Ingegneria Forum
Ingegneria Edile, Strutturale & Geotecnica => .:Strutture:. => Topic started by: Gilean on 01 June , 2010, 19:47:47 PM
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Un ascensore che non si estende per tutta l'altezza di una villetta (in pratica non prosegue fino alle falde, ma si ferma come pareti al piano sottostante), secondo voi e' da considerarsi parete a taglio o semplice shell ?
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cos'è un semplice shell?
non esiste più il semplice shell dal 2008
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si hai ragione. Per shell intendo il modo di armare con sole armature orizzontali e verticali. Perche' poi no ndovrebbero esistere le shell? io le uso ancora per i muri di cantinato.
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Dipende dalla concezione strutturale che vuoi dare all'edificio. Se l'ascensore è strutturalmente collegato al resto dell'edificio, potresti progettare le pareti in modo non sismoresistente, quindi non dichiarando i pannelli di controvento.
Se invece l'ascensore è strutturalmente separato dal resto dell'abitazione, sei costretto a rendere sismoresistenti le pareti.
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Non vedo nulla di strano nel fatto che una parete di taglio possa interrompersi ad un impalcato di livello inferiore rispetto a quello dell'ultimo. Vanno semplicemente applicate le regole di dimensionamento delle pareti sismoresistenti.
L'unica penalizzazione consiste nella perdita della eventuale regolarità in altezza (cfr punto e) §7.2.2 NTC); regolarità in altezza che del resto non è mai possibile dimostrare tranne che nel caso di edificio ad un solo impalcato (in cui è di default).
Non ha molto senso considerare una parete come elemento secondario a causa della notevole incidenza della parete stessa nel comportamento sismico dell'edificio e, del resto, non è mica obbligatorio inserire pareti di taglio per edifici di altezza non elevata.
Saluti
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l'incidenza della parete nei confronti dell'edificio la si ha solo qualora la parete (il nucleo ascensore) sia fisicamente collegato alla struttura. Nel caso ad esempio di nucleo collegato solo in fondazione potrei calcolare l'edificio senza nucleo, e calcolarmi le pareti a parte e riversare le sollecitazioni del nucleo nelle fondazioni dell'edificio. Il punto dubbio e' che, se non ricordo male la norma, una parete per essere considerata tale, deve svettare per TUTTA l'altezza dell'edificio.
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Il punto dubbio e' che, se non ricordo male la norma, una parete per essere considerata tale, deve svettare per TUTTA l'altezza dell'edificio.
No. La circostanza che la parete interessi l'intera altezza dell'edif. è condizione necessaria per la regolarità in altezza (vedi paragrafo citato nel mio precedemte intervento).
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ok Renato, chiaro come sempre. rimane solo un ultimo dubbio. La parete come spessore deve essere pari al massimo tra 150 mm ed 1/20 della luce libera di interpiano. Nel caso di un vano ascensore che non e' direttamente collegato agli interpiani da travi di collegamento (ovvero interno ad una maglia di carpenteria della struttura, ma che con questa non ha nulla in comune, se non le fondazioni....che spessore dareste alla vostra parete?
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ok Renato, chiaro come sempre. rimane solo un ultimo dubbio. La parete come spessore deve essere pari al massimo tra 150 mm ed 1/20 della luce libera di interpiano. Nel caso di un vano ascensore che non e' direttamente collegato agli interpiani da travi di collegamento (ovvero interno ad una maglia di carpenteria della struttura, ma che con questa non ha nulla in comune, se non le fondazioni....che spessore dareste alla vostra parete?
Oltre al rispetto dei minimi spessori da te indicati va controllato lo spostamento di interpiano sia allo SLU (per gli effetti del secondo ordine e per il dimesnionamento del necesario giunto tra nucleo e telai) sia allo SLD (come da normativa).
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ok Renato, chiaro come sempre. rimane solo un ultimo dubbio. La parete come spessore deve essere pari al massimo tra 150 mm ed 1/20 della luce libera di interpiano. Nel caso di un vano ascensore che non e' direttamente collegato agli interpiani da travi di collegamento (ovvero interno ad una maglia di carpenteria della struttura, ma che con questa non ha nulla in comune, se non le fondazioni....che spessore dareste alla vostra parete?
e perchè?
cioè, da un lato hai il vano ascensore,.... e dall'altro?
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si hai ragione. Per shell intendo il modo di armare con sole armature orizzontali e verticali. Perche' poi no ndovrebbero esistere le shell? io le uso ancora per i muri di cantinato.
