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Generale => .:Annunci dello staff:. => Topic started by: Gilean on 06 January , 2010, 18:02:31 PM
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Giorno 14 e 15 Gennaio si terrà a Messina un piccolo corso di aggiornamento di due giorni, diretto dal Prof. Aurelio Ghersi. Ho pensato, come mia piccola iniziativa personale, che se qualche collega che non potrà partecipare, vorrà porre delle domande al prof Ghersi, potrà farlo da oggi fino a giorno 13 in questo post. Successivamente stamperò questo topic, porrò le domande al Prof Ghersi e riporterò le risposte in questo stesso post. Scatenatevi quindi, ma che siano domande serie :)
http://www.ordingme.com/corsi.php?act=detail&id=151 (http://www.ordingme.com/corsi.php?act=detail&id=151)
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Domanda ricorrente: il Box Foundation System ( e se oltre alla scatola ci sono pilastrate interne ?).
E' una "fondazione"?
Lo "zero sismico" da dove parte?
Io non mi sono ancora cimentato e quindi posso dire grandi sciocchezze, ma mi pare che ingwilly e Massimo T. avessero già esposto qualche quesito e mi pare che attorno, quando fai domande su questo ci sia parecchio :firuli:
E' troppo scontata la risposta?
So come la pensi Manfredo sulla questione "zero sismico" (orrenda e fuorviante espressione) ed è stato più volte convincente, però mi piacerebbe saperne di più. Tipo una scatola con pilastrate... ma davvero la posso progettare secondo § 7.2.5. ?
:mmm:
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Verifica di plinto a bicchiere per pilastro prefabbricato
A stretto rigore di normativa, in una verifica in condizioni sismiche di un plinto a bicchiere (in opera o prefabbricato) per una struttura prefabbricata, dovrei verificare il bicchiere (pozzetto) con le prescrizioni dettate in NTC08-7.4.5.2.1. b) (come esplicitamente prescritto dalla Circ.Min. applicativa in C.7.4.5.1.1) e quindi assumendo quali sollecitazioni di verifica i valori resistenti del pilastro (incrementati per il relativo fattore di sovraresistenza per il soddisfacimento della G.d.R.: 1.20 per CD"B" e 1.35 per CD"A"), generalmente ben superiori (per il prefabbricato tipico, basti pensare alle limitazioni imposte per limitare gli effetti del secondo ordine..., nonché all'armatura minima dell'1%) a quelli prescritti dalle norme stesse per le verifiche del solettone (da controllare che rimanga "elastico" con al più una sollecitazione pari a 1.1*Msd) nelle medesime condizioni sismiche.
In sostanza, in molti casi pratici, sembra di arrivare al paradosso di dover dimensionare il bicchiere per sollecitazioni (pur allo SLU) ben superiori a quelle con cui si verifica il sottostante solettone (da mantenersi "elastico" col sisma) a contatto col terreno. In linea teorica, a rigore di normativa si potrebbe arrivare al caso che la cerniera plastica si formi all'incastro solettone-bicchiere piuttosto che immediatamente al di sopra del bicchiere stesso (come ricercato). E' un ovvio controsenso.
In sostanza: ha senso calcolare il bicchiere in un modo ed il solettone in un altro?
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Salve countryeng, approfitto di questo topic anche per salutarti.
Dove leggi nel 7.4.5.2.1 b) che i fattori di sovraresistenza si applicano ai momenti resistenti?
Mentre la parte a) è chiara, ovvero si fa esplicito riferimento ai momenti resistenti, nella b) oltre ad un generico riferimento al 7.4.4 (che significa tutto e nulla) non si va.
Inoltre il punto b) è generico, ma il nodo di cui tu parli è anche di fondazione. Non valgono pertanto anche le prescrizioni del 7.2.5?
Io personalmente mi sto organizzando per verificare il bicchiere con le azioni di analisi amplificate di 1.20 (visto che devo per forza operare, a questo punto, in CD 'B').
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1. mi ricollego a 4P: sì, la scatola di fondazione con anche dei pilastri che arrivano alle travi/platea/... e sul come trattarli mi stuzzica parecchio.
2. le scale: ha senso imporsi come obiettivo primario la trascurabilità della propria rigidezza (essendo un controvento a K) per poi procedere in ogni circostanza?
3. la copertura ha senso considerarla una rigidezza in parallelo talmente grande da poterla considerare trascurabile sismicamente e quindi soggetta al solo §4 per scongiurare il problema dei pilastri tozzi?
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... 3. la copertura ha senso considerarla una rigidezza in parallelo talmente grande da poterla considerare trascurabile sismicamente e quindi soggetta al solo §4 per scongiurare il problema dei pilastri tozzi?
Questa domanda dovresti precisarla meglio di quale tipo di copertura parli?
(http://img268.imageshack.us/img268/9046/immaginegp.jpg)
La "A" o la "B"?
Willy
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A O B purchè 0,85*Kn-1<=1/(1/Kn-1 + 1/Kn)<=Kn-1/0,85
n: numero di piani.
K: rigidezza del piano.
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countryeng a favore di sicurezza considererei il gamma di 1,2 anche per la soletta, effettivamente la norma è un pò contraddittoria in questi punti. La domanda sarebbe comunque interessante da porre al prof Ghersi
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NTC08 - punto 7.4.6.1.1:
La larghezza b della trave deve essere >= 20cm e, per le travi basse comunemente denominate "a spessore", deve essere non maggiore della larghezza del pilastro, aumentata da ogni lato di metà dell'altezza della sezione trasversale della trave stessa ,......
Dal libro di Aurelio Ghersi, "EDIFICI ANTISISMICI IN C.A." a pag 134:
...In particolare le NTC08 (punto 7.4.6.1.1) indicano come limite "la larghezza del pilastro, aumentata da ogni lato di metà dell'altezza della sezione trasversale del pilastro stesso"
DOMANDA: qual'è la giusta interpretazione?
saluti
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NTC08 - punto 7.4.6.1.1:
La larghezza b della trave deve essere >= 20cm e, per le travi basse comunemente denominate "a spessore", deve essere non maggiore della larghezza del pilastro, aumentata da ogni lato di metà dell'altezza della sezione trasversale della trave stessa ,......
Dal libro di Aurelio Ghersi, "EDIFICI ANTISISMICI IN C.A." a pag 134:
...In particolare le NTC08 (punto 7.4.6.1.1) indicano come limite "la larghezza del pilastro, aumentata da ogni lato di metà dell'altezza della sezione trasversale del pilastro stesso"
DOMANDA: qual'è la giusta interpretazione?
saluti
penso sia un refuso del prof. che ha mantenuto la stessa formula che era contenuta nel DM2005
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Mi ricollego al punto 7.4.6.1.1 secondo voi la trave a spessore deve essere necessariamente centrata sul pilastro considerato che la norma recita "da ogni lato di metà dell'altezza della sezione trasversale della trave stessa"?
Inoltre io chiederei anche perchè nei suoi esempi non considera mai il nucleo ascensore realizzato con pareti, visto che nella realtà lo ritroviamo quasi sempre.
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io gli chiederei la questione dell'azione sismica sui piani interrati, nei suoi esempi ci sono sempre muri di sostegno ben distaccati dal fabbricato
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@Pasquale
E ci sara un motivo?
