AlexisPap

Μάλλον τις αναγκαίες μετατροπές και... "τακτοποίηση".

Ήξερα ότι το πρόστιμο υπολογίζεται ως ποσοστό επί της αντικειμενικής... αλλά τα μπαλκόνια δεν έχουν αντικειμενική...

Αν μπορείς να εξασφαλίσεις ότι δεν θα υπάρχει στερεοπαροχή και ότι η κλίση της ελεύθερης επιφάνειας του ΥΟ δεν θα μεταβληθεί σημαντικά... off topic, αλλά πάντα είχα την απορία, για να στείλεις ένα υγρό απευθείας στον ΥΟ μέσω γεώτρησης δεν χρειάζεται κάποιου είδους άδεια;

Και βεβαίως το ίδιο ισχύει εφόσον είναι έξω αλλά κοντά στην οικοδομή. Αλλά, πως θα κάνεις γεώτρηση μέσα σε υπόγειο; Ούτε η σωλήνες δεν χωράνε όρθιες...

Θα πρέπει να επιλέξεις εύρος θερμοκρασιών λειτουργίας (όχι ακραίες τιμές) πχ, 70° ~ 85°. Για την διαφορά αυτή θα πρέπει να δεις τι μεταβολή όγκου έχεις: ΔV=ΔΘ*ρ*V. ΑΛΛΑ: απ' ότι καταλαβαίνω, δεν θα έχει όλο το ρευστό την ίδια θερμοκρασία, ούτε θα υπόκειται στο ίδιο ΔΘ ...ο υπολογισμός θα είναι λίγο πιο πολύπλοκος και αβέβαιος... Έπειτα θα επιλέξεις μία μπουκάλα με εμβολισμό το ΔV. Αφού έχεις χαμηλή πίεση, μπορείς να επιλέξεις έτοιμη μπουκάλα πεπιεσμένου αέρα: Μικρές τριβές και καλή στεγανότητα. Θα χρειαστείς και δοχείο διαστολής που θα αναλαμβάνει δράση όταν κάτι πάει στραβά και φύγεις εκτός πλαισίων λειτουργίας. Ας πούμε συνδεδεμένο με ασφάλεια πιέσεως και βαλβίδα αντεπιστροφής εν παραλλήλω.

Μήπως κάτι δεν πάει καλά; Ποιός είναι ο αρχικός όγκος της γλυκόλης και ποιο το ΔΤ ώστε να καταλήξουμε σε ΔV = 628ml; Η τυπική πίεση των υδραυλικών είναι από 200bar και πάνω. Την δουλειά σου θα μπορούσες να την κάνεις άνετα με διάμετρο 16mm και ~50bar.

Απλά να σημειώσω ότι το σημείο καμπής των διαγραμμάτων, Αγγλιστί "balance point" ή "balanced strain condition" έχει τιμή vd = 0,4 και όχι 0,65, όπως μπορεί να δει κανείς από την #13 δημοσίευσή μου. Προς επίρρωση παραθέτω και αυτό (τρίτη σελίδα) ή αυτό (διαφάνεια 28 ) ή αυτό (σελίδα 18 )

Όχι αν οι αρθρώσεις είναι πλαστικές. Δεν είναι πραγματικές αρθρώσεις, μπορούν και παραλαμβάνουν ροπή. Απλά, αν έρθει ο σεισμός και φτιάξει πλαστικές αρθρώσεις στις περισσότερες δοκούς και στους περισσότερους πόδες υποστυλωμάτων, φεύγοντας θα τις αφήσει όλες με ένα κάποιο Δφ και η οικοδομή θα πάει για πέταμα... :)

