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Ingegneria Edile, Strutturale & Geotecnica => .:Strutture:. => Topic started by: guillen on 19 September , 2011, 15:36:04 PM
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Nel caso di una struttura con pilastri e impalcati composti da soletta monolitica in c.a. come effettuate la verifica delle GR.
In questo caso si può parlare di zona critica nella soletta che si plasticizi prima del pilastro?
Se si, come individuare tale zona?
Grazie.
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Nel caso di una struttura con pilastri e impalcati composti da soletta monolitica in c.a. come effettuate la verifica delle GR.
In questo caso si può parlare di zona critica nella soletta che si plasticizi prima del pilastro?
Se si, come individuare tale zona?
Grazie.
Niente GR ma struttura non dissipativa con q=1.5
Tuttavia sei sicuro di poterlo fare? Sei in zona 4?
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Tuttavia sei sicuro di poterlo fare? Sei in zona 4?
Almeno che non mi sbagli, non ho letto nella norma da nessuna parte che non si possa utilizzare questo tipo di soluzione. Tra l'altro in tutta Europa la soletta piena è comune.
Mi chiedo: come conciliano in Germania tale soluzione, utilizzata comunemente, con gli eurocodici?
Per dovere di cronaca: faccio presente che mi capita questo problema perché il progettista è svizzero e li utilizzano la soletta monolitica usualmente e no vuole il latero-cemento. :muro:
Quando si dice Europa senza frontiere... :coffee:
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7.4 COSTRUZIONI DI CALCESTRUZZO
7.4.1 GENERALITÀ
L’impostazione delle presenti norme, con le regole di progetto che da essa discendono, prevede che le costruzioni in cemento armato posseggano in ogni caso una adeguata capacità di dissipare energia in campo inelastico per azioni cicliche ripetute, senza che ciò comporti riduzioni significative della resistenza nei confronti delle azioni sia verticali che orizzontali...
C7. PROGETTAZIONE PER AZIONI SISMICHE
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Nello stilare la norma si è fatto sistematico riferimento all’EN-1998, ma in un’ottica di sintesi e semplificazione, così da produrre una norma in accordo con esso ed al contempo estremamente più sintetica e semplice da utilizzare. Con tale finalità, particolare attenzione è stata dedicata a raccogliere, in una trattazione sintetica iniziale valida per tutte le tipologie costruttive, i requisiti comuni nei confronti degli stati limite (§ 7.1), i criteri generali di progettazione e modellazione (§ 7.2), i metodi di analisi ed i criteri di verifica (§ 7.3). così da renderli il più possibile esaurienti e, nel contempo, perfettamente integrati nella trattazione generale e semplici da intendere ed impiegare.
Nell’ottica di sintesi e semplificazione detta, è sembrato opportuno, in situazioni di pericolosità sismica molto bassa (zona 4) ammettere metodi di progetto-verifica semplificati. In tal senso, per le opere realizzate in siti ricadenti in zona 4 e qualora siano rispettate le ulteriori condizioni appresso elencate, le NTC consentono l’utilizzo dei due diversi metodi semplificati di verifica nel seguito illustrati:
- Metodo 1.....
- Metodo 2 - Per tutti i tipi di costruzione e le classi d’uso, le verifiche di sicurezza nei confronti dello SLV possono essere condotte per una forza di progetto calcolata assumendo uno spettro di progetto costante e pari a 0,07g, ed ammettendo implicitamente un possibile danneggiamento delle strutture, corrispondente ad un fattore di struttura di valore comunque non superiore a q = 2,15.
Il Metodo 2 consente la progettazione della costruzione sotto l’azione sismica di cui sopra nei modi indicati nei Cap.4, 5, 6 delle NTC a condizione che soddisfi i tre requisiti seguenti:
- ai fini della ripartizione delle sollecitazioni sismiche tra gli elementi strutturali resistenti, gli orizzontamenti debbono essere assimilabili a diaframmi rigidi, ossia ad elementi infinitamente rigidi nel loro piano; maggiori indicazioni al riguardo sono riportate nel § C7.2.6.
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Gli orizzontamenti sono assimilabili a diaframmi rigidi solo se, modellandone la deformabilità nel piano, gli spostamenti orizzontali massimi dei nodi in condizioni sismiche non superano, per più del 10%, quelli calcolati con l’assunzione di piano rigido.