A dire il vero, visti tutti i dibattiti suscitati dalla soluzione dei muri di cantinato attaccati alla struttura, con notevoli dubbi da parte di tutti, io mi sto convincendo che forse la soluzione migliore è una bella indiana perimetrale....e buona notte al secchio!
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:muro:
@Pasquale
E ci sara un motivo?
*** visti tutti i dibattiti suscitati dalla soluzione dei muri di cantinato attaccati alla struttura, ***
Infatti come detto sopra...
*** Io non mi sono ancora cimentato e quindi posso dire grandi sciocchezze, ma mi pare che ingwilly e Massimo T. avessero già esposto qualche quesito e mi pare che attorno, quando fai domande su questo ci sia parecchio :firuli:
E' troppo scontata la risposta?
a meno che Pasquale non si riferisse specificatamente alla mera spinta sismica :mmm:
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Ritorno sulla questione Box Type Foundation System.
Ho già postato il link al paragrafo contenuto nel libro del prof. Fardis che, secondo me, tratta in modo convincente la materia:
http://books.google.it/books?id=hKTtK_WauK4C&lpg=PP1&pg=PA113#v=onepage&q=&f=false (http://books.google.it/books?id=hKTtK_WauK4C&lpg=PP1&pg=PA113#v=onepage&q=&f=false)
Le spiegazioni del prof. Fardis mi convincono quindi per parlare di BTFS e dei suoi vantaggi in termini antisismici bisogna che siano rispettate certe condizioni, anch'esse elencate nel paragrafo.
Ergo non tutti gli scantinati contornati da pareti posseno rientrare nella categoria dei BTFS.
In quest'ultimo caso anche io sarei propenso ad adottare la soluzione visibile nel libro di Ghersi.
Leggendo con attenzione il paragrafo del Fardis dove si parla di BTFS si potrebbero trarre spunti per fare domande circostanziate al prof. Ghersi e vedere cosa ne pensa.
In sostanza tranne qualche lodevole studioso tutto il resto del mondo accademico_normativo sembra aver dimenticato che esistono gli scantinati ed i sottotetti (vedi domanada di MassimoT) il che provoca notevoli difficoltà ai professionisti che non si limitano ad applicare brutalmente la legge o a farsi modellare la struttura dal proprio software pigiabottone.
La mancanza di dibattito pubblico relativamente agli argomenti citati genera, poi, le difficoltà che tutti conosciamo con coloro che devono autorizzare il progetto.
Willy
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In sostanza tranne qualche lodevole studioso tutto il resto del mondo accademico_normativo sembra aver dimenticato che esistono gli scantinati ed i sottotetti (vedi domanada di MassimoT) il che provoca notevoli difficoltà ai professionisti che non si limitano ad applicare brutalmente la legge o a farsi modellare la struttura dal proprio software pigiabottone.
La mancanza di dibattito pubblico relativamente agli argomenti citati genera, poi, le difficoltà che tutti conosciamo con coloro che devono autorizzare il progetto.
Willy
Il problema diventa, poi, enorme, laddove si tratta di strutture completamente interrate, come ad esempio i parcheggi multipiano interrati.
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Altro aspetto "pratico pratico" che mi sembra utile riapprofondire è quello degli ancoraggi per sovrapposizione dei ferri di armatura, specie nel caso dei pilastri.
Ormai vedo quasi dappertutto sovrapposizioni di 40-50 diametri (così anche in pubblicazioni di persone dello staff del prof. Ghersi). Ma io ricordo che Michele Pagano (di cui Ghersi era assistente a Napoli) ci smarronava con sovrapposizioni molto maggiori, tenuto conto della doppia lunghezza di ancoraggio del ferro che sale dal pilastro inferiore, e del ferro che parte dal pilastro superiore, ed in più tenuto conto del fatto che in caso di ancoraggio di tutti i ferri nella sezione occorre sfalsare le sovrapposizioni su un tratto pari almeno all'altezza della sezione (o qlcs di simile).
Ecco, solleciterei Ghersi su questo tema. E anche sul tema delle sovrapposizioni dei ferri inferiori delle travi; per me, vecchio ingegnere, vedere travi con tutti i ferri inferiori interrotti in campata, che ci volete fare, mi fa stare poco tranquillo. Me la cavo, di solito, intrerrompendo parte dei ferri oltre la mezzeria da un lato, e la restante poarte dal lato opposto... Ghersi che ci suggerisce?
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@Pasquale
E ci sara un motivo?
A dire il vero, visti tutti i dibattiti suscitati dalla soluzione dei muri di cantinato attaccati alla struttura, con notevoli dubbi da parte di tutti, io mi sto convincendo che forse la soluzione migliore è una bella indiana perimetrale....e buona notte al secchio!
zax che cosa è l'indiana perimetrale ?
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zax che cosa è l'indiana perimetrale ?
intercapedine
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Alcune ulteriori domande per il prof. Ghersi
In alcuni interventi di ristrutturazione di edifici in muratura al fine dell'adeguamento si sceglie di realizzare dal lato interno una struttura in c.a. a setti da 20-25 cm di spessore alla quale vengono affidate tutte azioni sismiche : la muratura rimane per così dire "appesa" alla struttura portante in c.a. nel senso che porta solamente sè stessa per quanto attiene ai carichi verticali.-Spesso la distribuzione delle porte/finestre nell'edificio esistente in muratura è fortemente irregolare per cui gli elementi in c.a. che ne derivano potrebbero forse essere definiti "setti a parete forata irregolare" nel senso che le aperture non si corrispondono ai vari piani e raramente quindi è possibile individuare degli elementi verticali continui da cielo a terra.-
Il quesito è: questa struttura in c.a. a quale tipologia (7.4.3.1 delle NTC) potrebbe appartenere e quindi con quale fattore di struttura potrebbe essere analizzata?
Il secondo quesito riguarda le tamponature nelle strutture intelaiate in c.a.,nel senso che vorrei sapere se il seguente percorso progettuale è ammissibile o meno:
la struttura intelaiata in c.a. viene studiata/modellata senza le tamponature;
-se la distribuzione delle tamponature è irregolare in pianta si va ad incrementare di un fattore 2 l'eccentricità accidentale di cui al punto 7.2.6;
- se la distribuzione è irregolare in altezza si incrementano di un fattore 1.4 le azioni degli elementi verticali dei livelli con riduzione dei tamponamenti;
- la verifica dei tamponamenti per evitare l'espulsione degli stessi sotto l'azione sismica si ritiene conseguita o con leggere reti da intonaco o con tralicci orizzontali di cui al punto C7.3.6.3 delle NTC
Grazie e buon corso
La tua iniziativa è veramente lodevole
a- in caso di
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Salve a tutti, sono nuovo del forum, ho una domanda per il prof. Ghersi (ma anche pareri di partecipanti piu bravi ed esperti di me sono ben accetti).
Alcuni giorni fa discutevo con alcuni colleghi sulla possibilità di attribuire, ad una struttura in c.a., un fattore di struttura inferiore al massimo consentito dalla normativa NTC08. Questo è nato dal fatto che un collega, per ottenere il soddisfacimento della verifica del "theta" (formula 7.3.2) in una struttura prefabbricata a pilastri isostatici (il classico capannone), ha diminuito arbitrariamente il fattore di struttura da 2.5 (dato dalla Norma) a 1.5.
Lo stesso collega mi consigliava, per una struttura in c.a. irregolare controventata da un nucleo scala, di adottare un fattore di struttura 2.0 invece del 2.3 che avevo ricavato io, secondo i dettami di Normativa, di modo da evitare di dover considerare la forza assiale dinamica aggiuntiva del +/- 50% nelle pareti in c.a. (paragrafo 7.4.4.5.1 ultimo comma).