Se i muri di cantina sono collegati alla struttura, essi assorbono una quota non indifferente di azione sismica orizzontale; pertanto ritengo che esse dovrebbero essere progettate come elementi sismo-resistenti e non come semplici shell.
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Se i muri di cantina sono collegati alla struttura, essi assorbono una quota non indifferente di azione sismica orizzontale; pertanto ritengo che esse dovrebbero essere progettate come elementi sismo-resistenti e non come semplici shell.
Ma che duttilita' dovrebbero avere dei muri di cantinato?
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Non sono d'accordo nel considerare sismoresistenti le pareti contro terra da cantina. Le ragione le abbiamo discusse innumerevoli volte in questo ed in altri forum.
L'altezza da considerare, ahimè, dovrebbe essere quello dell'intero sviluppo verticale della parete. Quindi 1/20 H_tot. Certo che se H_parete fosse 9 metri, verrebbe uno spessore abbastanza notevole.
Ti assicuro, comunque, vista la sismoresistenza che dovrai dare al nucleo, che non te ne usciresti con spessori minimi. Spero che 40 cm. bastino (in una struttura, vero che era a pareti non accoppiate, ho avuto pareti fino a 60 cm. di spessore e per altezze di circa 7 m. e sviluppi in pianta di 12 m.)
Ciao
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Ma queste pareti controterra assorbono o non assorbono l'azione sismica orizzontale?
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Se utilizzi il tasto cerca troverai molto in proposito. Se l'edificio e' interrato ad un piano e le travi sono ribassate e sufficientemente rigide, puoi assimilare il piano interrato ad un corpo rigido, ovvero un Box Foundation System, il quale trasla rigidamente col terreno e non subisce deformazioni.
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col rischio d'andare ot:
a dispetto della credenza popolare, oggi non esistono più gli elementi shell d'un tempo.
o meglio, esistono solo per ciò che riguarda platee e solette. elementi NON verticali quindi.
Agli elementi verticali infatti la norma chiede qualcosa in più: una resistenza che vada oltre a quella "di Jourawski".
Di qualunque natura tali elementi essi siano: sono pareti duttili - snelle? bene la norma ti dice cosa devi fare
sono pareti duttili - tozze? anche lì la norma ti dice cosa devi fare
sono pareti debolmente armate? la norma ti dice cosa devi fare anche in questo caso, e non è "vanno bene gli shell" come i programmi di calcolo vorrebbero che sia...
sono parte del btfs? mi ripeto: la norma specifica cosa devi fare..
Sottolineo che "DEVI": voce del verbo dovere.
Modellare quindi con shell e non fare ciò che è dovuto è illegittimo.
L'unico modo degno di rispetto è l'integrazione degli sforzi, il rimaneggiamento degli sforzi con i dovuti moltiplicatori, la successiva progettazione e la verifica ai sensi del dm'08.
E' la procedura corretta, meno armante delle altre procedure, tutela "oltre" la prima plasticizzazione ed è a norma.
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scusami massimo ma su questa cosa non sarei categorico. Che senso ha prevedere armature di confinamento, zone critiche e menate varie in un setto di contenimento se questo non deve possedere alcun contributo di duttilita'? e dove la norma espliciterebbe chiaramente che il setto di controterra non puo' piu' essere armato vecchia maniera (per intenderci stile shell con armature orizzontali e verticali)? se fosse come dici tu penso che molti software di calcolo sarebbero eufemisticamente sbagliati.
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scusami massimo ma su questa cosa non sarei categorico. Che senso ha prevedere armature di confinamento, zone critiche e menate varie in un setto di contenimento se questo non deve possedere alcun contributo di duttilita'? e dove la norma espliciterebbe chiaramente che il setto di controterra non puo' piu' essere armato vecchia maniera (per intenderci stile shell con armature orizzontali e verticali)? se fosse come dici tu penso che molti software di calcolo sarebbero eufemisticamente sbagliati.
E quando avrei detto ciò?
per esempio per un setto debolmente armato trovi al §7.4.4.5.1. come rimaneggiare gli sforzi integrali (moltiplichi il taglio per (q+1)/2 in cdb, usi indifferentemente la 7.4.13 o la 7.4.14 (tanto sempre al limite *q ti fermi..) in cda.
determini gli N in funzione del q (per q>2 l'N va incrementato del +/-50%)
coll'N +50% determini se sei ancora nel caso di setto debolmente armato. Noterai che sicuramente converrà impiegare un q basso. com'è giusto che sia.
passi al §7.4.4.5.2.1. 2° capoverso che ti rimbalza in formule strutturate per i pilastri.
passi al §7.4.4.5.2.1. 3° capoverso che ti rimbalza in formule che della parola shell non ne vogliono saper nulla.
passi al §7.4.4.5.2.2. entrando nei capoversi che ti servono
dopodichè... hai finito (niente §7.4.6.2.4. per intenderci), perchè una parete debolmente armata non è una parete duttile SALVO che non ci siano pareti duttili da qualche altra parte (lo chiede ahimè la norma)...