αυτό, αν είναι αλήθεια, δεν είναι τιμητικό για κανένα συντάκτη του κανονισμού. Μάλλον όμως είναι είναι δείγμα σκωπτικού χιούμορ... Στέφανε, είναι σωστό αυτό που λες, αλλά υπάρχει και μια παρανόηση που ξεκαθαρίζει αν προσέξουμε το λεκτικό της §18.4.4.2α που μας λέει για ποιούς δύο λόγους κάνουμε περίσφιξη: Για να αντισταθμίζουμε την απώλεια εμβαδού λόγω αποφλοίωσης & Για να καταστεί δυνατή η ανάπτυξη τοπικής καμπτικής παραμόρφωσης στο υποστύλωμα, συμβατής με την παραμόρφωση του κτηρίου που συνεπάγεται η πλάστιμη συμπεριφορά. Κατά την γνώμη μου, είναι φραστικό λάθος η χρήση από τον ΕΚΩΣ της λέξης "πλαστιμότητα" για την περιγραφή της κατάστασης που επικρατεί στο υποστύλωμα όταν αναλαμβάνει δράση η περίσφιξη. Διότι η κατάσταση στην οποία βρίσκεται -ας πούμε- η αποφλοιωμένη κεφαλή ενός υποστυλώματος είναι οικτρή και δεν μπορεί να συγκριθεί με την πλαστιμότητα που παρέχει μία δοκός. Κύριο χαρακτηριστικό είναι η πολύ μειωμένη ροπή που μπορεί να αναλάβει η αποφλοιωμένη διατομή, σε σχέση με την ροπή που αναλάμβανε πριν την αποφλοίωση. Πολύ ωραία τα εξηγεί ο Πενέλης στην σελίδα 43 των υποστυλωμάτων του [* Πενέλης Γ., Στυλιανίδης Κ., Κάππος Α., Ιγνατάκης Γ. (1995) “Κατασκευές από Οπλισμένο Σκυρόδεμα”], όπου αναπτύσσει το "υποτίθεται" που έγραψα παραπάνω. Αλλά επειδή εδώ γράφουμε μόνο βάσει του ΕΚΩΣ, υπάρχουν και άλλες απόψεις για όποιον θέλει. @jackson, η επιδίωξη είναι πλαστικές αρθρώσεις μόνο σε δοκούς και πόδα υποστυλωμάτων - τοιχείων. Επειδή ΥΠΟΤΙΘΕΤΑΙ ότι μπορούμε να πετύχουμε αυτή την επιδίωξη (δηλαδή αναγνωρίζουμε ότι δεν μπορούμε 100%), γιαυτό κάνουμε περίσφιξη. Όχι όμως ότι η περίσφιξη θα απορροφήσει και τίποτα φοβερά ποσά ενέργειας (Σχετικά: Πενέλης - Κάππος "Αντισεισμικές κατασκευές από σκυρόδεμα" 1995). Απλά θα αποτρέψει την εξέλιξη της αστοχίας σε γενικευμένη θραύση και κατάρρευση.

Με τον ικανοτικό επιδιώκουμε να δημιουργούνται πλαστικές αρθρώσεις μόνο σε δοκούς και όχι σε υποστυλώματα. Τις δοκούς, επειδή ακριβώς θα εισέλθουν στην διαρροή τις μελετάμε να είναι πλάστημες. Τα υποστυλώματα, αφού εξασφαλίζουμε (υποτίθεται...) ότι θα παραμείνουν ελαστικά, γιατί να τα κάνουμε πλάστημα; Ή, να το πω διαφορετικά, κατά την γνώμη μου, είναι καλό όταν δεν έχουμε ικανοτικό σχεδιασμό να μην αρκούμαστε στο 0,65, αλλά να πηγαίνουμε στο 0,40...

Η δική μου απορία είναι γιατί γενικότερα η κανονισμός ζητάει vd<0,65; Είναι η απορία μου, διότι το εν λόγω νούμερο εν τέλει δεν σχετίζεται με την πλαστημότητα ("πλάστημο νούμερο" είναι το 0,40). Όπως το καταλαβαίνω, ο κανονισμός το εισηγείται ως πρόσθετο συντελεστή ασφαλείας έναντι αστοχίας υποστυλωμάτων σε θλίψη: Υπάρχουν πολλές αβεβαιότητες ως προς την τιμή των εντατικών μεγεθών που σχετίζονται με την χωρική και την χρονική επαλληλία (ζητήματα πιθανοτικά), και την πραγματική απόκριση του φορέα (τοιχοπληρώσεις, διαφορετικές μάζες κλπ). Όταν η αβεβαιότητα αφορά μέλη που λειτουργούν μετελαστικά, πχ ροπές στηρίξεως δοκών, η αβεβαιότητα δεν έχει συνέπειες ως προς την ευστάθεια της κατασκευής. Όταν όμως αφορά στην φέρουσα ικανότητα υποστυλώματος σε αξονικό, πιθανή αβεβαιότητα μπορεί να σημαίνει κατάρρευση. Τι πιο απλό λοιπόν, από το να βάλουμε (ο κανονισμός) ένα πρόσθετο συντελεστή ασφαλείας για τον σχεδιασμό σε θλίψη, ειδικά για τους συνδυασμούς σεισμικών δράσεων. Ας πούμε έναν συντελεστή ασφαλείας με τιμή 1,5, σαν το γc. 1/1,5 κάνει περίπου 0,65. Τυχαίο; Δεν νομίζω!!! :) Επομένως, το ζήτημα είναι άσχετο με αυτή καθ' αυτή την πλαστημότητα, την περίσφιξη, την επάρκεια τοιχωμάτων κλπ... Νομίζω πάντως ότι όταν δεν εφαρμόζουμε τον ικανοτικό θα έπρεπε να τηρούμε το νd<0,40. Φυσικά, όταν εφαρμόζουμε ικανοτικό, δεν έχει νόημα να αποζητούμε πλαστημότητα υποστυλωμάτων... Τα παραπάνω, όπως είπα, είναι αυτό που καταλαβαίνω, δεν το γράφουν τα σχόλια...