La mia domanda è: fermo restando il criterio generale di dover in ogni caso garantire una adeguata capacità di dissipazione in campo inelastico (par. 7.4.1), e garantendo quindi i minimi di armatura e le prescrizioni dimensionali atte ad ottenere tale comportamento, è possibile o "lecito" "adottare" valori "opportuni" del fattore di struttura per ottenere il soddisfacimento di questo o quel requisito, sempre garantendo la duttilità e consci del fatto che ad un minor fattore q corrisponde una maggiore azione sismica? Oppure la Normativa intende prescrivere il fattore q ricavato dalle tabelle come unico e inderogabile valore da adottarsi?
Ringrazio anticipatamente e mi scuso per la lungaggine.
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Molto bene, ho stampato il post, e spero domani (saremo una marea) di riuscire a farmi largo tra la folla per passare al prof. Ghersi queste domande....non appena ci saranno notizie, io (o spero il prof ghersi stesso), le comunicherò. :birra:
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A me interesserebbe avere qualche indicazione sulle scelte dei materiali.
In particolare mi riallaccio a questo post:
http://www.ingegneri.info/forum/viewtopic.php?f=18&t=31267&st=0&sk=t&sd=a (http://www.ingegneri.info/forum/viewtopic.php?f=18&t=31267&st=0&sk=t&sd=a)
In pratica vorrei capire come gestire le classi di esposizione.
Faccio un esempio ripreso da post che ho indicato: ammettiamo di avere un muro di sostegno che in teoria (credo io) dovrà essere realizzato con cls XC4. Posso realizzarlo con XC2, magari aumentando un po' il copriferro o sto violando la legge.
Dato che le norme sono di carattere prestazionale è possibile definire la prestazione anche in termini di durabilità ?
Ossia se il cliente si accontenta della XC2 (contrattualmente) al posto della XC4 è come se lui mi richiedesse una prestazione ridotta in termini di durabilità e dal punto di vista legale dovremmo essere a posto.
Scusa se non riesco a essere più chiaro ma sto proprio scrivendo di getto. Al limite fammi sapere che riformulo.
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allora, la prima parte dell'incontro e' andata piu' che bene. Il prof. e' molto disponibile, e mi ha detto che presto (non appena avra' un po di tempo libero ed una connessione ad internet) interverrà in questo post direttamente per dissipare ogni dubbio :)
Ecco intanto, le slide del corso che potrete scaricare direttamente da QUI (http://www.dica.unict.it/users/aghersi/AggProfess/Messina-2010_Presentazioni.zip) (domani le metto nella sezione download del forum come link al sito del prof Ghersi).
Torno al corso, a stasera :ciau:
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allora, la prima parte dell'incontro e' andata piu' che bene. Il prof. e' molto disponibile, e mi ha detto che presto (non appena avra' un po di tempo libero ed una connessione ad internet) interverrà in questo post direttamente per dissipare ogni dubbio :)
Ecco intanto, le slide del corso che potrete scaricare direttamente da QUI (http://www.dica.unict.it/users/aghersi/AggProfess/Messina-2010_Presentazioni.zip) (domani le metto nella sezione download del forum come link al sito del prof Ghersi).
Torno al corso, a stasera :ciau:
Non avevo dubbi in proposito.
Ghersi era assistente di Pagano-Giliberti quando io (26 anni fa) seguivo il Corso di Complementi di Tecnica. Già da allora si vedevano le sue grandi doti scientifiche, didattiche e umane.
L'ho rivisto a Napoli anni fa per un corso di aggiornamento sull'EC2, e ho continuato ad apprezzarne la chiarezza espositiva, il garbo e la semplicità (direi quasi l'umiltà nel porgersi), ed il riferimento pratico-applicativo del suo insegnare. Queste sue qualità mi sono sempre state confermate leggendo di suoi interventi, visitando il suo sito, ascoltando le impressioni di colleghi o di suoi allievi.
Ciao Aurelio, aspettiamo il tuo preziosissimo contributo :clap: :clap: :clap:!
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Fantastico Gil e fantastico Prof. Ghersi anche se non lo conosco, ma ho comprato il suo libro ed è come se lo conoscessi. Son curioso di vedere il suo intervento sul forum. Forza Aurelioe forza Gil sei unico :)
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Torno al corso, a stasera :ciau:
...e speriamo che anche Ghersi torni al corso!! :asd:
scherzo Gil, continua così...sei un esempio x tutti noi
by
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grande gilean, sei riuscito a portare Ghersi al forum..! Vedi se riesci a coinvolgere anche i suoi collaboratori. Mi piacerebbe ritrovare Rossi.
ciao
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Ringrazio pubblicamente Gilean per aver postato le slide del corso e aggiungo i complimenti per il forum
ovviamente estesi a chi partecipa con interventi significativi
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Gilean sei grande.
Grazie :ciau:
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il corso va avanti,e sinceramente ho trovato moltissime risposte per i miei piu' comuni quesiti (fattore di struttura nel caso di telai e nucleo ascensore, Box interrato, falde inclinate, regolarità in altezza ecc..)...a fine corso ne potremo parlare meglio :)
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E bravo Gil, sono curioso di sapere come è andata.
Ottima iniziativa.
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Eccomi di ritorno :)
Il corso e' andato splendidamente, il prof e' stato cortesissimo nell'ascoltare tutte le mie richieste (e devo dire che ne ho fatte talmente tante che sono risultato noioso persino a me stesso).
Ha letto tutto il post e mi ha detto che ci sentiremo in forum, ad ogni modo appena mi riposo un po postero' tutte le novità che ha comunicato al corso.
Ultimo commento: Grande Ghersi!!!! :clap:
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:ook: :inchino:
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Allora, attendendo il prof Ghersi, tento di dare qualche spiegazione a qualcuna, tra le migliaia di domande fatte al prof:
1- Box Foundation system. Molti si chiedono se il piano cantinato con pareti laterali possa essere considerato una vera e propria scatola di fondazione:
R: se la struttura scatolare e' davvero rigida, con pilastri afferenti a travi emergenti, la struttura può ritenersi scatolare, e dunque facente parte della fondazione. Ciò significa che ai fini della regolarità in altezza, il piano cantinato non conta, e quindi la struttura in elevazione, se abbiamo piani tipo che si ripetono regolarmente, può considerarsi regolare in altezza.
2- Regolarità in altezza: le prescrizioni normative sulla regolarità in altezza sembrano essere troppo restrittive e dai miei calcoli effettuati fin'ora, nemmeno un cubo sembra essere regolare in altezza. Cosa può dirci al riguardo?
R: Mi sono occupato per tanti anni di regolarità strutturale, e le prescrizioni dettate dai normatori a proposito della regolarità in altezza e pianta sembrano essere state scritte grossolanamente o troppo affrettatamente (NDR. Ho usato un eufemismo :) ).