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scusami massimo ma su questa cosa non sarei categorico. Che senso ha prevedere armature di confinamento, zone critiche e menate varie in un setto di contenimento se questo non deve possedere alcun contributo di duttilita'? e dove la norma espliciterebbe chiaramente che il setto di controterra non puo' piu' essere armato vecchia maniera (per intenderci stile shell con armature orizzontali e verticali)? se fosse come dici tu penso che molti software di calcolo sarebbero eufemisticamente sbagliati.
La norma stabilisce in maniera chiara quando si può parlare di pareti estese debolmente armate; in tutti gli altri casi le pareti devono essere considerate duttili.
Considera un edificio con pianta rettangolare; tale edificio in corrispondenza di un solo lato presenta una parete controterra che si estende dal piano della fondazioni fino alla primo impalcato per un'altezza di 3 metri; gli altri 3 lati sono liberi, senza pareti.
In questo caso la parete controterra non può essere definita estesa debolmente armata in quanto per essere definita tale una struttura deve presentare almeno due pareti; pertanto non ci sono alternative; tale parete è una parete duttile e come tale va progettata.
In questo caso come ti comporteresti?
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Quindi per un piccolo setto di controterra che si estende su un solo lato e su un solo interpiano dovrei considerare incrementi di taglio alla base del 50% in cdb? E quanto verrebbe questo piccolo setto?
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Quindi per un piccolo setto di controterra che si estende su un solo lato e su un solo interpiano dovrei considerare incrementi di taglio alla base del 50% in cdb? E quanto verrebbe questo piccolo setto?
Dovresti considerare tutto ciò che la normativa stabilisce, nulla di più, nulla di meno.
In caso contrario come giustificheresti il non considerare duttile quella parete?
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Lo giustificherei col fatto che non deve esserlo, perché in una siffatta parete non vedo nessuno scopo nel renderla duttile, soprattutto se affiancata a pilastri di estremità
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Dovresti considerare tutto ciò che la normativa stabilisce, nulla di più, nulla di meno.
In caso contrario come giustificheresti il non considerare duttile quella parete?
nella fattispecie un setto debolmente armato non deve avere i dettagli di parete duttile.
l'incremento del taglio è *(q+1)/2
es:
cdb
q=3
T elastico=300
T di analisi =100
=> T di calcolo=200, NON +50% bensì + 100%...
(è su questi numeri che devi partire per armare... è con essi che giustifichi l'assenza di dettagli non duttili (sempre che geometricamente ci stai per definirle debolmente armate)
es:
cda
q=4
T elastico=300
T d'analisi=75
T di calcolo=300!
(vedi nota di sopra. si noti come sia stupido progettare strutture debolmente armate in cda... se non per motivi esterni alle pareti stesse...)
fosse stata una parete duttile invece avresti sì avuto a che fare con i dettagli delle pareti duttili, ma
es:
cdb
q=3
T elastico=300
T d'analisi=100
T di calcolo=150
(è su questi numeri che devi partire per armare... è questa la penalizzazione delle pareti [per i telai hai le gdr, quì hai il rincaro degli sforzi...])
es:
cda
q=4
T elastico=300
T d'analisi=75
si sottolinea che il coeff. di cui alle formule 7.4.13 / 7.4.14 è tanto più basso quanto meglio sono dimensionate le pareti, si ipotizza che sia pari a 1.75
T di calcolo=131
(vedi nota di sopra)
fosse stato un btfs
es:
q=1 <----- §7.2.5.
T elastico=300
T d'analisi=300 coincidente con T di calcolo...
(impiegare altri criteri mi pare avventato con i btfs in quanto sono strutture di fondazione formate a loro volta da più elementi.
gli elementi del btfs posti più in basso necessitano di un criterio di resistenza nei confronti degli elementi del btfs posti più in alto a loro volta..
L'unico criterio univoco è quindi quello di q=1. Unico e altamente [da me] consigliato)
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La presenza di quell'unica parete controterra porta a definire quella struttura come:
- a telaio nella direzione ortogonale al piano della parete;
- mista equivalente a pareti nella direzione del piano della parete.
Su questo credo non ci siano dubbi; la parete assorbe nella direzione del suo piano una quantità di azione orizzontale superiore al 50%.