jackson, προφανώς και έχεις δίκιο σε όσα λες. Απλά επισημαίνω την τεράστια διαφορά μεταξύ του μοντέλου και της πραγματικής κατάστασης. Η διαφορά αυτή δεν γεφυρώνεται θεωρητικά, την αποδεχόμαστε εμπειρικά ως έχει, γιατί αυτό το σύστημα εφαρμόζαμε πάντα και το σύστημα αυτό φαίνεται να δουλεύει καλά, ασχέτως με τα μεγάλα εκκρεμή ερωτηματικά... (σε αντίθεση με την διαφορά στην στατική ανάλυση που έχει θεωρητική γεφύρωση) cv98019, μολονότι μου αρέσει η ακρίβεια στην ανάλυση, δεν μπορώ να παραβλέψω ότι ακρίβεια μεγαλύτερη από τις τιμές των αρχικών δεδομένων δεν έχει νόημα. Πχ, όταν η τυπική απόκλιση στην αντοχή του C20/25 είναι 3MPa (15%), οι μέθοδοι ανάλυσης που συνυπολογίζουν στην δυσκαμψία το έργο των τεμνουσών είναι απλά άχρηστες. Όταν μιλάμε για εδαφοτεχνική μελέτη, τα μεγέθη (σ, Κ) με τι ακρίβεια προσδιορίζονται; Ποιά μέθοδος ανάλυσης είναι η αρμόζουσα για δεδομένα που προκύπτουν από κατάταξη βάσει πινάκων; Ποιά για δεδομένα από πενετρομετρήσεις; Ποιά για δεδομένα από τυπική εδαφοτεχνική μελέτη; Ας πούμε, όταν μπαίνει κανείς στον κόπο μοντέλου εδάφους για σήραγγα, έχει προηγουμένως ταράξει τον τόπο στις γαιωτρήσεις. Με τις τυπικές εδαφοτεχνικές για κτηριακά έργα, ποια μέθοδος ανάλυσης ταιριάζει; Και τέλος: Στις μεθόδους που χρησιμοποιούμε για την ανάλυση της ανωδομής, ποιά μέθοδος ανάλυσης του εδάφους ταιριάζει;

1. -> Άλλη κλίμακα... Αλλά, νομίζω ότι η ουσιώδης διαφορά είναι η στατική απλότητα. 2. -> Εγώ τώρα τι να πω; Αυτά τα διδασκόμαστε, τα έχουν γράψει Θεοί σαν τον Terzaghi, Τόσο για πέδιλα και πεδιλοδοκούς όσο και για κοιτοστρώσεις. Περί κοιτοστρώσεων έγραψα κι εγώ τους ενδοιασμούς μου... Πάντως, φαντάζομαι θα ξέρεις ότι, κανείς δεν κάνει την δοκιμή. Αντίθετα, αφού κατατάξουν το έδαφος, παίρνουν το Κ0 από τους πίνακες του Terzaghi. Φυσικά, αυτό μπορώ να το κάνω και μόνος μου, δεν χρειάζομαι βοήθεια! 3.2. -> Αυτό δεν το είχα σκεφτεί, αλλά είναι καλή ιδέα και όχι τόσο δύσκολη στην εφαρμογή... 3.3. -> Απλά τον φορέα τον σχεδιάζεις και γι αυτό τον μοντελοποιείς. Το έδαφος (στα συνήθη έργα) το αποδέχεσαι ως έχει και γι αυτό το αγνοείς. Στα συνήθη έργα, ακόμη κι αν το έδαφος απλοποιηθεί σε πάκτωση... μικρό το κακό. Αλλά όπως έγραψα και στο #34, η προσομοίωση του φορέα κάθε άλλο παρά λεπτομερής, ακριβής και αντιπροσωπευτική είναι... 4. -> Μα τους τύπους τους χρησιμοποιώ κι εγώ, δεν χρειάζεται εδαφοτεχνικός για απλή αριθμητική... Η δική μου εμπειρία δείχνει ότι στα συνήθη οικοδομικά υπάρχει ανοχή σε μεγάλο εύρος τιμών του Κ. Εσύ πως το βλέπεις; Το να προχωρήσει κανείς σε μη γραμμική ανάλυση για ένα οικοδομικό έργο είναι αδιανόητο (και κατά την γνώμη μου ανούσιο). Πως μπορεί να περάσει κανείς σε δυναμικά Κ για θεμέλια που υπό δυναμική φόρτιση αναπτύσσουν ενεργό περιοχή μικρότερη της συνολικής επιφανείας τους; Τα πέδιλα αυτά λογικά συνεχίζουν να έχουν μεγάλες τιμές στα μεταφορικά ελατήρια, αλλά πρέπει να έχουν μικρή τιμή στα στροφικά ελατήρια... Φαντάζομαι ότι στο σεισμό, επειδή το έδαφος έχει ήδη υποστεί την όποια καθίζηση, επειδή η φόρτιση είναι δυναμική και επειδή η μεταβολή των τάσεων είναι σχετικά μικρή (και άρα αντιστοιχεί στον πλέον γραμμικό κλάδο του p/ψ) το Κ θα πρέπει να είναι τεράστιο. Όμως το στροφικό Κ σε όρους Μ/φ, μολονότι για μικρές τιμές τις ροπής μπορεί να είναι τεράστιο, όταν αναπτύσσεται αδρανής περιοχής στο πέδιλο και μεγαλώνει το φ χωρίς περεταίρω αύξηση του Μ θα πρέπει να μειώνεται... Φυσικά στα πέδιλα υποτίθεται ότι αυτό ελέγχεται, δεν επιτρέπουμε "ασύστολη" αύξηση των αδρανών περιοχών... Σε μία εύκαμπτη κοιτόστρωση τί γίνεται;