Se consideriamo ad esempio un semplice telaio di rigidezza a forze orizzontali pari a 12 EI/lcubo se, come avviene solitamente, il primo piano fosse adibito a negozio, e presentasse pertanto un piano leggermente rialzato (10, 20 cm), secondo normativa la struttura non sarebbe piu' regolare in altezza. Stessa cosa dicasi per le normali riseghe dei pilastri. Il diminuire infatti le sezioni dei pilastri in altezza di anche solo 10 cm (cosa normale, soprattutto nei palazzi alti) farebbe avere variazioni di rigidezza molto maggiori rispetto a quelle consentite dalla norma, facendo così perdere la regolarità in altezza. A tale proposito sono convinto che più che la norma (che ricordo, fissa principi ed obiettivi da raggiungere) ogni ingegnere debba utilizzare il suo occhio critico e la sua esperienza, che gli faranno vedere subito quando una struttura sia regolare in altezza. A mio modo di vedere le cose, una struttura che presenta dei piani tipo che si ripetono con regolarità, senza brusche variazioni di piano in altezza (ad esempio con elementi resisistenti che non si interrompono al piano 5 e spariscono fino al piano 9), può considerarsi regolare in altezza, indipendentemente da ciò che dice la norma...e poichè la norma ammette deviazioni, a patto di motivarle, se volete potete citare benissimo queste motivazioni, che tra l'altro sono contenute nel mio libro "edifici antisismici in c.a." della Flaccovio. A mio modo di vedere le cose, comunque, si è data troppa importanza alla regolarità in altezza (facendo passare il kr da 1 a 0,8 ovvero aumentando le forze sismiche di ben il 25%), quando molta più importanza, secondo me, ha la regolarità in pianta della struttura. Ma di ciò la norma sembra scordarsene, in quanto, dopo miei attenti studi, pare che la regolarità in pianta compaia solo come piccolo fattore diminuitivo in alfau/alfa1, cosa che a mio modo di vedere non tiene debitamente conto dell'importanza di tale fattore.
3- In un punto della norma si chiede esplicitamente di tenere conto degli elementi fessurati riducendo la rigidezza del 50%.....
R: Altro punto della norma sul quale vorrei proprio soprassedere. In pratica si richiedono al progettista tantissime verifiche, molte delle quali di dubbia interpretazione (molto spesso anche per il normatore stesso), con l'unico svantaggio di perdere di vista l'essenziale della struttura, ovvero il suo comportamento statico e dinamico. Si noti a tal proposito come la norma richieda complicazioni eccessive da un lato, e semplificazioni grossolane dall'altro. Che senso ha infatti richiedere la quinta cifra decimale nella stima di ag, se poi si richiede di ridurre grossolanamente del 50% una rigidezza? e poi come ridurremmo la rigidezza? variando il momento di inerzia? (sconsigliatissimo in quanto riducendo del 50% i momenti di inerzia di tutte le sezioni avremmo pari sollecitazioni a fronte di una struttura che però perde rigidezza...). Variando il modulo elastico? E come tenere conto dello sforzo normale, che la norma richiede di tenere in conto, se attualmente ci sono studi vaghi in proposito e nessuna formula compare nella norma? son convinto che le norme abbiano bisogno di un periodo di "sedimentazione" per eliminare l'inutile e far rimanere l'essenziale.
4-Falde inclinate. Possiamo considerarle indifinitamente rigide? la non rigidezza della falda provoca infatti la non regolarità in pianta dell'impalcato.
R: Dipende dalla falda. Una falda a tetto a V rovesciata ad esempio,che però presenta al piano di calpestio un solaio in c.a. con pilastri di colmo ed anche pilastrini laterali, a mio parere può considerars infinitamente rigida. Lo stesso potrebbe non dirsi ad esempio per una falda a V rovesciata tipica di alcuni capannoni, per il quale, senza pilastri di colmo ne solaio di calpestio rigido, considerare la falda stessa infinitamente rigida annullerebbe l'effetto spingente della falda stessa sui pilastri, con conseguenze direi nefaste ai fini della stabilità stessa della struttura (vedasi a proposito alcune foto delle mie slide).
5: Problema del fattore di struttura. Cominciamo col capire quando assegnare ad una struttura, ad esempio, il fattore di struttura di una struttura a telai, mista telai /pareti ecc...
R: Il fattore di struttura è di vitale importanza ai fini della corretta determinazione delle forze sismiche, e rappresenta uno "sconto" sulle azioni, sconto che in qualche modo viene attenuato dall'applicazione della GR. Se supponete ad esempio di avere il classico villino con piano cantinato circondato da setti in c.a. ,per quanto detto, se la struttura interrata e' abbastanza rigida (ovvero con pilastri senza travi a spessore sismicamente "che contano", ovvero in maggioranza rispetto alle travi emergenti, una buona distribuzione quanto più possibile simmetrica delle rigidezze dei pilastri), allora la struttura interrata potrebbe considerarsi a telai. In tal caso il piano cantinato dovrebbe essere soggetto a quanto prescritto dal 7.2.5.
6: travi a spessore: quando considerarle secondarie e quando no?
R: una buona regola per considerare secondario qualcosa, e' l'eliminarlo fisicamente dal modello. Se a calcolo avvenuto non cambia nulla per la struttura, quell'elemento e' secondario. Nel caso di travi a spessore, quando queste siano in numero inferiore alle travi emergenti, allora queste possono considerarsi secondarie. In tal caso la struttura potrebbe anche essere calcolata in CDA. Lo stesso non può dirsi per certi edifici che hanno solo travi a spessore di solaio. In quel caso la trave a spessore diventa un elemento sismoresistente.
7: Strutture torsionalmente deformabili. come riconoscerle per dare un corretto fattore di struttura?
R: la normativa indica un parametro che e' possibile calcolare, ma a mio modo di vedere, il metodo migliore per vedere se la struttura e' torsionalmente deformabile, e' confrontare il primo modo di vibrare. Se questo indica una netta rotazione dell'impalcato allora la struttura e' torsionalmente deformabile.
8: Rck e classi di esposizione. La norma indica come Rck minimo per classe di esposizione xc3 pari a 35 Mpa. Lei cosa ne pensa?
R: Penso che tale resistenza sia troppo esagerata. Penso anche che, un conto è calcolare una struttura con RCK 35, un conto è avere in cantiere un Rck 35. Secondo me, si potrebbe calcolare la struttura con Rck 30 e, nella relazione di calcolo, dire esplicitamente che, pur avendo effettuato un calcolo con Rck 30, si consiglia di fornire per le parti deteriorabili un Rck 35.
9: Classica palazzina con nucleo ascensore e scala decentrata (peggio se con travi a ginocchio). Pare che la norma odii proprio questo genere di struttura. Qualche consiglio per evitare di impazzire e perderci tempo per mesi e mesi? che fattore di struttura assegnare? cosa prende cosa come sisma?
R: Nelle slide del corso è riportato un esempio simile. Essenzialmente è una struttura con nucleo ascensore e scala decentrata. Il problema delle travi a ginocchio è risaputo, ed oltre a localizzare una forte concentrazione di rigidezza, crea anche problemi di pilastri tozzi, i quali, essendo collegati allo stesso piano con pilastri più alti, e dovendo muoversi della stessa quantità dei pilastri alti in seguito a sisma, assorbono sollecitazioni taglianti elevatissime. Una possibile soluzione al problema potrebbe essere quella di non vincolare ai piani il nucleo ascensore, e far fuoriuscire le scale a sbalzo dal nucleo stesso. In tal modo la struttura rimanente rimane quella di una struttura a telai, mentre il nucleo ascensore, che sarà collegato solo in fondazione, verrà calcolato a parte come struttura a pareti, riportando le sollecitazioni del nucleo sulle travi di innesto di fondazione della struttura a telaio. Ovviamente tra scala e corpo del telaio dovranno prevedersi appositi giunti per evitare fenomeni di martellamento.
