Реално сеизмичната дисипация при тях е в основата на колоните и техните съединения нямат възможност за никаква деформация (не са дисипативни). При прецакване на някое съединение цялата конструкция се разпада.
Т.3 реално отговаря на т.4 (система обърнато махало), нашият правилник обаче ги разделя.

Ще разгледам и възможните коефициенти на дуктилност съгласно Еврокод 8 и националното приложение.
Накрая на точка 5.1.2 от EN1998-1 е дефинирана система обърнато махало:
Система при която 50% или повече от масата е в горната третина от височината на конструкцията, или при която дисипацията на енергията се осъществява главно в основата на един конструктивен елемент.
Забележка: Едноетажни рамки с колони, свързани в горния си край в двете основни направления на сградата, и със стойност на нормализираната осова сила νd не надвишаваща никъде 0.3, не принадлежат към тази категория.
Където vd = NEd / Ac / fcd, т.е. изчислителната осова сила върху изчислителната носимоспособност на колоната на натиск
Да приемем, че нашата ст.б. сглобяема колона е достатъчно яка, не е натоварена с нормална сила повече от 0.3 и е свързана (ставно) с покривни греди и столици в 2-те направления. Съгласно цитираната забележка към чл. 5.1.2 не сме система обърнато махала.
Все пак каква система съгласно таблица 5.1 трябва да приемем?

Моето приемане при изчисление:
Ако се смята по българските норми бих ползвал консервативно R=0.67, в краен случай R=0.4. Всички възли на присъединяване на елементите обаче ще ги смятам еластично, т.е. с R=1.0.
С капацитивното смятане по Еврокод съм още на „Вие”, но бих ползвал консервативното q=1.5. Следващата стъпка е чак q=3.0, което ми изглежда нереалистично малко (R=0.33 за конзолни колони и стави горе).

п.с. Стана дълго, но дано поне да е ясно.

__________
Първо се запознай с Manual.

Съдържаниет е скрито
Влезте за да го видите

Моето скромно мнение:
1. Български норми.
Коефициентът на реагиране за 1 отвор според мен логично е по-висок от този за 2 и повече отвора, тъй като колкото повече колони, толкова повече пластични стави в основите - особено при еднаква височина на отворите - от там очаквано по-дуктилно очаквано. Обаче R=0.4 ми се вижда завишен - вероятно е постижим с много добро детайлиране в критичната зона и още по-добре осигурена връзка колона-чашка. Ако съединенията ригел-колона са осигурени за цялото срязване (R=1) не мисля, че ще има проблем - иначе покривът може да изпадне буквално (има доста такива снимки от земетресения в Италия). Системата не е обърнато махало, както се вижда от Еврокод - там обърнато махало са рамки със силно натоварени на натиск колони (моменти от втори ред?!?) и единични конзоли с маса на върха.
Аз лично бих приел коефициент на реагиране R=0.5 за едноотворни и двуотворни халета, евентуално 0.4 за многоотворни.
2. Еврокод 8
Тук е омотано - опитах се да систематизирам първо за себе си, не съм убеден че успях.
- по таблица 5.1 - за DCM - qo=3*au/a1=3-3.3 (да приемем консервативно qo=3)
- по формула 5.1 q=qo.kw=3*1=3
Отиваме на 5.11.1.4
- qp=q*kp
- kp=1.0 (qp=3) за конструкции със съединения по т.5.11.2.1.1, 5.11.2.1.2, 5.11.2.1.3 (Off-topic: учудващо е колко нива на заглавия пишат някои хора, в случая са 5:) ).
- kp=0.5 (qp=1.5, което си е горе-долу overstrength коефициент) за другите съединения
Какви са тея страхотни съединения по горните точки:
5.11.2.1.1 Съединения далеч от критични зони - ако вярваме на статическата схема, която приемаме, то ригел-колона е далеч от критичната зона. Можем да ги оразмерим със срязваща сила 1.1Mrd,c/H (Mrd,c - носимоспобност на огъване в критична зона, H-височина на колоната). Огъващ момент - ако приемем, че носят някакъв - трябва да е 0.5*1.1*Mrd,c.
5.11.2.1.2 Съединения с повишена носимоспособност - това следва да са съединенията близо до критична зона (колона-фундамент). Можем да ги оразмерим със срязваща сила 1.2Mrd,c/H, момент 1.2Mrd,c. Това отново важи за случая, в който сме приели чиста става горе.
5.11.2.1.3 Съединения дисипиращи енергия. Честно казано не знам кои ще са те (при стандартните системи с напрегнати греди, вирендели ли ТТ панели), ако някой може да ме подсети ще съм благодарен.
Т.е. за да постигнем qp=3 трябва да завишим оразмерителните усилия в съединенията, особено колона-фундамент. Ако не ги завишим qp=1.5, т.е. имаме нискодуктилна конструкция (по-всичко друго освен по име).
Със сегашния си акъл бих използва qp=1/R=2 за едно и дву-отворни и qp=2.5 за многоотворни рамки. Ако имам възможност за някой проект (време и пари, разбира се) да направя нелинеен анализ и да определя какви са реалните коефициенти ще използвам тях или предложения q=3-3.3 (по-консервативното от двете, разбира се).

Човек и добре да живее, изтрезнява.

Не съм много съгласен за едноотворни и за многоотворни рамки. Когато колоните са с еднакво напречно сечение (приемаме, че нашият случай е такъв), те едновременно получават пластични стави в основата и имат еднакви огъващи моменти. В този момент решаваща би трябвало да е нормалната сила, а тя е по-голяма в средните колони. Хаха, може пък тя да действа подобряващо, ама тогава защо е онова ограничение за 0.3 нормализирана осова сила.