Successivamente la norma (7.3.4.1) dice che si può parlare di pareti estese debolmente armate, tra le altre cose, solo se la struttura comprende almeno due pareti.
In questo caso è presente una sola parete, pertanto, non si può parlare di parete estesa debolmente armata.
La norma dice che se una struttura non è classificata come a pareti estese debolmente armate, tutte le sue pareti devono essere progettate come duttili.
Pertanto la parete in questione secondo la norma deve essere progettata come duttile.
In base a quale punto della norma voi classificate la parete in questione come parete estesa debolmente armata?????
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"Voi"?
lasciamo che sia gilean a scegliere ;)
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Anche per te, quindi,una parete del genere deve essere considerata duttile?
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La presenza di quell'unica parete controterra porta a definire quella struttura come:
- a telaio nella direzione ortogonale al piano della parete;
- mista equivalente a pareti nella direzione del piano della parete.
Su questo credo non ci siano dubbi; la parete assorbe nella direzione del suo piano una quantità di azione orizzontale superiore al 50%.
Successivamente la norma (7.3.4.1) dice che si può parlare di pareti estese debolmente armate, tra le altre cose, solo se la struttura comprende almeno due pareti.
In questo caso è presente una sola parete, pertanto, non si può parlare di parete estesa debolmente armata.
La norma dice che se una struttura non è classificata come a pareti estese debolmente armate, tutte le sue pareti devono essere progettate come duttili.
Pertanto la parete in questione secondo la norma deve essere progettata come duttile.
In base a quale punto della norma voi classificate la parete in questione come parete estesa debolmente armata?????
io la definirei deformabile torsionalmente (con molt probabilità se si osserva il primo modo di vibrare questo sara' torsionale).
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una parete singola non è mai debolmente armata
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io la definirei deformabile torsionalmente (con molt probabilità se si osserva il primo modo di vibrare questo sara' torsionale).
Mi piacerebbe sapere se useresti la stessa ironia con il funzionario del genio civile che ti chiede il perchè non è stata considerata duttile quella parete; e soprattutto che risposta gli daresti.
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io la definirei deformabile torsionalmente (con molt probabilità se si osserva il primo modo di vibrare questo sara' torsionale).
e con ciò?
la struttura deformabile torsionalmente è solo una magagna:
hai i dettagli della tipologia di elementi con cui è composta
in più hai un q basso.
quindi hai una parete brutta in una tipologia strutturale del cavolo..
poco che sia irregolare ti converrà NON definirla appartenente ad alcuna tipologia e ricadere nel q=1,5.
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Mi piacerebbe sapere se useresti la stessa ironia con il funzionario del genio civile che ti chiede il perchè non è stata considerata duttile quella parete; e soprattutto che risposta gli daresti.
quale ironia ?
e con ciò?
la struttura deformabile torsionalmente è solo una magagna:
hai i dettagli della tipologia di elementi con cui è composta
in più hai un q basso.
quindi hai una parete brutta in una tipologia strutturale del cavolo..
poco che sia irregolare ti converrà NON definirla appartenente ad alcuna tipologia e ricadere nel q=1,5.
Infatti il discorso q non c'entra con la duttilità delle pareti, mi ricollegavo al discorso del collega che interpretava una siffatta struttura come avente due q diversi nelle due direzioni. Altro spunto di discussione interessante.
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Non si tratta di interpretare una struttura ma di applicare la norma.
Hai una pianta rettangolare di 4,5 m x 7.5 m.
Chiamo i vertici del rettangolo ABCD. AB e CD sono i lati di 4,5 metri; BC e AD sono i lati di 7,5 metri.
Suddividiamo tale rettangolo in due rettangoli, inserendo un segmendo EF (parallelo ad AB e CD) posto ad una distanza rispettivamente di 2 metri da AB e di 5,5 metri da CD.
Inseriamo in corrispondenza dei vertici E,F,C,D dei pilastri con dimensioni pari a 30x60 cmq (il lato di 60 cm è disposto lungo le direzioni EC e FD.
In corrispondenza del lato AB inseriamo una parete di spessore pari a 30 cm lunga quanto tutto il lato AB.
Immaginiamo una struttura di 3 piani fuori terra.
La parete AB si ferma al primo impalcato; i pilastri proseguono per tutta l'altrezza; i tratti AE e BF nel secondo e nel terzo impalcato sono realizzati mediante travi a sbalzo.
L'azione sismica parallela ai lati AC e BD viene assorbita principalmente dai pilastri.