Questa è roba nostra.... per gli eurocodici tuttavia mi pare di ricordare una citazione in un corso che ho fatto, che riportava (Ec8) la possibilità di progettare in bassa duttilità solo in zone a bassa sismicità e senza GR, quindi in accordo (generale) con quanto legiferato nelle nostre NTC... ma quì vado veramente a memoria..
Attendiamo pareri più autorevoli... :)
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Vedi se ti può essere utile la lettura di questo documento:
http://www.regione.emilia-romagna.it/wcm/geologia/pagine/sismica_lr19_pareri/Parere_26_Solette_Piene.pdf (http://www.regione.emilia-romagna.it/wcm/geologia/pagine/sismica_lr19_pareri/Parere_26_Solette_Piene.pdf)
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Vedi se ti può essere utile la lettura di questo documento:
http://www.regione.emilia-romagna.it/wcm/geologia/pagine/sismica_lr19_pareri/Parere_26_Solette_Piene.pdf (http://www.regione.emilia-romagna.it/wcm/geologia/pagine/sismica_lr19_pareri/Parere_26_Solette_Piene.pdf)
Da una prima lettura di questo documento alcuni chiarimenti li ho avuti. Secondo tale parere si può utilizzare un'impalcato con soletta piena (struttura a fungo).
Ovviamente la soluzione più tradizionale è quella di inserire delle travi, all'interno della soletta, con rigidezza maggiore, di modo da cadere nel caso del telaio. Ma a questo punto quel'è il vantaggio di non utilizzare il laterizio?
In fine, rimane la domanda di come affrontare le GR nel casa di "struttura a fungo"?
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Apporto alla discussione altro materiale.
La soletta piena bidirezionale (senza travi) è gradita da molte ditte costruttrici, oggi. (purtroppo)
La tipologia BAMTEC o simili, per esempio, è richiesta per risparmiare tempo.
Risolti i problemi di deformate a lungo termine (utilizzare spessori di soletta maggiori del minimo di calcolo) rimangono i dubbi di normativa italiana.
Per il punzonamento si utilizzano gli eurocodici (NTC2008 inesistenti a riguardo)
Per il calcolo sismico rimane qualche dubbio....
Ritengo ottimo il comportamento sismico del solaio come elemento rigido nel piano. Ma dissipa energia?
Secondo me dissipa. Come pero....non lo so.
GRD non si puo fare.
Qualcuno usa q=1, altri q=1.5
Voi cosa ne pensate?
Usare pilastri per le azioni sismiche? (Io preferirei setti di controvento).
E se il collaudatore pianta una grana sulla mancata osservanza delle NTC2008 che si fa?
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In fine, rimane la domanda di come affrontare le GR nel casa di "struttura a fungo"?
Si potrebbero stimare delle larghezze efficaci della soletta e modellare delle travi equivalenti
Non mi sembra sbagliato che il pilastro debba essere sovraresistente rispetto al momento trasmesso dall'aliquota di soletta che tende a lavorare a trave.
Ovvio che parliamo di casi regolari.
Guarda anche quest'altro documento, giusto per curiosità su come detemina il momento sulla colonna: http://www.1906eqconf.org/tutorials/SeisPerformExistConcrBldg_SlabCol_Wallace.pdf (http://www.1906eqconf.org/tutorials/SeisPerformExistConcrBldg_SlabCol_Wallace.pdf)
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Ovviamente la soluzione più tradizionale è quella di inserire delle travi, all'interno della soletta, con rigidezza maggiore, di modo da cadere nel caso del telaio. Ma a questo punto quel'è il vantaggio di non utilizzare il laterizio?
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Si potrebbero stimare delle larghezze efficaci della soletta e modellare delle travi equivalenti
Non mi sembra sbagliato che il pilastro debba essere sovraresistente rispetto al momento trasmesso dall'aliquota di soletta che tende a lavorare a trave.
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Caspiterina ma la domanda non era un'altra? Se è un telaio sappiamo cosa fare giusto? :mmm:
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Si potrebbe anche discutere partendo dalla figura 7.4.1.
Se la trave fosse in spessore di solaio, i casi a) e b) degenerano in una soletta piena.