1. -> Καθαρά υπόθεση εργασίας. Πάντως αν το επιβαλλόμενο φορτίο ήταν μικρό δεν θα είχε κοιτόστρωση. Συνεχίζω να στοιχηματίζω 7όροφο 2. -> Δεν κάνω τίποτα παραπάνω από αυτά που ζητάει ο ΕΑΚ/ΕΚΩΣ. Γενικά οι κοιτοστρώσεις βγάζουν μικρές μέγιστες τάσεις στους σεισμικούς συνδυασμούς. 3. -> Κι εγώ αν πουλούσα προγράμματα δεν θα έλεγα "δεν μπορώ", θα έλεγα "έτσι είναι καλύτερα" . Με τις κοιτοστρώσεις, δοθέντος ότι είναι πλάκες χωρίς δοκούς, καταφεύγω στο SAP (στην καθημερινή πρακτική). Φορτία ανωδομής από την ανάλυση του φορέα... και πάμε! 4. -> Μάλλον δεν διατύπωσα σωστά... Το Κ εξαρτάται από την γεωμετρία του πεδίλου. Ο Terzaghi ας πούμε δίνει πίνακα τιμών για πλάκα πλευράς 0,305m... Όταν μιλάμε για άκαμπτα πέδιλα κάθε πέδιλο μπορεί να έχει το δικό του Κ. Όταν μιλάμε για πεδιλοδοκούς, για κάθε δοκό μπορεί να έχουμε άλλο Κ. Όταν έχουμε κοιτόστρωση, η οποία γενικά έχει μεταβλητή δυσκαμψία, τι Κ παίρνουμε; Γιατί να είναι σταθερό; (μιλάω καθαρά για το στατικό κομάτι) 5. -> Κάθεται κανείς να κάνει μοντέλο εδάφους κάτω από την οικοδομή για να υπολογίσει; Δεν αποφασίζουμε με βάση ημιεμπειρικές μεθόδους; Edit: Επειδή βλέπω ότι δεν τα γράφω σωστά και για να μην χαραμίσουμε το νήμα σε διευκρινίσεις, εννοώ αυτό από αυτό 6. -> Όσο μεγάλο κι αν είναι το Κ, υπάρχει ένα όριο στις ροπές που μπορούν να αναπτυχθούν, το οποίο οφείλεται στο ότι το έδαφος δεν αναλαμβάνει εφελκυσμό. Η μέγιστη ροπή στην βάση ενός τοιχώματος δεν μπορεί να υπερβεί το γινόμενο του αξονικού επί μία εκκεντρότητα που εξαρτάται από την διαμόρφωση του φορέα. Αν το ελατήριο του εδάφους οδηγεί σε μεγαλύτερη ροπή, τότε απλά υπάρχει λάθος. Αφού μας απασχολεί η ακρίβεια, μήπως η ανακρίβεια που οφείλεται στην λάθος τιμή του Κ είναι μικρότερη από την ανακρίβεια που οφείλεται στην αγνόηση της καμπύλωσης του υπογείου λόγω των κυμάτων S; (Σε στιφρή άργιλο V=200~300m/sec, όχι πολύ μεγάλη για τα 20 μέτρα της θεμελίωσης) 7. Δεν μιλώ για αυξομείωση κατά το δοκούν. Όπως είπα και παραπάνω, ένα πολύ δύσκαμπτο ελατήριο που οδηγεί σε "παράλογες" ροπές είναι καταφανώς λάθος. Αν δεν υπάρχουν "παράλογες" ροπές αρκούμαι στην απόλυτη πάκτωση. Αν όχι δοκιμάζω το στατικό Κ. Δεν χρειάστηκε ποτέ να δώσω μικρότερη από αυτή την τιμή... Εννοείται ότι ποτέ δεν μειώνω το Κ για να μαγειρέψω τις ιδιοπεριόδους ή την τέμνουσα βάσης... Πάντως περιμένω να ακούσω από εδαφομηχανικούς πρακτικές μεθόδους για την βελτίωση της προσομοίωσης...