10: Teoria e pratica. In teoria le staffe nel nodo sono cosa buona e giusta, nella pratica applicativa però è dura far cambiare idea alle maestranze che "hanno sempre fatto così". Lei cosa ne pensa?
R: Concordo, è vero che è dura, molto dura far cambiare idea a chi ha sempre lavorato in un certo modo, e che improvvisamente, per una nuova norma, si chiede "ma possibile che quello che ho fatto fino ad oggi e' sbagliato?". E' anche vero che ad oggi siamo in un periodo di transizione, e che la mentalità che si formerà nei prossimi anni dipenderà soprattutto da voi professionisti, e da come riuscirete a convincere gli altri ad operare. Se riuscirete a far rispettare le regole del buon costruire dettate dalla norma (che intendiamoci, sono regole applicative che prima venivano tramandate oralmente negli studi tecnici e che ora sono state scritte su carta), nei prossimi anni, magari le maestranze inseriranno staffe nel nodo perchè sono state abituate a fare così, e non vedranno di buon grado chi gli dice di non metterle, fregandosene, perchè "ormai si fa così", non credete?
11: Combinazioni di carico. Molti colleghi anziani sono letteralmente storditi dalla enorme quantità di combinazioni di carico attualmente presenti, e si chiedono se queste fossero davvero necessarie. Come comportarsi?
R: Come detto prima, sono sicuro che l'ingegnere che ha una buona esperienza sul campo, vedrà dai controlli che ha sempre fatto (controllo delle armature, controllo delle posizioni di baricentro di masse e rigidezze, controllo delle forme modali) se una struttura fa fatica o è in buone condizioni. Ad ogni modo ci sono dei piccoli trucchetti che si possono adottare per non perdersi nel marasma di combinazioni (che, detto tra di noi, singolarmente poco ci importano), e che ho riportato nel mio libro "Edifici Antisismici in C.A, Flaccovio", e che trovate riassunti anche nelle slide del corso.
12: Strutture miste telaio pareti, assimilabili a telai o pareti a seconda della quantità di tagliante che assorbono i vari elementi strutturali. E' possibile determinare questo parametro da semplici calcoli, come il confronto delle inerzie degli elementi stessi?
R: Secondo me questo parametro dovrebbe darlo direttamente il programma a calcolo avvenuto, e nel caso in cui non lo dia, chiedere alla software house di fornirlo esplicitamente, in quanto influenza notevolmente la determinazione del fattore di struttura. Ricordo a tal proposito un aneddoto di una discussione avuta con una software house che mi fece vedere il suo programma,ed a calcolo avvenuto gli chiesi dove fosse la massa per ogni impalcato. Mi risposero "prof. da qualche parte ci deve essere nei dati di output, ma ora onestamente non ce lo ricordiamo..." io sorrisi e dissi ok, pensando "beh, se non se lo ricordano loro che l'hanno creato, chissà perchè dovrebbe perderci tempo il professionista che lo usa a cercarlo." Ad ogni modo quel parametro era un parametro di stima molto importante per vedere se il software fornisse risultati attendibili, e sono del parere che, visto che i software costano, ed in alcuni casi costano pure parecchio, il professionista dovrebbe, in alcuni casi consigliare fortemente, in altri esigere, che i programmi facciano ciò che dicono di fare, e mettano in grado il professionista, come del resto richiede la norma, di valutarne l'attendibilità dei risultati, altrimenti si corre il rischio di fare errori molto grossolani.
13: Alcuni colleghi si chiedevano, per evitare il problema della GR o per strutture di difficile identificazione del fattore di struttura, di poter calcolare la struttura stessa con q=1 senza GR.
R: Essenzialmente, poichè il fattore di struttura rappresenta uno sconto sulle azioni, ognuno potrebbe anche non volere alcuno sconto e pagare il prezzo pieno. Per la GR, anche se non tenendone esplicitamente conto a livello normativo (coefficienti ecc..), in tal caso ne terrei conto armando più i pilastri rispetto al calcolo ed ovviamente inserendo pilastri con sezioni più elevate.
14: In conclusione, cosa ne pensa di questa norma?
R: Penso che, sia cambiato tutto per non cambiare nulla. Alla fine la norma detta in maniera scritta regole del buon costruire, che erano applicate da decenni negli studi professionali, e da chi era nel campo. Penso anche che la norma talvolta sia eccessivamente precisa, in quanto richiede precisioni millimetriche ad esempio nello stimare i parametri di accelerazione al suolo, e poi aumenti o diminuisca forfettariamente in alcuni suoi punti alcuni parametri, a volte senza motivo, a volte per mero ricopiamento di eurocodici o norme più vecchie (vedasi per esempio la definizione della GR nei pilastri, dove in formula non compare alcun denominatore, ma dove, poco più avanti, la norma fa riferimento ad un denominatore inesistente, o anche, nel cap. 10, la norma riprende norme molto più antiche, dicendo "nel caso in cui si usi un codice di calcolo"....siamo nel 2010, chi è il pazzo che ad oggi non usa un computer?). Penso che comunque il fissare in maniera scritta regole del buon costruire, possa costituire un primo punto di sicurezza, in quanto se ai tempi "si poteva fare così", oggi " si deve fare così".....e cmq, alla fine siamo ingegneri, quindi prima di tutto vale il nostro occhio critico e la nostra esperienza, che sono sicuro non ci potrà trarre mai in inganno, come potrà farlo un programma, ne il sapere un valore alla quinta cifra decimale potrà determinare se una struttura ce la fa o meno...siamo ingegneri, non farmacisti.
15: Qualche ultima considerazione?
R: Ringrazio tutti coloro che hanno seguito il mio corso, in quanto hanno avuto la pazienza di sorbirsi le mie discussioni per due giorni di seguito per quasi dodici ore, e saluto tutti i colleghi del forum, spero presto (non appena avrò qualche impegno in meno) di poterli salutare di "persona virtuale"!
Queste, in breve le risposte del Prof. Ghersi. Ovviamente le risposte non sono state solo queste, ma ce ne sono state delle altre, ed ho riportato per sommi capi (spero di non essermi sbagliato in qualcosa) il suo modo di vedere le cose. Se mi verranno in mente altre domande, fattegli, le inserirò subito in questo post (anche se spero mi correggerà lui di persona qui direttamente!). :clap:
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Complimenti a Gilean per la l'impresa!
Allora, attendendo il prof Ghersi, tento di dare qualche spiegazione a qualcuna, tra le migliaia di domande fatte al prof:
1- Box Foundation system. Molti si chiedono se il piano cantinato con pareti laterali possa essere considerato una vera e propria scatola di fondazione:
R: se la struttura scatolare e' davvero rigida, con pilastri afferenti a travi emergenti, la struttura può ritenersi scatolare, e dunque facente parte della fondazione. Ciò significa che ai fini della regolarità in altezza, il piano cantinato non conta, e quindi la struttura in elevazione, se abbiamo piani tipo che si ripetono regolarmente, può considerarsi regolare in altezza.
Sulla base di queste considerazioni, se la box foundation è la fondazione del telaio soprastante i pilastri e i setti sono da prolungare fino al piede della scatola oppure vi si innestano sopra?In sostanza a che quota applico la GDR pilastro/fondazione? Vista la quantità di armatura da un lato mi sembra uno sperco proseguire fino a terra , d'altro canto faccio fatica ad abbandonare questa abitudine...