Il punto della norma dice di tenere conto delle armature effettivamente presenti nella larghezza efficacie per determinare i momenti resistenti.
tirata per i capelli quanto vogliamo, ma non mi sembra così assurda
Sicuramente più complesso progettare la soletta in GdR a taglio
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Ne parla fardis al paragrafo 2.2.4
http://books.google.it/books?id=hKTtK_WauK4C&pg=PA105&lpg=PA105&dq=fardis+capacity+design+slabs&source=bl&ots=DhC-m3B9S1&sig=1pMWbuIzV_h_J8TKY5Qx5F_pPlw&hl=it&ei=KW93TuO9J8bu-gaQzIHRDA&sa=X&oi=book_result&ct=result&resnum=1&ved=0CCAQ6AEwAA#v=onepage&q&f=false (http://books.google.it/books?id=hKTtK_WauK4C&pg=PA105&lpg=PA105&dq=fardis+capacity+design+slabs&source=bl&ots=DhC-m3B9S1&sig=1pMWbuIzV_h_J8TKY5Qx5F_pPlw&hl=it&ei=KW93TuO9J8bu-gaQzIHRDA&sa=X&oi=book_result&ct=result&resnum=1&ved=0CCAQ6AEwAA#v=onepage&q&f=false)
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Almeno che non mi sbagli, non ho letto nella norma da nessuna parte che non si possa utilizzare questo tipo di soluzione. Tra l'altro in tutta Europa la soletta piena è comune.
Mi chiedo: come conciliano in Germania tale soluzione, utilizzata comunemente, con gli eurocodici?
Per dovere di cronaca: faccio presente che mi capita questo problema perché il progettista è svizzero e li utilizzano la soletta monolitica usualmente e no vuole il latero-cemento. :muro:
Quando si dice Europa senza frontiere... :coffee:
In svizzera e germania non c'è sismicità. Progettano ancora con N/A
Il problema sismico è dell'Italia, Grecia, Spagna e Portogallo
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Ne parla fardis al paragrafo 2.2.4
http://books.google.it/books?id=hKTtK_WauK4C&pg=PA105&lpg=PA105&dq=fardis+capacity+design+slabs&source=bl&ots=DhC-m3B9S1&sig=1pMWbuIzV_h_J8TKY5Qx5F_pPlw&hl=it&ei=KW93TuO9J8bu-gaQzIHRDA&sa=X&oi=book_result&ct=result&resnum=1&ved=0CCAQ6AEwAA#v=onepage&q&f=false (http://books.google.it/books?id=hKTtK_WauK4C&pg=PA105&lpg=PA105&dq=fardis+capacity+design+slabs&source=bl&ots=DhC-m3B9S1&sig=1pMWbuIzV_h_J8TKY5Qx5F_pPlw&hl=it&ei=KW93TuO9J8bu-gaQzIHRDA&sa=X&oi=book_result&ct=result&resnum=1&ved=0CCAQ6AEwAA#v=onepage&q&f=false)
Consiglio a tutti di leggere il volume citato.
Le incertezze scientifiche sulla GDR tra solette e pilastri è tale tipologia non è stata prevista nell'Ec8 (redatto anche dall'autore citati Fardis) e quindi appare "evanescente" il parere del Comitato tecnico scientifico della regione Emilia-Romagna che rimanda al professionista, genio ricercatore (migliore di quelli dell'Ec8), l'attenta valutazione della gerarchia delle resistenze più adatta al caso in progetto.
Consiglio la tipologia di cui trattasi in zona 4 (non c'è obbligo di GDR). Nelle altre zone sismiche andrebbero utilizzate le pareti come unici elementi sismoresistenti verticali (i pochi pilastri presenti andrebbero calcolati come elementi secondari).
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Consiglio a tutti di leggere il volume citato.
Le incertezze scientifiche sulla GDR tra solette e pilastri è tale tipologia non è stata prevista nell'Ec8 (redatto anche dall'autore citati Fardis) e quindi appare "evanescente" il parere del Comitato tecnico scientifico della regione Emilia-Romagna che rimanda al professionista, genio ricercatore (migliore di quelli dell'Ec8), l'attenta valutazione della gerarchia delle resistenze più adatta al caso in progetto.
Consiglio la tipologia di cui trattasi in zona 4 (non c'è obbligo di GDR). Nelle altre zone sismiche andrebbero utilizzate le pareti come unici elementi sismoresistenti verticali (i pochi pilastri presenti andrebbero calcolati come elementi secondari).