Να τι απέδωσε το ψάξιμο στα παλιά μου βιβλία: το lb, γνωστό από τον ΕΚΩΣ ως "βασικό μήκος αγκύρωσης" ο πρώτος κανονισμός το ονόμαζε "βασικό μήκος ευθύγραμμης αγκύρωσης" αντιδιαστέλλοντας το ως προς τον τύπο της αγκύρωσης, σε σχέση με τις αγκυρώσεις του λείου οπλισμού (με γάντζο) που ήταν ακόμη διαδεδομένες. Ομοίως ονομάτιζε "απαιτούμενο ευθύγραμμο μήκος αγκύρωσης" το γνωστό σήμερα ως "απαιτούμενο μήκος αγκύρωσης", lb,net. Ίσως είναι κι αυτό ένα μέρος του μπερδέματος σχετικά με το τι είναι το ευθύγραμμο μήκος… Λοιπόν, πριν το 2000, ο ΚΟΣ στην §17.8.4β είχε και μία τρίτη παύλα που έλεγε: «Σε όλες τις περιπτώσεις το άκρο της αγκύρωσης πρέπει να φτάνει τουλάχιστον μέχρι το σημείο θεωρητικής στήριξης». Αυτό, αν μη τι άλλο, μας λέει ότι το μέχρι που θα φτάσει ο οπλισμός εξαρτάται από το στηρίζον στοιχείο, και όχι το αντίστροφο. Γιατί αφαιρέθηκε αυτή η παύλα; Μήπως οι συντάκτες του ΕΚΩΣ2000 αποφάσισαν ότι δεν πειράζει αν το άκρο δεν φτάσει μέχρι το εν λόγω σημείο; Βρίσκω την αντίστοιχη διάταξη στον ΕΚ-2. §9.2.1.4(3): Τα ίδια λόγια, τα ίδια σχήματα (ο ΕΚ-2 εξηγεί τι εννοεί άμεση/έμμεση στήριξη), το μήκος αγκύρωσης σε έμμεσες και άμεσες στηρίξεις είναι lb,net (με τον συμβολισμό του ΕΚΩΣ) και μετράει από την παρειά στήριξης. Προφανώς το μήκος αυτό είναι το ελάχιστο λόγω τέμνουσας, εκτός κι εάν υπάρχει θετική ροπή …οπότε πάμε στην J.2.2. Φυσικά είναι μεγαλύτερο ή ίσο με το lb.min. Είναι όμως ευθύγραμμο; Ως γνωστόν ο ΕΚ-2 πουθενά δεν αναφέρεται σε ελάχιστο ευθύγραμμο μήκος… Γιατί στο σχήμα το δείχνει ευθύγραμμο; Διότι (υποθέτω) το μήκος αυτό (που σπάνια ξεπερνάει το lb.min) είναι πολύ μικρό (περίπου 15Φ για C20/25). Άρα στο λεπτότερο επιτρεπτό δομικό στοιχείο (πάχους 20cm) χωράει –οριακά- ευθυγράμμως το Φ14. Να σημειώσω πάντως και το J.2.2 του ΕΚ-2 που δεν αναφέρει πουθενά κάτι για ευθύγραμμο μήκος… Φαίνεται πάντως πως όλα ξεκινάν από το DIN 1045. Ξέρει κανείς κάτι παραπάνω; Έχει δει, ή έχει κάνει κανείς κάποια σχετική εφαρμογή; Οι διατάξεις για το μήκος αγκύρωσης στον ΕΚ-2 είναι λογικές ενώ στον ΕΚΩΣ όχι. Τι «παίζει»;

Ήταν σίγουρα κακή εφαρμογή διότι δεν είχα τα στοιχειωδώς αναγκαία εργαλεία για να μετρήσω τι έκανα. Κινητήρας τριφασικός χωρίς καρτελάκι, εκ του μεγέθους κρίνω ~3kW, συνδέθηκε με δύο πυκνωτές χάρτου, 22μF έκαστος (αν θυμάμαι καλά), όπως έδειχνα στο σχήμα. Εκκινούσε άνετα μόνος του αλλά χωρίς φορτίο (κινούσε αεροσυμπιεστή, ως γνωστόν η εκκίνηση γίνεται με μηδενική πίεση), και κρίνοντας από τον εμβολισμό και την πίεση του συμπιεστή απέδιδε χωρίς πρόβλημα 1kW ~ 1,5kW. Αγνοώ πόσο ρεύμα "έτρωγε", τι τάση είχε το βοηθητικό τύλιγμα, τι Δφ, πάντως δεν ζεσταινόταν. Αυτά τα ολίγα