2- Regolarità in altezza: le prescrizioni normative sulla regolarità in altezza sembrano essere troppo restrittive e dai miei calcoli effettuati fin'ora, nemmeno un cubo sembra essere regolare in altezza. Cosa può dirci al riguardo?
R: Mi sono occupato per tanti anni di regolarità strutturale, e le prescrizioni dettate dai normatori a proposito della regolarità in altezza e pianta sembrano essere state scritte grossolanamente o troppo affrettatamente (NDR. Ho usato un eufemismo :) ).
Se consideriamo ad esempio un semplice telaio di rigidezza a forze orizzontali pari a 12 EI/lcubo se, come avviene solitamente, il primo piano fosse adibito a negozio, e presentasse pertanto un piano leggermente rialzato (10, 20 cm), secondo normativa la struttura non sarebbe piu' regolare in altezza. Stessa cosa dicasi per le normali riseghe dei pilastri. Il diminuire infatti le sezioni dei pilastri in altezza di anche solo 10 cm (cosa normale, soprattutto nei palazzi alti) farebbe avere variazioni di rigidezza molto maggiori rispetto a quelle consentite dalla norma, facendo così perdere la regolarità in altezza. A tale proposito sono convinto che più che la norma (che ricordo, fissa principi ed obiettivi da raggiungere) ogni ingegnere debba utilizzare il suo occhio critico e la sua esperienza, che gli faranno vedere subito quando una struttura sia regolare in altezza. A mio modo di vedere le cose, una struttura che presenta dei piani tipo che si ripetono con regolarità, senza brusche variazioni di piano in altezza (ad esempio con elementi resisistenti che non si interrompono al piano 5 e spariscono fino al piano 9), può considerarsi regolare in altezza, indipendentemente da ciò che dice la norma...e poichè la norma ammette deviazioni, a patto di motivarle, se volete potete citare benissimo queste motivazioni, che tra l'altro sono contenute nel mio libro "edifici antisismici in c.a." della Flaccovio. A mio modo di vedere le cose, comunque, si è data troppa importanza alla regolarità in altezza (facendo passare il kr da 1 a 0,8 ovvero aumentando le forze sismiche di ben il 25%), quando molta più importanza, secondo me, ha la regolarità in pianta della struttura. Ma di ciò la norma sembra scordarsene, in quanto, dopo miei attenti studi, pare che la regolarità in pianta compaia solo come piccolo fattore diminuitivo in alfau/alfa1, cosa che a mio modo di vedere non tiene debitamente conto dell'importanza di tale fattore.
3- In un punto della norma si chiede esplicitamente di tenere conto degli elementi fessurati riducendo la rigidezza del 50%.....
R: Altro punto della norma sul quale vorrei proprio soprassedere. In pratica si richiedono al progettista tantissime verifiche, molte delle quali di dubbia interpretazione (molto spesso anche per il normatore stesso), con l'unico svantaggio di perdere di vista l'essenziale della struttura, ovvero il suo comportamento statico e dinamico. Si noti a tal proposito come la norma richieda complicazioni eccessive da un lato, e semplificazioni grossolane dall'altro. Che senso ha infatti richiedere la quinta cifra decimale nella stima di ag, se poi si richiede di ridurre grossolanamente del 50% una rigidezza? e poi come ridurremmo la rigidezza? variando il momento di inerzia? (sconsigliatissimo in quanto riducendo del 50% i momenti di inerzia di tutte le sezioni avremmo pari sollecitazioni a fronte di una struttura che però perde rigidezza...). Variando il modulo elastico? E come tenere conto dello sforzo normale, che la norma richiede di tenere in conto, se attualmente ci sono studi vaghi in proposito e nessuna formula compare nella norma? son convinto che le norme abbiano bisogno di un periodo di "sedimentazione" per eliminare l'inutile e far rimanere l'essenziale.
4-Falde inclinate. Possiamo considerarle indifinitamente rigide? la non rigidezza della falda provoca infatti la non regolarità in pianta dell'impalcato.
R: Dipende dalla falda. Una falda a tetto a V rovesciata ad esempio,che però presenta al piano di calpestio un solaio in c.a. con pilastri di colmo ed anche pilastrini laterali, a mio parere può considerars infinitamente rigida. Lo stesso potrebbe non dirsi ad esempio per una falda a V rovesciata tipica di alcuni capannoni, per il quale, senza pilastri di colmo ne solaio di calpestio rigido, considerare la falda stessa infinitamente rigida annullerebbe l'effetto spingente della falda stessa sui pilastri, con conseguenze direi nefaste ai fini della stabilità stessa della struttura (vedasi a proposito alcune foto delle mie slide).
5: Problema del fattore di struttura. Cominciamo col capire quando assegnare ad una struttura, ad esempio, il fattore di struttura di una struttura a telai, mista telai /pareti ecc...
R: Il fattore di struttura è di vitale importanza ai fini della corretta determinazione delle forze sismiche, e rappresenta uno "sconto" sulle azioni, sconto che in qualche modo viene attenuato dall'applicazione della GR. Se supponete ad esempio di avere il classico villino con piano cantinato circondato da setti in c.a. ,per quanto detto, se la struttura interrata e' abbastanza rigida (ovvero con pilastri senza travi a spessore sismicamente "che contano", ovvero in maggioranza rispetto alle travi emergenti, una buona distribuzione quanto più possibile simmetrica delle rigidezze dei pilastri), allora la struttura interrata potrebbe considerarsi a telai. In tal caso il piano cantinato dovrebbe essere soggetto a quanto prescritto dal 7.2.5.
6: travi a spessore: quando considerarle secondarie e quando no?
R: una buona regola per considerare secondario qualcosa, e' l'eliminarlo fisicamente dal modello. Se a calcolo avvenuto non cambia nulla per la struttura, quell'elemento e' secondario. Nel caso di travi a spessore, quando queste siano in numero inferiore alle travi emergenti, allora queste possono considerarsi secondarie. In tal caso la struttura potrebbe anche essere calcolata in CDA. Lo stesso non può dirsi per certi edifici che hanno solo travi a spessore di solaio. In quel caso la trave a spessore diventa un elemento sismoresistente.
sbaglio o questo demolisce in parte la via semplificata da un altro docente famoso per i corsi di aggiornamento?
7: Strutture torsionalmente deformabili. come riconoscerle per dare un corretto fattore di struttura?
R: la normativa indica un parametro che e' possibile calcolare, ma a mio modo di vedere, il metodo migliore per vedere se la struttura e' torsionalmente deformabile, e' confrontare il primo modo di vibrare. Se questo indica una netta rotazione dell'impalcato allora la struttura e' torsionalmente deformabile.
8: Rck e classi di esposizione. La norma indica come Rck minimo per classe di esposizione xc3 pari a 35 Mpa. Lei cosa ne pensa?
R: Penso che tale resistenza sia troppo esagerata. Penso anche che, un conto è calcolare una struttura con RCK 35, un conto è avere in cantiere un Rck 35. Secondo me, si potrebbe calcolare la struttura con Rck 30 e, nella relazione di calcolo, dire esplicitamente che, pur avendo effettuato un calcolo con Rck 30, si consiglia di fornire per le parti deteriorabili un Rck 35.