Assolutamente concorde: appena letta la domanda ho pensato a qualcosa di molto simile alle strutture prefabbricate in c.a.p., ove la sismoresistenza, negli edifici multipiano, è demandata alle sole pareti di controvento.
Non credo ci sia altra soluzione!
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Consiglio la tipologia di cui trattasi in zona 4 (non c'è obbligo di GDR). Nelle altre zone sismiche andrebbero utilizzate le pareti come unici elementi sismoresistenti verticali (i pochi pilastri presenti andrebbero calcolati come elementi secondari).
Meno male che qualcuno mi da una mano.... :)
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Naturalmente il genio italico ha già trovato la soluzione per farsi autorizzare le solette piene dalla burocrazia ottusa.
E' solo un problema di rappresentazione grafica: basta disegnare e calcolare una trave a spessore di dimensione idonea a stare sul pilastro ed una soletta piena che scarica sulle quattro travi di bordo.
Et voilà .... il gioco è fatto. :asd:
(http://img20.imageshack.us/img20/8370/76526484.jpg) (http://imageshack.us/photo/my-images/20/76526484.jpg/)
Naturalmente il problema, come dice Renato, è molto più complesso, ma per certi burocrati la cosa potrebbe andare bene.
Inoltre se volete allargare le travi a spessore al difuori del consentito potrete sempre utilizzare il finto pulvino : :clap:
http://ingegneriaforum.it/index.php?topic=2127.0 (http://ingegneriaforum.it/index.php?topic=2127.0)
Willy :byebye:
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scusate se riprendo questo argomento ma la cosa non mi è molto chiara;
in questo studio hanno usato ad esempio un q = 3
http://users.auth.gr/mitoulis/12%20Applications%20of%20flat-slab%20RC%20structures%20in%20seismic%20regions.pdf (http://users.auth.gr/mitoulis/12%20Applications%20of%20flat-slab%20RC%20structures%20in%20seismic%20regions.pdf)
un solaio in laterocemento ha una rigidezza flessionale non molto diversa da quella di un elemento pieno di pari altezza,
per esempio per una sezione piena 100x24 il momento d'inerzia del solo cls vale 115'200 cm4, per un solaio h 20+4 e travetti da 12 interasse 50 cm il momento di inerzia è 71835 cm4/m, il rapporto tra i due è solamente 1,6 ;
io credo che questi criteri della gdr siano stati pensati riferendosi a travi emergenti e quindi molto più rigide dei solai e non anche ai molto usati impalcati con travi a spessore e solai in laterocemento, e vedendo il problema solamente nel piano e non nello spazio per cui la cerniera plastica non è nella sola trave ma è una cerniera cilindrica riguardante un interasse che comprende quindi anche il solaio
siccome un solaio in laterocemento non è un foglio di carta, ed è quasi come una soletta piena, non capisco perché le strutture con solai a fungo dovrebbero calcolarsi con q=1 o 1,5 e non anche le strutture con solai in laterocemento
altra cosa è che le yield lines di rottura di una piastra non disegnano altro che l'andamento delle tensioni tangenziali in una trave larga
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ho letto il documento per intero, che spiega bene molto bene il pericolo della rottura a punzonamento. poi sono interessanti le conlcusioni che sintetizzo.
1) edifici a soletta piena con soli pilastri, solo per piccole strutture MA LA NORMA GRECA LE VIETA E OBBLIGA L'USO DI PARETI A TAGLIO
2) edifici a soletta con TELAI PERIMETRALI SUPPORTATI DA COLONNE, norma ma sono necessarie grosse sezioni di pilastri
3) edifici a soletta con pareti di taglio, andate tranquilli
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So che il tema del giorno sono i capannoni esistenti però vi butto li una domandina vecchia su un edificio nuovo.
Quando ho avuto a che fare con solette piene ho sempre utilizzato pareti a taglio, per la precisione in un numero e geometria tale che i pilastri raccogliessere meno del 15% del taglio. Verifica degli spostamenti con doppio modello, uno con pilastri incastrati uno con pilastri incernierati. I setti rispondevano alle prescizioni del cap. 7.
In pratica una valanga di materiale in più, ma dato che l'impresa imponeva la soletta piena non ho trovato altre soluzioni più vantaggiose.