L'azione sismica parallela ai lati AB, EF, CD viene assorbita principalmente dalla parete AB.
C'è poco da interpretare in questo caso.
Una tale struttura è a telaio in direzione AC e mista equivalente a pareti in direzione AB.
Provare per credere.
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Ineccepibile, ma se il primo modo e' torsionale, per quanti setti e pilastri abbia la tua struttura, questa e' sempre una struttura deformabile torsionalmente.
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Ineccepibile, ma se il primo modo e' torsionale, per quanti setti e pilastri abbia la tua struttura, questa e' sempre una struttura deformabile torsionalmente.
e chi l'ha detto?
una struttura è torsionalmente deformabile se r/ls<=0,8 in almeno un piano.
se poi il primo modo è torsionale può essere un forte indizio, ma non è una verità sacrosanta.
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Ghersi
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Guarda..
Ghersi è un ottimo docente!, ..la cosa è veritiera..
MA
...ma tu, io, ..tanti altri.. non siamo Ghersi!
Tu, io e tanti altri ai GC non ci possiamo andare col ragionamento "perchè me l'ha detto Ghersi!"
Dobbiamo andarci invece col ragionamento "perchè la norma dice questo e quest'altro"!
Quindi ti cambio la domanda:
riesci tu a dimostrare che se il primo modo è torsionale allora r/ls<0,8 in almeno un piano?
Se mi dici di sì dimmi come fai,
se mi dici no sei fuorilegge,
se mi dici l'ha detto Ghersi ti meriti un "biasimato"
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Nonostante il mio nick sia "Normativo" proprio per sottolineare la mia propensione all'osservanza rigida delle norme, nel caso delle pareti di cantina alte 1 solo interpiano e molto lunghe in pianta non posso accettare l'interpretazione di considerarle (anche nel caso in cui sia presente una sola di esse) pareti duttili e quindi creare delle zone di estremità confinate con percentuale di arm- vert. >1%. E ciò non per mere considerazioni economiche ma per il rispetto del buon senso:
Le zone confinate hanno senso per controllare gli effetti devastanti della presso-flessione alternata nelle zone di estremità. Una siffatta tozzissima parete non è soggetta a tali sollecitazioni in quanto NON SONO DEFINIBILI SOLLECITAZIONI FLESSIONALI proprio a causa della sua geometria (rotazioni per deform. flessionali praticamente nulle). Un'armatura di confinamento costituirebbe un'armatura a "perdere".
L'unica rigidezza fisicamente sensata e presente da conteggiare nel piano della parete è quella a taglio in base alla quale si ottiene il taglio sollecitante: l'applicazione della GdR a tale taglio (= ad es. a quella delle pareti debolm. armate già citata in questo topic) consente di armare a taglio con barre orizzontali estese per tutta la lungh. della parete (le armature verticali possono essere dimensionate in base agli effetti locali della pressione sismica del terreno sulla parete).
Per il calcolo del taglio medio (da amplificare successivamente) sollecitante la parete nel piano può usarsi la schematizzazione a shell, ma può bastare anche un solo elemento beam verticale dotato di sola rigidezza a taglio.
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Guarda..
Ghersi è un ottimo docente!, ..la cosa è veritiera..
MA
...ma tu, io, ..tanti altri.. non siamo Ghersi!
Tu, io e tanti altri ai GC non ci possiamo andare col ragionamento "perchè me l'ha detto Ghersi!"
Dobbiamo andarci invece col ragionamento "perchè la norma dice questo e quest'altro"!
Quindi ti cambio la domanda:
riesci tu a dimostrare che se il primo modo è torsionale allora r/ls<0,8 in almeno un piano?
Se mi dici di sì dimmi come fai,
se mi dici no sei fuorilegge,
se mi dici l'ha detto Ghersi ti meriti un "biasimato"
Io ci vado col buonsenso. Una struttura che abbia il primo modo torsionale sicuramente avrà pilastri che si plasticizzeranno prima, e per evitare una siffatta situazione pongo q pari a quello di una struttura deformabile torsionalmente. Del resto la norma è prestazione, ed in questo caso sicuramente non vado a svantaggio di sicurezza.
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r/ls<0,8 in almeno un piano <==> 1° modo torsionale ?
oppure
r/ls<0,8 in almeno un piano ==> 1° modo torsionale ?
oppure
r/ls<0,8 in almeno un piano <== 1° modo torsionale ?
oppure
r/ls<0,8 in almeno un piano <=/=> 1° modo torsionale ?
oppure
r/ls<0,8 in almeno un piano =/=> 1° modo torsionale ?
oppure
r/ls<0,8 in almeno un piano <=/= 1° modo torsionale ?