Иначе мислех и аз да пиша за тия kw=1 и q0, ама въобще не намерих логика за случая запъната колона и стави горе.

Благодаря за формулите от точка 5.11, на мен ми се видяха много трудни и не посмях да се заглеждам.

__________
Първо се запознай с Manual.

Съдържаниет е скрито
Влезте за да го видите

Като говорим за сглобяемите колони на този вид конструкции, трябва да ги
диференцираме.
Първо - основните колони, тип "камертон", в които стъпват главните греди.
Самите те са крайни и средни, като средния ред е доста (двойно) по-натоварен.
Това е важно, като се гони 0,3 от нормализираната натискова сила. А един среден
ред може да събере товара от 250-300 и повече квадратни метра от покрива.

Второ - допълнителни колони по надлъжните фасади за фасадните столици и
обшивки. Върху тях евентуално стъпва крайния ред столици - товарът им е
нищожен. В същото време сечението не може да бъде кой знае колко малко заради
стройността и в тях остава доста резерв, за използваните им като главни елементи
в поемането на сеизмичните сили. Проблемът при тях е предаването на
хоризонтални сили от покрива индиректно - чрез връзките по покрива.
Това ги ангажират доста по-малко, особено в напречна посока.

Трето - колоните по напречните фасади. Те също могат да се включат в поемането
на земетръса чрез хоризонталните връзки по покрива. При дълги сгради със
сеизмична фуга (там няма фасада) включването им може да доведе до неприятна
нерегулярност поради изместването на коравината.

Интересно ми е колегите кои колони като главни в поемането на сеизмиката?

ql^2/8

Конкретно на въпроса: Моето мнение е за коефициент на реагиране R=0,4 и
съответно на поведение q=2.5.
Това за многоотворните рамки сигурно предполага равностойни колони във всеки ред.
Тук средните редове най-често са разредени наполовина.
"Наказал" съм с 20% съответните стойности R=0,35 БДС и q=3 RC8 заради
неравномерното предаване на усилията - хоризонталната система връзки не е
достатъчно корав диск.

Странно геометрично ограничение за главните колони в EC8:
5.4.1.2.2 Размерите на напречното сечение на главните колони не би трябвало
да бъдат по-малки от една десета от по-голямото разстояние между инфлексната
точка и краищата на колоната за огъване в равнина, успоредна на разглеждания
размер на колоната, освен ако Tita<=0.1

Понеже тези едноетажни колони нямат промяна на знака на М-диаграмата - няма
инфлексна точка, то трябва да се чете - размерите на напречното сечение да са
поне 1/10 от височината. Tita отчита P-делта ефекта. Стойността 0,1 не е
непостижима, просто колоните са една идея по-големи.

ql^2/8

Как разбираш термина "съединения, неосигурени срещу деинтеграция"?
Повечето от типичните детайли на сглобяемия стоманобетон не са ли такива?
Доколкото си спомням, в едното напраление гредите влизат в шлиц в колоните, но в другото направление няма греди, а са столиците, и те не влизат в шлиц.

Логично ли е ограничението за носимоспособността на колоните на чист натиск 0.3 (иначе конструкцията става обърнато махало)?

Интересно ограничение в т. 5.4.1.2.2. Май, както казваш, борбата с огромния размер на колоните е единството през спазване на ограничението за Tita.

__________
Първо се запознай с Manual.

Съдържаниет е скрито
Влезте за да го видите

Осигуряване срещу деинтеграция на връзката според мен означава невъзможността
да се "разглоби" при цикличното сеизмично въздействие.
Примерно - гредата влиза във "вилицата" на колоната, но не е поставен
задължителния щифт, преминаващ през отвори в колоната и гредата и
препятстващ - "изпързалянето" от лагера, дори силата на триене да изчезне.

Съдържаниет е скрито
Влезте за да го видите

Благодаря за информацията, май наистина тия щифтове имат предвид.
Детайлът на снимката според мен все пак не отговаря на написаните изисквания за връзка в 2-те посоки в горния край на колоните или поне е спорен.
А я кажи, как може да отговаря на изискванията за R=0.35 (0.40) българска сглобяема система с колони, подструпилни греди, виренделови греди, покривни панели?

__________
Първо се запознай с Manual.

Съдържаниет е скрито
Влезте за да го видите

Българската система, за която говориш всъщност е руска. Както и повечето
системи, останали от онова време. Тя си е един етап от развитието на
сглобяемия стоманобетон. Съединенията по покрива са предимно заварени.
Покривните панели създават сравнително корав диск. Между виренделите
се полагат укрепващи връзки.
Мисля, че тези системи са дошли на мода пред 60-те и 70-те години на
миналия век. Нормите от 1987 година са измислени по-късно, когато вече
са изместени от 2Т панелите. Натикали са ги някъде по класификациите,
само авторите си знаят защо и как. Отдавна никъде в България не се
произвеждат елементите от тези системи. Заварено положение са.
Факт е, че не съм виждал дефекти от земетръс по останалите от онова време
конструкции на такива сгради, а при събаряне оказват сериозна съпротива...

ql^2/8

Старите системи са добре измислени, но по това, което съм виждал имат някои недостатъци, с потенциал за проблеми:
- стъпването на ТТ панели върху надлъжни греди е малко, особено при средни колони;
- замонолитването в чашката започва от 40 см дори за колони високи по 5-6 метра
- стремената в колоните са на прекалено голямо разстояние - 30 см и нагоре

В интерес на истината има едно ръководство за прилагане на сеизмичните норми от 87-ма при система за сглобяемо строителство ПЕ'76, но тъй като това е в кризата от края на социализма - едва ли има много сгради направени така, масовката е от преди това. Във въпросното ръководство е дадено R във функция на стройността на колоната - от 0.28 до 0.5.

Човек и добре да живее, изтрезнява.