Alla luce della recente apertura del CSLLPP verso strutture non dissipative, per vedere di risparmiare un po' sulle quantità di ferro pensavo di progettare la struttura con q=1 (zona 3, 1 o 2 piani fuori terra) e di verificare i setti con le sole prescrizioni del capitolo 4.
Secondo voi è un'interpretazione sbagliata?
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So che il tema del giorno sono i capannoni esistenti però vi butto li una domandina vecchia su un edificio nuovo.
Quando ho avuto a che fare con solette piene ho sempre utilizzato pareti a taglio, per la precisione in un numero e geometria tale che i pilastri raccogliessere meno del 15% del taglio. Verifica degli spostamenti con doppio modello, uno con pilastri incastrati uno con pilastri incernierati. I setti rispondevano alle prescizioni del cap. 7.
In pratica una valanga di materiale in più, ma dato che l'impresa imponeva la soletta piena non ho trovato altre soluzioni più vantaggiose.
Alla luce della recente apertura del CSLLPP verso strutture non dissipative, per vedere di risparmiare un po' sulle quantità di ferro pensavo di progettare la struttura con q=1 (zona 3, 1 o 2 piani fuori terra) e di verificare i setti con le sole prescrizioni del capitolo 4.
Secondo voi è un'interpretazione sbagliata?
Secondo me non vale la pena. Le pareti duttili in CDB non sono particolarmente armate ed inoltre se usi q=1 avrai problemi dai maggiori momenti e tagli in fondazione.
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Cerco di dare il mio contributo alla domanda base della discussione.
Quale è lo schema statico da assumere e come determinare q quando si hanno piastre in sistemi sismo-resistenti?
Visto che:
1. la norma non prevede tale situazione
2. non vi è consenso su come debba essere stimato il momento assorbito dalle piastre. Sottostimare tale momento significa, per la GR, togliere armatura ai pilastri e quindi rischiare che la cerniera plastica si formi sul pilastro
3. meglio non tentare di arginare il problema ipotizzando lo schema a telaio per il motivo sopra riportato
e' meglio affidare il controllo del drift integralmente a delle pareti e progettare le piastre solo per carichi statici dando la giusta attenzione alla duttilità della piastra.
Seppure per le piastre si assume in genere che non vi siano problemi di duttilità (il cls è confinato e quindi non fragile) se il drift eccede il 2% circa, si possono avere problemi di duttilità e punzonamento locale. Si consiglia quindi di inserire delle staffe e non i connettori per il punzonamento che non funzionano con inversioni di momento.
Marco
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Grazie a tutti per le risposte. Il mio dubbio era dovuto al fatto che applicando q>1 devo garantire che i pilastri siano elementi secondari. Questo, complice la geometria complicata tipica di una villetta, comporta l'inserimento in pianta di un elevatissimo numero di setti, tali da garantire il famoso 15% in ogni direzione, torsione compresa.
Applicando q=1 sarei libero da gdr e da questo limite del 15% oltre che dai minimi di armatura per duttilità del cap 7. Infatti se la struttura dovesse rispondere in campo elastico potrebbe avere anche uno schema resistente misto pilastri-setti. Certo non converrebbe spostare le sollecitazioni troppo sui i pilastri per cui dovrei lasciare comunque un adeguato numero di setti, nel complesso peró pur lavorando in campo elastico potrebbe risultare necessario molto meno ferro.
Considerate che il lotto in questione ha una scatola interrata e 1 piano fuori terra, poi ne avrò un altro con 2 piani fuori terra. Diciamo che per utilizzare q=2,5 circa sono costretto a progettare 3-4 pilastri secondari e dieci-dodici setti duttili 80x20 con zona critica che prosegue nell'interrato... mi pare veramente troppo il ferro minimo, soprattutto a taglio.
Ad ogni modo mi sembra di capire che concordiate sul fatto entrambe le vie siano percorribili, valuterò nel merito quale delle due utilizza meno materiale.
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Grazie a tutti per le risposte. Il mio dubbio era dovuto al fatto che applicando q>1 devo garantire che i pilastri siano elementi secondari. Questo, complice la geometria complicata tipica di una villetta, comporta l'inserimento in pianta di un elevatissimo numero di setti, tali da garantire il famoso 15% in ogni direzione, torsione compresa.