9: Classica palazzina con nucleo ascensore e scala decentrata (peggio se con travi a ginocchio). Pare che la norma odii proprio questo genere di struttura. Qualche consiglio per evitare di impazzire e perderci tempo per mesi e mesi? che fattore di struttura assegnare? cosa prende cosa come sisma?
10: Nelle slide del corso è riportato un esempio simile. Essenzialmente è una struttura con nucleo ascensore e scala decentrata. Il problema delle travi a ginocchio è risaputo, ed oltre a localizzare una forte concentrazione di rigidezza, crea anche problemi di pilastri tozzi, i quali, essendo collegati allo stesso piano con pilastri più alti, e dovendo muoversi della stessa quantità dei pilastri alti in seguito a sisma, assorbono sollecitazioni taglianti elevatissime. Una possibile soluzione al problema potrebbe essere quella di non vincolare ai piani il nucleo ascensore, e far fuoriuscire le scale a sbalzo dal nucleo stesso. In tal modo la struttura rimanente rimane quella di una struttura a telai, mentre il nucleo ascensore, che sarà collegato solo in fondazione, verrà calcolato a parte come struttura a pareti, riportando le sollecitazioni del nucleo sulle travi di innesto di fondazione della struttura a telaio. Ovviamente tra scala e corpo del telaio dovranno prevedersi appositi giunti per evitare fenomeni di martellamento.
Con un buco cosi grosso (ascensore +scala)dentro nel
impalcato credo che spfinale: lui conosce chi ha redatto queste NTC?esso non potrà più valere l'ipotesi di impacato infinitamente rigido, ma si dovranno adottare 2 impalcati infinitamente rigidi affiancati. E' possibile?
11: Teoria e pratica. In teoria le staffe nel nodo sono cosa buona e giusta, nella pratica applicativa però è dura far cambiare idea alle maestranze che "hanno sempre fatto così". Lei cosa ne pensa?
R: Concordo, è vero che è dura, molto dura far cambiare idea a chi ha sempre lavorato in un certo modo, e che improvvisamente, per una nuova norma, si chiede "ma possibile che quello che ho fatto fino ad oggi e' sbagliato?". E' anche vero che ad oggi siamo in un periodo di transizione, e che la mentalità che si formerà nei prossimi anni dipenderà soprattutto da voi professionisti, e da come riuscirete a convincere gli altri ad operare. Se riuscirete a far rispettare le regole del buon costruire dettate dalla norma (che intendiamoci, sono regole applicative che prima venivano tramandate oralmente negli studi tecnici e che ora sono state scritte su carta), nei prossimi anni, magari le maestranze inseriranno staffe nel nodo perchè sono state abituate a fare così, e non vedranno di buon grado chi gli dice di non metterle, fregandosene, perchè "ormai si fa così", non credete?
12: Combinazioni di carico. Molti colleghi anziani sono letteralmente storditi dalla enorme quantità di combinazioni di carico attualmente presenti, e si chiedono se queste fossero davvero necessarie. Come comportarsi?
R: Come detto prima, sono sicuro che l'ingegnere che ha una buona esperienza sul campo, vedrà dai controlli che ha sempre fatto (controllo delle armature, controllo delle posizioni di baricentro di masse e rigidezze, controllo delle forme modali) se una struttura fa fatica o è in buone condizioni. Ad ogni modo ci sono dei piccoli trucchetti che si possono adottare per non perdersi nel marasma di combinazioni (che, detto tra di noi, singolarmente poco ci importano), e che ho riportato nel mio libro "Edifici Antisismici in C.A, Flaccovio", e che trovate riassunti anche nelle slide del corso.
13: Strutture miste telaio pareti, assimilabili a telai o pareti a seconda della quantità di tagliante che assorbono i vari elementi strutturali. E' possibile determinare questo parametro da semplici calcoli, come il confronto delle inerzie degli elementi stessi?
R: Secondo me questo parametro dovrebbe darlo direttamente il programma a calcolo avvenuto, e nel caso in cui non lo dia, chiedere alla software house di fornirlo esplicitamente, in quanto influenza notevolmente la determinazione del fattore di struttura. Ricordo a tal proposito un aneddoto di una discussione avuta con una software house che mi fece vedere il suo programma,ed a calcolo avvenuto gli chiesi dove fosse la massa per ogni impalcato. Mi risposero "prof. da qualche parte ci deve essere nei dati di output, ma ora onestamente non ce lo ricordiamo..." io sorrisi e dissi ok, pensando "beh, se non se lo ricordano loro che l'hanno creato, chissà perchè dovrebbe perderci tempo il professionista che lo usa a cercarlo." Ad ogni modo quel parametro era un parametro di stima molto importante per vedere se il software fornisse risultati attendibili, e sono del parere che, visto che i software costano, ed in alcuni casi costano pure parecchio, il professionista dovrebbe, in alcuni casi consigliare fortemente, in altri esigere, che i programmi facciano ciò che dicono di fare, e mettano in grado il professionista, come del resto richiede la norma, di valutarne l'attendibilità dei risultati, altrimenti si corre il rischio di fare errori molto grossolani.
14: Alcuni colleghi si chiedevano, per evitare il problema della GR o per strutture di difficile identificazione del fattore di struttura, di poter calcolare la struttura stessa con q=1 senza GR.
R: Essenzialmente, poichè il fattore di struttura rappresenta uno sconto sulle azioni, ognuno potrebbe anche non volere alcuno sconto e pagare il prezzo pieno. Per la GR, anche se non tenendone esplicitamente conto a livello normativo (coefficienti ecc..), in tal caso ne terrei conto armando più i pilastri rispetto al calcolo ed ovviamente inserendo pilastri con sezioni più elevate.
15: In conclusione, cosa ne pensa di questa norma?
R: Penso che, sia cambiato tutto per non cambiare nulla. Alla fine la norma detta in maniera scritta regole del buon costruire, che erano applicate da decenni negli studi professionali, e da chi era nel campo. Penso anche che la norma talvolta sia eccessivamente precisa, in quanto richiede precisioni millimetriche ad esempio nello stimare i parametri di accelerazione al suolo, e poi aumenti o diminuisca forfettariamente in alcuni suoi punti alcuni parametri, a volte senza motivo, a volte per mero ricopiamento di eurocodici o norme più vecchie (vedasi per esempio la definizione della GR nei pilastri, dove in formula non compare alcun denominatore, ma dove, poco più avanti, la norma fa riferimento ad un denominatore inesistente, o anche, nel cap. 10, la norma riprende norme molto più antiche, dicendo "nel caso in cui si usi un codice di calcolo"....siamo nel 2010, chi è il pazzo che ad oggi non usa un computer?). Penso che comunque il fissare in maniera scritta regole del buon costruire, possa costituire un primo punto di sicurezza, in quanto se ai tempi "si poteva fare così", oggi " si deve fare così".....e cmq, alla fine siamo ingegneri, quindi prima di tutto vale il nostro occhio critico e la nostra esperienza, che sono sicuro non ci potrà trarre mai in inganno, come potrà farlo un programma, ne il sapere un valore alla quinta cifra decimale potrà determinare se una struttura ce la fa o meno...siamo ingegneri, non farmacisti.
16: Qualche ultima considerazione?
R: Ringrazio tutti coloro che hanno seguito il mio corso, in quanto hanno avuto la pazienza di sorbirsi le mie discussioni per due giorni di seguito per quasi dodici ore, e saluto tutti i colleghi del forum, spero presto (non appena avrò qualche impegno in meno) di poterli salutare di "persona virtuale"!