Συνάδελφε, πρέπει να κατανοήσεις ότι η αξία των αρχαιοτήτων για την υπηρεσία είναι πέρα από το προσωπικό σου πρόβλημα της αξιοποίησης του ακινήτου σου (ορθώς). Κλείσε ραντεβού και συζήτησε το πρόβλημά σου με τον προϊστάμενο της εφορείας αρχαιοτήτων που διενεργεί την ανασκαφή. Εξήγησέ του την δική σου δυσκολία και ζήτα του να κάνει ότι είναι δυνατόν από την πλευρά της υπηρεσίας ώστε να μειωθεί η ταλαιπωρία σου και η επιβάρυνσή σου. Αν είσαι τυχερός και έχεις απέναντί σου υπεύθυνο άνθρωπο θα έχεις κατανόηση και ενημέρωση. Διαφορετικά, το καθεστώς είναι εξαιρετικά πολύπλοκο και, μολονότι υπάρχουν ενέργειες που μπορείς να κάνεις, κανείς δεν μπορεί να εγγυηθεί αν και πότε θα τελεσφορήσουν. Υπάρχουν περιπτώσεις ανασκαφών αυτού του είδους που κόστισαν στον ιδιώτη εκατοντάδες χιλιάδες ευρώ... Δυστυχώς το θέμα είναι πολύπλοκο και δεν μπορεί να αναπτυχθεί στο φόρουμ. Αν είσαι Αθηναίος πέρνα μια βόλτα από το υπουργείο (νομίζω Ερμού...) και απευθύνσου διακριτικά και με αξιοπρέπεια στην αρμόδια διεύθυνση αρχαιοτήτων για γενική νομική ενημέρωση. Θα είναι εξυπηρετικοί... Καλή τύχη