Nonostante il mio nick sia "Normativo" proprio per sottolineare la mia propensione all'osservanza rigida delle norme, nel caso delle pareti di cantina alte 1 solo interpiano e molto lunghe in pianta non posso accettare l'interpretazione di considerarle (anche nel caso in cui sia presente una sola di esse) pareti duttili e quindi creare delle zone di estremità confinate con percentuale di arm- vert. >1%. E ciò non per mere considerazioni economiche ma per il rispetto del buon senso:
Le zone confinate hanno senso per controllare gli effetti devastanti della presso-flessione alternata nelle zone di estremità. Una siffatta tozzissima parete non è soggetta a tali sollecitazioni in quanto NON SONO DEFINIBILI SOLLECITAZIONI FLESSIONALI proprio a causa della sua geometria (rotazioni per deform. flessionali praticamente nulle). Un'armatura di confinamento costituirebbe un'armatura a "perdere".
L'unica rigidezza fisicamente sensata e presente da conteggiare nel piano della parete è quella a taglio in base alla quale si ottiene il taglio sollecitante: l'applicazione della GdR a tale taglio (= ad es. a quella delle pareti debolm. armate già citata in questo topic) consente di armare a taglio con barre orizzontali estese per tutta la lungh. della parete (le armature verticali possono essere dimensionate in base agli effetti locali della pressione sismica del terreno sulla parete).
Per il calcolo del taglio medio (da amplificare successivamente) sollecitante la parete nel piano può usarsi la schematizzazione a shell, ma può bastare anche un solo elemento beam verticale dotato di sola rigidezza a taglio.
Forse non sono chiari alcuni passaggi..
Una struttura a pareti debolmente armate è una tipologia strutturale particolare
Avere una struttura a pareti debolmente armate equivale ad impiegare criteri tali da impiegare degli sforzi prossimi a q=1.
Una struttura contenente pareti "abbondantemente" tozze (pareti che prese singolarmente assomigliano a pareti debolmente armate)
PUO'
in linea di principio accedere a rimaneggiamenti degli sforzi inferiori a quelli di analisi q=1.
Lo sconto che la norma in questi casi concede è dovuto al fatto che la struttura debba essere concepita in modo tale da accedere a riserve inelastiche.
Accedere a riserve inelastiche equivale a dire che si debbono poter formare meccanismi resistenti tali da preservare la struttura per azioni cicliche.
Meccanismi stile triangolo delle forze.
Governati da formule simil pilastro proprio perchè sono quelle che prevedono il triangolo delle forze.
I pilastrini sono quindi dovuti, e se sono inutili le cose sono due:
a. l'elemento strutturale può concedersi i minimi pilastrini ammissibili
b. la struttura è mal progettata, se una struttura ha elementi inutili o eccessivamente grandi è semplicemente mal concepita.
che non se ne dia una colpa alla norma se si vuole un paretone quando bastava una paretina..
riguardo le fondazioni, poi, tutto è concesso.
La monoparete è una parte di una fondazione superficiale che determina un dislivello strutturale.
Se non è un btfs è comunque una fondazione che però a differenza del btfs determina una irregolarità in altezza. imho.
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Perchè esistono strutture regolari in altezza?
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nella fattispecie un setto debolmente armato non deve avere i dettagli di parete duttile.
l'incremento del taglio è *(q+1)/2
es:
cdb
q=3
T elastico=300
T di analisi =100
=> T di calcolo=200, NON +50% bensì + 100%...
(è su questi numeri che devi partire per armare... è con essi che giustifichi l'assenza di dettagli non duttili (sempre che geometricamente ci stai per definirle debolmente armate)
es:
cda
q=4
T elastico=300
T d'analisi=75
T di calcolo=300!
(vedi nota di sopra. si noti come sia stupido progettare strutture debolmente armate in cda... se non per motivi esterni alle pareti stesse...)
fosse stata una parete duttile invece avresti sì avuto a che fare con i dettagli delle pareti duttili, ma
es:
cdb
q=3
T elastico=300
T d'analisi=100
T di calcolo=150
(è su questi numeri che devi partire per armare... è questa la penalizzazione delle pareti [per i telai hai le gdr, quì hai il rincaro degli sforzi...])
es:
cda
q=4
T elastico=300
T d'analisi=75
si sottolinea che il coeff. di cui alle formule 7.4.13 / 7.4.14 è tanto più basso quanto meglio sono dimensionate le pareti, si ipotizza che sia pari a 1.75
T di calcolo=131
(vedi nota di sopra)
fosse stato un btfs
es:
q=1 <----- §7.2.5.