Queste, in breve le risposte del Prof. Ghersi. Ovviamente le risposte non sono state solo queste, ma ce ne sono state delle altre, ed ho riportato per sommi capi (spero di non essermi sbagliato in qualcosa) il suo modo di vedere le cose. Se mi verranno in mente altre domande, fattegli, le inserirò subito in questo post (anche se spero mi correggerà lui di persona qui direttamente!). :clap:
Domanda: almeno lui conosce le persone che hanno redatto la normativa?
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Gilean, grazie e complimenti!!!
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Complimenti a Gilean per la l'impresa!
Sulla base di queste considerazioni, se la box foundation è la fondazione del telaio soprastante i pilastri e i setti sono da prolungare fino al piede della scatola oppure vi si innestano sopra?In sostanza a che quota applico la GDR pilastro/fondazione? Vista la quantità di armatura da un lato mi sembra uno sperco proseguire fino a terra , d'altro canto faccio fatica ad abbandonare questa abitudine..
bè io direi che comunque restando in essere il §7.2.5. la questione che sollevi è una falsa questione.
il btfs resta gdr parlando più resistente del sopra.
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?Domanda: almeno lui conosce le persone che hanno redatto la normativa?
Cosenza stava alla Federico II anche quando c'era Ghersi...Presumo si conoscano bene...
ciao
[admin]Piccola correzione al quote ;)[/admin]
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Complimenti a Gilean per la l'impresa!
Sulla base di queste considerazioni, se la box foundation è la fondazione del telaio soprastante i pilastri e i setti sono da prolungare fino al piede della scatola oppure vi si innestano sopra?In sostanza a che quota applico la GDR pilastro/fondazione? Vista la quantità di armatura da un lato mi sembra uno sperco proseguire fino a terra , d'altro canto faccio fatica ad abbandonare questa abitudine...sbaglio o questo demolisce in parte la via semplificata da un altro docente famoso per i corsi di aggiornamento?Con un buco cosi grosso (ascensore +scala)dentro nel
impalcato credo che spfinale: lui conosce chi ha redatto queste NTC?esso non potrà più valere l'ipotesi di impacato infinitamente rigido, ma si dovranno adottare 2 impalcati infinitamente rigidi affiancati. E' possibile?Domanda: almeno lui conosce le persone che hanno redatto la normativa?
A quanto ho capito, il prof Ghersi ha affermato che l'intero box scatolare e' da considerarsi fondazione, e quindi le pareti del piano interrato sarebbero da considerarsi fondazione. Se così fosse allora non avrebbe senso inserire pilastri nel piano interrato, in quanto quella porzione di struttura non sarebbe soggetta a collasso duttile. Ovviamente questo e' un mio pensiero :)
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Cosenza stava alla Federico II anche quando c'era Ghersi...Presumo si conoscano bene...
ciao
Cerchiamo, per favore, di non personalizzare troppo la discussione, col rischio di far esplodere polemiche inutili.
Entrambi i docenti sono studiosi di valore, e ritengo che qualche critica mossa alla norma, che non è stata scritta per intero dal solo Cosenza, non possa e non debba essere considerata come un attacco al grande Edoardo, ma solo un contributo al miglioramento delle nostre comuni conoscenze ed esperienze.
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Cerchiamo, per favore, di non personalizzare troppo la discussione, col rischio di far esplodere polemiche inutili.
Entrambi i docenti sono studiosi di valore, e ritengo che qualche critica mossa alla norma, che non è stata scritta per intero dal solo Cosenza, non possa e non debba essere considerata come un attacco al grande Edoardo, ma solo un contributo al miglioramento delle nostre comuni conoscenze ed esperienze.
solo per fugare ogni dubbio....ho solo risposto alla domanda....Ho conosciuto entrambi e tutt'ora ho molta stima di loro. Quindi nessuna polemica da parte mia.
ciao
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A quanto ho capito, il prof Ghersi ha affermato che l'intero box scatolare e' da considerarsi fondazione, e quindi le pareti del piano interrato sarebbero da considerarsi fondazione. Se così fosse allora non avrebbe senso inserire pilastri nel piano interrato, in quanto quella porzione di struttura non sarebbe soggetta a collasso duttile. Ovviamente questo e' un mio pensiero :)
Penso che tu ti riferisca all'inserimento dei pilastri nelle pareti del piano interrato.
Quello che sostieni ha una sua logica condivisibile, però bisognerà curare molto bene il dettaglio dell'ancoraggio del piede del pilastro nella parete il che, a conti fatti, porterà ad inserire le armature del pilastro, con relative staffe ed armature di distribuzione del carico trasmesso, nella parete per una lunghezza significativa.
Alla fine potrebbe essere costruttivamente più comodo farlo proseguire fino alla fondazione vera e propria.
Willy
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gil hai chiarito con ghersi la questione delle pareti accoppiate?...in una tua modellazione ricordo che tu ponevi pareti disaccoppiate e il programma ti dava q=2,4...e se ne discuteva qui
[url]http://ingegneriaforum.it/index.php?topic=566.0] (http://[/url)http://ingegneriaforum.it/index.php?topic=566.0
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no purtroppo non ho avuto tempo di fargli quella domanda :(
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Domanda banale, ma pratica.
Struttura con BFS. Al di sopra struttura in elevazione per 8 piani f.t. Pilastri soggetti a G.d.R. Sezione dei pilastri 70x100 cm. Mi dite come caspita posso ancorare questi pilastri alla parete? Dovrei fare un parete dello spessore di 100 cm.! Ha senso tutto questo "spreco" di calcestruzzo per una parete che potrebbe anche funzionare come "muretto" controterra?
Ciao e complimenti a Gilean per lo splendido lavoro svolto.
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La risposta dell prof Ghersi forse e preso male.
La risposta non suggeriche che noi possiamo aprofitare per inziare i pilastri sopra questo BFS (il contrario non e sbagliato perche possiamo fare anche palazzini che calechono nell mare), ma per come questo BFS e troppo rigido noi non sbagliamo se questa si laschia fuori al analiza dell calcolo.
Perche con la masa e la rigiditeza che ha lo posiomo considerare che è tutta una fondazione. Dopo possioma calcolare la sovrastruttura, prendere i ferri per i pilastri (sensa dimenticare le riprese che vano in fondazione per il motivo che anche IngWilly lo ha detto) e dopo calcoliamo il fondazione.
Se non faciamo cosi non possioma prendere il 85% da nessun software nell nostro mondo, e non possiamo dire che esiste una struttura regolare in alteza per colpa che tutti i fondazioni sono troppo rigidi ( bruschi di rigideza in alteza)
(non scrivo bene in italiano)
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Se è così come dice MacLaren siamo punto e a capo. Forse sarà il caso di chiedere un'ulteriore specifica spiegazione a Ghersi se interviene nel forum... :doh:
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Si è come dice MacLaren.
L'argomento è spiegato bene quì:
http://books.google.it/books?id=hKTtK_WauK4C&lpg=PR3&pg=PA113#v=onepage&q=&f=false (http://books.google.it/books?id=hKTtK_WauK4C&lpg=PR3&pg=PA113#v=onepage&q=&f=false)
Anche se alcuni argomenti trattati possono essere già noti vi invito a leggere tutto il capitolo 2. Vengono chiariti molti dei dubbi più frequenti.
Willy
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Grazie Willy per il link!