Το ερώτημα είναι αρκετά γενικό, αλλά θα διατυπώσω μερικές σκέψεις, ξεκινώντας από τα προβλήματα που προκύπτουν. Θα αγνοήσω παντελώς το ζήτημα της ενίσχυσης της κίνησης λόγω παχιάς στρώσης δύστμητου εδάφους. Ομοίως θα αγνοήσω την τροποποίηση της σεισμικής κίνησης λόγω του κτίσματος. Θα περιοριστώ σε όσα κάνουμε βάσει του κανονισμού, που κατά την γνώμη μου είναι επαρκέστατα για συνήθη οικοδομικά έργα, ενώ κάθε τι παραπάνω είναι αδικαιολόγητα δαπανηρό σε επίπεδο μελέτης. (οι παραπάνω παραπομπές είναι πληροφοριακού χαρακτήρα) Επομένως ξεκινάμε με δεδομένο ότι έχουμε το φάσμα του κανονισμού στην θεμελίωση της οικοδομής. Ας πούμε ότι η οικοδομή μαζί με το ισόγειο έχει 7 ορόφους (νομίζω ότι τόσο βγαίνει με σεπ=200). Άρα συνολικό ύψος από την θεμελίωση 24m, από τα οποία τα 3m είναι υπόγειο. Τα τοιχεία έχουν ύψος διατομής περίπου 4m. Πριν δούμε τα περί δυσκαμψίας θεμελίωσης, ας δούμε τι γίνεται με την δυσκαμψία ανωδομής και υπογείου: Στην ανωδομή ο κανονισμός μας λέει να λαμβάνουμε δυσκαμψίες σταδίου ΙΙ. Γιατί σταδίου ΙΙ; Αφού υπολογίζουμε έναν φορέα που θα λειτουργήσει βαθειά μέσα στην διαρροή. Δεν θα έπρεπε να θεωρούμε ακόμη μικρότερες δυσκαμψίες; Δεν θα έπρεπε η δυσκαμψία να εξαρτάται από τον συντελεστή συμπεριφοράς; Παράδειγμα: Τοίχωμα 25/150 με 6Φ14 ανά πέλμα και ύψος 6m: Δυσκαμψία σταδίου Ι (3ΕΙ/Η³) : 26,4ΜN/m Δυσκαμψία σταδίου ΙΙ (τα 2/3 της Ι): 17,6ΜN/m Δυσκαμψία σταδίου ΙΙΙ (Ροπή διαρροής 603kNm, βέλος 22,6mm) : 4,5MN/m (Ο τρίτος υπολογισμός βασίζεται στο σκεπτικό των σχολίων ΕΑΚ §Σ3.1.1[2] και όχι με υπολογισμό ροπών – καμπυλοτήτων αλλά δεν έχει τόσο φοβερή σημασία) Γιατί λοιπόν αναλύουμε με Κ σταδίου ΙΙ και όχι με Κ σταδίου ΙΙ διά q; Γιατί μας ενδιαφέρει τόσο πολύ το σε ποια θέση του φάσματος "πέφτει" η ελαστική ιδιοπερίοδος (που αντιστοιχεί στην απόκριση σε σεισμό Ε/q) και όχι η μετελαστική «ενεργός ιδιοπερίοδος» (δηλαδή χρόνος που απαιτείται να κάνει ο φορέας ένα πλήρη κύκλο (μετελαστικής) παραμόρφωσης για εύρος ταλάντωσης q φορές την μέγιστη ελαστική ταλάντωση (δηλαδή ο χρόνος για να πάει και να έρθει για διαδρομή Δ=q*Δe). Προφανώς ο δεύτερος χρόνος είναι ο χρόνος που σχετίζεται με την οριακή κατάσταση αστοχίας, και όχι η ελαστική ιδιοπερίοδος για δυσκαμψίες σταδίου ΙΙ. Μην νομίσετε ότι έχω απαντήσεις για τα παραπάνω ερωτηματικά. Κι ακόμη δεν κάναμε κουβέντα για τοιχοπληρώσεις και μάζες… Πάντως, υπάρχουν πολλές σχετικές εργασίες. Το υπόγειο ο ΕΑΚ μας λέει ότι είναι ένα απόλυτα δύσκαμπτο κουτί. Τι γίνεται όμως με την οικοδομή του παραδείγματος με ύψος 21m πάνω από υπόγειο 3m; Είναι λογικό να θεωρούμε τα περιμετρικά τοιχεία του υπογείου με στατικό ύψος 3m άκαμπτα, όταν πάνω σε αυτά πακτώνουμε τοιχεία με στατικό ύψος 4m και θηριώδη οπλισμό; Και με τον πυρήνα του κλιμακοστασίου; Λοιπόν, αν θεωρήσουμε ότι η ανωδομή βρίσκεται σε στάδιο ΙΙΙ ενώ το υπόγειο σε στάδιο ΙΙ, ακόμη και με αυτές τις αναλογίες το υπόγειο είναι σχετικά δύσκαμπτο… Αν πούμε ότι η ανωδομή έχει δυσκαμψία σταδίου ΙΙ, γιατί να μην πούμε ότι το υπόγειο λειτουργεί ελαστικά; Όμως όλα αυτά επί της ουσίας είναι …μπαλαμούτι. Ίσως έγινα κουραστικός. Αλλά τώρα μπορώ να εξηγήσω γιατί ως «στατικός» έχω να ασχοληθώ με τόσα πολλά ώστε να μην μένει και πολύ «ενέργεια» για να ασχοληθώ και με το έδαφος… Να λοιπόν τι κάνω: Αρχικά διαμορφώνω ένα φορέα που να τα πηγαίνει όσο καλύτερα γίνεται με τα παραπάνω. Τοιχεία σωστά κατανεμημένα, με το ίδιο περίπου στατικό ύψος, ώστε να μπαίνουν μαζί στην διαρροή, επιλεγμένα έτσι ώστε με τον ελάχιστο οπλισμό και το αξονικό να παραλαμβάνουν ακριβώς την ροπή του σεισμού σχεδιασμού. Ομοίως για τις δοκούς. Δυναμική ανάλυση θεωρώντας πάκτωση στην θεμελίωση. Έλεγχο των ροπών στους κόμβους της θεμελίωσης. Αν οι ροπές είναι «αδικαιολόγητα» μεγάλες, εισαγωγή ελατηρίων με τα στατικά χαρακτηριστικά του εδάφους, ξανά δυναμική, ξανά έλεγχος. Δεν μου έτυχε ποτέ να δω παράλογες ροπές μετά την εισαγωγή ελατηρίων. Αφού όλα φαίνονται εντάξει δεν «την ψάχνω» άλλο. Ελέγχω αν το υπόγειο μπορεί πράγματι να παραλάβει τα φορτία που κατεβάζουν τα τοιχεία και κλείνω. Τι θα πει όμως «αδικαιολόγητα» μεγάλες ροπές; Ας πούμε, ο πυρήνας που δεν συμπίπτει με περιμετρικά τοιχεία έχει ροπή βάσης ~800 τονόμετρα. Στην θεμελίωση με πάκτωση -400. Αυτό είναι παράλογα πολύ. Στην θεμελίωση με ελατήριο 150. Αυτό είναι «λογικό». Κατά την γνώμη μου, αποδεκτή ροπή στην βάση ενός τοιχείου είναι εκείνη που δεν οδηγεί σε εκκεντρότητες αξονικού μεγαλύτερες από το d/2. (Μιλάμε για κοιτόστρωση, αλλά τα περισσότερα προγράμματα λύνουν χώρια τον φορέα με στηρίξεις στους κόμβους της θεμελίωσης και χώρια την κοιτόστρωση. Τουλάχιστον με τα προγράμματα που δουλεύω είναι πρακτικά αδύνατο να συμπεριλάβεις την κοιτόστρωση και να βάλεις ελατήρια σε κάθε κόμβο των επιφανειακών FEM). Φυσικά στην παραπάνω χονδροειδή, εμπειρική και αυθαίρετη μέθοδο, η αναζήτηση των δυναμικών χαρακτηριστικών του εδάφους είναι πολυτέλεια. Γιατί ακόμη και με τα στατικά χαρακτηριστικά του εδάφους, είναι ένα μεγάλο ερώτημα το πώς από το Κ του εδάφους περνάμε σε δυσκαμψίες ελατηρίων… Πως αποφασίζουμε το είδος της κατανομής των τάσεων κάτω από την κοιτόστρωση; Πως εκτιμούμε των όγκο των γαιών κάτω από την θεμελίωση που συμμετέχει ενεργά στην παραμόρφωση της οικοδομής; Είναι σωστό να θεωρούμε ενιαίο πάχος εδάφους; Θα έβγαινε το ίδιο αποτέλεσμα αν βάζαμε και το έδαφος στο μοντέλο; Εν κατακλείδι, θέλω να πω ότι οι απροσδιοριστίες στην δυσκαμψία της ανοδομής και της θεμελίωσης είναι τέτοιες ώστε η αναζήτηση δυναμικών χαρακτηριστικών του εδάφους να φαντάζει άπιαστη πολυτέλεια. Εργασίες σαν κι αυτή δείχνουν απλώς πόσο μακρυά από την καθημερινότητα του μελετητή είναι οι εξελιγμένες μέθοδοι προσομοίωσης της θεμελίωσης. Βεβαίως οι λάτρεις της ακρίβειας θα σημειώσουν ότι το δυναμικό μέτρο ελαστικότητας του εδάφους μπορεί να είναι διπλάσιο του στατικού... Κατά την γνώμη μου μικρό το κακό... Η "ακρίβεια" δεν επιτυγχάνεται απλώς με ένα διαφορετικό νούμερο, απαιτεί πολύ κόπο που δεν είναι δυνατόν να καταβληθεί για συνήθη έργα.