Applicando q=1 sarei libero da gdr e da questo limite del 15% oltre che dai minimi di armatura per duttilità del cap 7. Infatti se la struttura dovesse rispondere in campo elastico potrebbe avere anche uno schema resistente misto pilastri-setti. Certo non converrebbe spostare le sollecitazioni troppo sui i pilastri per cui dovrei lasciare comunque un adeguato numero di setti, nel complesso peró pur lavorando in campo elastico potrebbe risultare necessario molto meno ferro.
Considerate che il lotto in questione ha una scatola interrata e 1 piano fuori terra, poi ne avrò un altro con 2 piani fuori terra. Diciamo che per utilizzare q=2,5 circa sono costretto a progettare 3-4 pilastri secondari e dieci-dodici setti duttili 80x20 con zona critica che prosegue nell'interrato... mi pare veramente troppo il ferro minimo, soprattutto a taglio.
Ad ogni modo mi sembra di capire che concordiate sul fatto entrambe le vie siano percorribili, valuterò nel merito quale delle due utilizza meno materiale.
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I "setti" 80x20 non sono pareti ma pilastrini. Non è una mia opinione ma è il pensiero di quelli che hanno scitto l'EC8 (da cui le NTC) : vedi il volume di Fardis o la Guida all'EC8 edita da EPC.
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I "setti" 80x20 non sono pareti ma pilastrini. Non è una mia opinione ma è il pensiero di quelli che hanno scitto l'EC8 (da cui le NTC) : vedi il volume di Fardis o la Guida all'EC8 edita da EPC.
Per le NTC il rapporto deve essere superiore a 4 e, quindi, almeno 81x20, ma non è questo il punto.
Ha ragione Renato le pareti 81x20 sono, malgrado il rispetto delle NTC, elementi strutturali troppo poco rigidi, molto più simili a pilastri che a pareti. Inoltre le zone da confinare coprono ben 60 degli 80 centimetri della parete 2*(1.5*b); cosa poco auspicabile visto che sono queste le zone in cui mollto probabilmente si può manifestare il danno.
Non sta scritto da nessuna parte, ma, quando la parete è troppo corta ed è la dimensione trasversale "B" che comanda sulla determinazione delle zone confinate io mi regolo calibrando la parete in modo che il rapporto zona confinata/non confinata sia uguale al rapporto 40/60 del primo punto della norma:
"Nella zona critica si individuano alle estremità della parete due zone confinate aventi per lati lo
spessore della parete e una lunghezza “confinata” l c pari al 20% della lunghezza in pianta l della
parete stessa e comunque non inferiore a 1,5 volte lo spessore della parete."
Perciò nel tuo caso:
1) Zona confinata = 20*1.5 = 30
3) Lunghezza totale = 30/0.2= 150
Willy
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Approfondirò appena rientro le osservazioni del fardis! Ma secondo te non dipende dal rapporto con l'altezza complessiva della mensola? Questa in particolare è alta 3 m in totale per cui vedo difficile associargli un comportamento da pilastro
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Per le NTC il rapporto deve essere superiore a 4 e, quindi, almeno 81x20, ma non è questo il punto.
Ha ragione Renato le pareti 81x20 sono, malgrado il rispetto delle NTC, elementi strutturali troppo poco rigidi, molto più simili a pilastri che a pareti. Inoltre le zone da confinare coprono ben 60 degli 80 centimetri della parete 2*(1.5*b); cosa poco auspicabile visto che sono queste le zone in cui mollto probabilmente si può manifestare il danno.
Non sta scritto da nessuna parte, ma, quando la parete è troppo corta ed è la dimensione trasversale "B" che comanda sulla determinazione delle zone confinate io mi regolo calibrando la parete in modo che il rapporto zona confinata/non confinata sia uguale al rapporto 40/60 del primo punto della norma:
"Nella zona critica si individuano alle estremità della parete due zone confinate aventi per lati lo
spessore della parete e una lunghezza “confinata” l c pari al 20% della lunghezza in pianta l della
parete stessa e comunque non inferiore a 1,5 volte lo spessore della parete."
Perciò nel tuo caso:
1) Zona confinata = 20*1.5 = 30
3) Lunghezza totale = 30/0.2= 150
Willy
Interessante! Devo rifletterci.
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