T elastico=300
T d'analisi=300 coincidente con T di calcolo...
(impiegare altri criteri mi pare avventato con i btfs in quanto sono strutture di fondazione formate a loro volta da più elementi.
gli elementi del btfs posti più in basso necessitano di un criterio di resistenza nei confronti degli elementi del btfs posti più in alto a loro volta..
L'unico criterio univoco è quindi quello di q=1. Unico e altamente [da me] consigliato)
ripigliando questo mio intervento ricordo alcune cosette:
a. normativo: pare tu stia dicendo che una parete abbondantemente tozza anzichè dover essere progettata con lo schema 3 (o 4 per la cda) si possa progettare con il 75. Spero d'aver inteso male
b. in generale pare che un shell sia talmente "bello" da potersi accontentare del 75. In realtà quel 75 si specializza in base allo specifico moltiplicatore.
b.bis. un shell gestito alla vacca maniera semmai si deve dimensionare col 300.
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Perchè esistono strutture regolari in altezza?
es. di struttura apparentemente non regolare in altezza, ma per me regolare in altezza:
btfs ---> struttura sismoresistente ---> copertura non sismoresistente
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ripigliando questo mio intervento ricordo alcune cosette:
a. normativo: pare tu stia dicendo che una parete abbondantemente tozza anzichè dover essere progettata con lo schema 3 (o 4 per la cda) si possa progettare con il 75. Spero d'aver inteso male
Il T non c'entra un tubo col ragionamento che ho fatto. Hai capito proprio male.
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potresti spiegare meglio quindi?
hai una struttura con un q=4.
hai in essa una parete di tal natura
per essa T(q=1)=300
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es. di struttura apparentemente non regolare in altezza, ma per me regolare in altezza:
btfs ---> struttura sismoresistente ---> copertura non sismoresistente
Per te <> per la norma
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semmai ne parliamo in un topic a parte
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potresti spiegare meglio quindi?
hai una struttura con un q=4.
hai in essa una parete di tal natura
per essa T(q=1)=300
Il q dell'edificio viene automaticamente ridotto da:
- irregolarità in pianta
- alta irregolarità in pianta con incremento di un fattore 2 dell'eccentricità convenzionale
- irregolarità in altezza
- grande probabilità di ricadere nel campo delle strutture deformabili torsionalmente
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Il q dell'edificio viene automaticamente ridotto da:
- irregolarità in pianta
- alta irregolarità in pianta con incremento di un fattore 2 dell'eccentricità convenzionale
- irregolarità in altezza
- grande probabilità di ricadere nel campo delle strutture deformabili torsionalmente
non stai rispondendo.
da tutto quello che dici il tecnico ha dedotto q=4.
come progetti e verifichi quella cavolo di parete?
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non stai rispondendo.
da tutto quello che dici il tecnico ha dedotto q=4.
come progetti e verifichi quella cavolo di parete?
Il q=4 è solo una partenza, all'arrivo puoi facilmente ritrovare un q=1.5.
La parete la calcolo col q finale ottenuto dopo le suddette riduzioni.
La struttura in elevazione va calcolata (da normativa) con un unico q per ognuna delle 2 direzioni sismiche. Il q=1 è previsto (ma non obbligatorio) per le sole strutture di fondazione. E' errata l'applicazione di differenti valori di q agli elementi strutturali in elevazione (per singola direzione sismica)
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cioe una struttura non puo' possedere due diversi fattori di struttura, per ciascuna direzione di ingresso dell'azione sismica?
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Il q=4 è solo una partenza, all'arrivo puoi facilmente ritrovare un q=1.5.
La parete la calcolo col q finale ottenuto dopo le suddette riduzioni.
La struttura in elevazione va calcolata (da normativa) con un unico q per ognuna delle 2 direzioni sismiche. Il q=1 è previsto (ma non obbligatorio) per le sole strutture di fondazione. E' errata l'applicazione di differenti valori di q agli elementi strutturali in elevazione (per singola direzione sismica)
q=4
non q0=4
e comunque non è vero che in elevazione devi avere un unico q: terz'ultimo capoverso del §7.4.3.1.
Ora puoi rispondere.
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cioe una struttura non puo' possedere due diversi fattori di struttura, per ciascuna direzione di ingresso dell'azione sismica?
Credo posso avere anche 3 fattori di struttura differenti, per le tre direzioni spaziali. Non a caso SismiCad mi da la possibilità di cambiare manualmente il fattore di struttura, lungo X, Y, Z.