Ναι, έχεις δίκιο.

Ασφαλώς και δεν έχει. Μπορεί να έχει νόημα (όσον αφορά στο οικοδομικό μέρος) μόνο όταν έχεις ήδη διαστασιολογήσει, έχεις επιλέξει οπλισμούς, και θες να ελέγξεις την "πραγματική" απόκριση. Εννοείται ότι για κάθε άκρο δοκού έχεις ετοιμάσει το αντίστοιχο διάγραμμα ροπών/καμπυλοτήτων... Για τα εδαφοτεχνικά μάλλον τα ξέρεις καλύτερα . Να σχολιάσω κι εγώ ότι η έννοια της ιδιομορφής προϋποθέτει την έννοια της ιδιοπεριόδου, η οποία υφίσταται μόνο στους γραμμικούς ταλαντωτές. Όταν λέμε "modal time history" εννοούμε (υποτίθεται τουλάχιστον) ότι οι ιδιομορφές επανυπολογίζονται σε κάθε βήμα, ενώ η απόκριση της κατασκευής μέσα στο περιορισμένο διάστημα του βήματος είναι περίπου γραμμική. Δηλαδή, όπως σε όλες τις επαναληπτικές μεθόδους (υπερωθητική, δευτέρας τάξεως μεταθετών πλαισίων, χρονοϊστορία κλπ) σε κάθε βήμα η ανάλυση είναι γραμμική, βασισμένη σε ένα [Κ] υπολογισμένο ειδικά για αυτό το βήμα...

Αν κάνεις αναζήτηση με "Perlobeton" θα βρεις 11 θέματα σχετικά με την απορία σου. Μάλλον σε ενδιαφέρει αυτό και αυτό. Κάνε αναζήτηση πριν ανοίξεις νέο θέμα...

Η χρέωση συνήθως (τουλάχιστον Αθήνα - Θεσσαλονίκη) πάει με το πρόσωπο στην οδό και το πλήθος των αποχετευόμενων ορόφων. Αλίμονο στα δισγωνιαία οικόπεδα... Τώρα ειδικά για την περίπτωση της προσθήκης καθ' ύψος σε ήδη αποχετευόμενο ακίνητο, πρώτη φορά το ακούω... (αλλά γενικώς δεν ακούω καλά)

ΟΚ, cv98019, κατάλαβα. Απλά αυτό δεν είναι δυναμική - φασματική. Είναι "modal time history analysis" αυτό εννοείς έ;. Γενικά πάντως είναι κάτι που -γενικά- δεν προβλέπεται από τον κανονισμό... Πολύ ευαίσθητο στις αρχικές συνθήκες (φάσμα και χρονικό βήμα) και απαιτεί αρκετές διαφορετικές επιλύσεις για να προκύψουν αξιοποιήσιμα στην διαστασιολόγηση εντατικά μεγέθη. Επιπλέον παρέχει -υποτίθεται- πολύ αντιπροσωπευτικότερη εικόνα για την απόκριση του φορέα, που είναι για τα συνήθη οικοδομικά έργα άνευ ουσίας, αφού δεν μπορούν να προσομοιωθούν παράμετροι που καθορίζουν σε μέγιστο βαθμό την μη γραμμική απόκριση (τοιχοπληρώσεις, πραγματικές μάζες και η θέση τους κατά την διέγερση κλπ)... Φυσικά υπό προϋποθέσεις πολύ καλό εργαλείο για ειδικά έργα...

Γιατί δεν μπορεί να το κάνει η ίδια η μέθοδος. Είναι γραμμική. Πράγματι, η εμπειρία μου είναι αποκλειστικά από οικοδομές.

Αλέξανδρε, ο γενικός κανόνας και η μόνιμη επιδίωξη είναι να γίνονται οι κατασκευές όπως λες. Σε εξαιρετικές περιπτώσεις χαλαρών γαιών, γαιών χωρίς συνοχή, υψηλού ΥΟ, έργων σε πυκνοδομημένο αστικό περιβάλλον κλπ, είναι ανάγκη να καταφύγουμε σε λύσεις που μπορεί να αποκλίνουν πολύ από τον κανόνα.