Se non erro, in fondo, nella norma non c'è scritto nulla di contrario in tal senso.
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Credo posso avere anche 3 fattori di struttura differenti, per le tre direzioni spaziali. Non a caso SismiCad mi da la possibilità di cambiare manualmente il fattore di struttura, lungo X, Y, Z.
Se non erro, in fondo, nella norma non c'è scritto nulla di contrario in tal senso.
No.
SLV/SLC:
in generale hai un
qx
qy
1,5 per direzione Z (per i ponti: 1)
in più puoi usare q=1 in fondazione
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q=4
non q0=4
e comunque non è vero che in elevazione devi avere un unico q: terz'ultimo capoverso del §7.4.3.1.
Ora puoi rispondere.
La parete la calcolo col q finale ottenuto dopo le suddette riduzioni.
La struttura in elevazione va calcolata (da normativa) con un unico q per ognuna delle 2 direzioni sismiche. Il q=1 è previsto (ma non obbligatorio) per le sole strutture di fondazione. E' errata l'applicazione di differenti valori di q agli elementi strutturali in elevazione (per singola direzione sismica)
Se leggi con attenzione puoi evitare di fare citazioni inutili. Nel mio intervento precedente (qui sopra riportato) HO SCRITTO UN UNICO Q PER OGNUNA DELLE DIREZIONI SISMICHE. Vuoi una interpretzione autentica?
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1. Il momento flettente non deve essere incrementato. Deve essere traslato verso l'alto in funzione principalmente dell'hw.
2. Adottare quindi un moltiplicatore tale che sia quasi q=1,5 per le pareti è errato fin dal principio: si moltiplicano ingiustificatamente le armature oltretutto non a favor di sicurezza, ma a sfavor di sicurezza. Questo perchè stupidamente si tutela una rottura duttile a scapito di una fragile (le relazioni 7.4.13 e 7.4.14 dicono questo).
3. CDB, CDA, pareti duttili (snelle e tozze), pareti debolmente armate sono tutti aspetti fondamentali per stabilire quale che sia il moltiplicatore per il taglio.
4. sia per semplicità il q di partenza pari a 4 e 6 (tanto per fare i conti facili) risp. cdb e cda.
5. in CDB il moltiplicatore del SOLO taglio se la parete è duttile è *1,5 (q effettivo 2,667) e in CDA hai da governare una formulazione che racchiude un Mrd/Med. Già se s'approssimano i p.ti 1 e 2 ti sarà impossibile rispondere a norma anche su questo passaggio. comunque sia per essere bovinamente e realmente a favore di sicurezza il q è 1 non 1,5.
6. per le pareti debolmente armate hai un *(q+1)/2 (q effettivo 1,6).
7. per le pareti di fondazione hai (l'abbiam già detto) un q=1.
unovirgolacinque non ritorna quasi mai.
Poi siamo partiti da un q=4 e 6. Ricadi quindi anche nel +/-50% dell'N.
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No.
SLV/SLC:
in generale hai un
qx
qy
1,5 per direzione Z (per i ponti: 1)
in più puoi usare q=1 in fondazione
Infatti: tre fattori di struttura differenti...Mi scuso per la mancata puntualizzazione del qz, il cui valore per le strutture edili e' univoco.
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Vedo che una semplice paretina controterra ha generato il caos.
Ognuno dice la sua.
Ognuno fornisce la propria interpretazione.
Ma ognuno di voi continua a non rispettare la normativa.
Le NTC08 dicono INEQUIVOCABILMENTE che una parete singola non può essere considerata parete estesa debolmente armata; ragion per cui quella parete deve essere OBBLIGATORIAMENTE considerata una parete duttile.
L'infittimento dell'armatura in zona critica in questo caso è inutile, siamo d'accordo; ma purtroppo in questo caso buon senso e normativa sono in contrasto; chi scegliere tra il buon senso e la normativa? credo che a noi progettisti in questo caso convenga scegliere la normativa.
Circa la possibilità di considerare quella singola parete come parte della fondazione ho serissimi dubbi; non credo sarebbe facile convincere un funzionario del genio civile di questa ipotesi.
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Riprendo questa discussione perchè ruota nella parte di home page delle discussioni più attive.
gradirei sapere se ci sono sviluppi a partire da
http://ingegneriaforum.it/index.php?topic=1034.msg6034#msg6034 (http://ingegneriaforum.it/index.php?topic=1034.msg6034#msg6034)
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E' passato un pò di tempo dalla discussione.
Sarebbe interessante capire, come dice Massimo T., a distanza di un anno quali sono gli sviluppi sul tema.