Ingegneria Forum
Ingegneria Edile, Strutturale & Geotecnica => .:Strutture:. => Topic started by: _automa_ on 25 January , 2010, 19:42:10 PM
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oggi parlavo col responsbaile di laboratorio dell'azienda di prefabbricati per cui faccio i calcoli strutturali. sfogliando i registri vedo resistenze misurate del cls decisamente superiori a quelle di progetto. che il calcestruzzo era ottimo lo sapevo ma ora ci ponevamo un dubbio: mettiamo che io progetto un pilastro prefabbricato con classe c32/40. la media degli schiacciamenti a 28 giorni circa 54 Mpa, ovvero in realtà il calcestruzzo prodotto con la miscela per Rck400 è in realtà un Rck500.
ci si poneva il dubbio. ma le strutture cosi' sono collaudabili?
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credo stai confrontando erroneamente resistenza media con resistenza caratteristica, le differenze nel caso che citi sono molto minori (circa 10%).
leggi qui, nel capitolo specifico:
http://www.edilnotizie.it/2009/05/principali-novita-nelle-norme-tecniche-per-le-costruzioni-dm-14-gennaio-2008/ (http://www.edilnotizie.it/2009/05/principali-novita-nelle-norme-tecniche-per-le-costruzioni-dm-14-gennaio-2008/)
più in generale, a primo impatto, anche se misurassi una resistenza molto maggiore non vedo seri motivi per cui la struttura non possa essere collaudabile (con un pò di buon senso mi sembrerebbe anche assurdo il contrario). anche in ottica di GdR: cls più forte -> rotture più duttili. si potrebbe obiettare una maggiore rigidezza: diminuisce T, aumentano le forze sismiche. ma considerate tutte le incertezze ed i coefficienti di sicurezza (che le coprono) mi sembrerebbe un volo pindarico.
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premettendo che conosco perfettamente cos'è un Rck e come si valuta, il dubbio nasce dal fatto che le staffe dei pilastri aumentano all'aumentare dell'rck, la rigidezza aumenta all'aumentare dell'rck e quant altro
un collaudatore potrebbe dirti: tu hai dichiarato un rck basso per risparmiare sulle staffe e quindi io non ti collaudo
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>premettendo che conosco perfettamente cos'è un Rck e come si valuta
ma perchè allora dici che una resistenza media di 54MPa corrisponde ad un Rck 50?
>un collaudatore potrebbe dirti: tu hai dichiarato un rck basso per risparmiare sulle staffe e quindi io non ti collaudo
ma se uno è così bravo da capire che usando rck=40 mette meno staffe pur continuando a garantire i livelli di sicurezza richiesti dalle norme (leggi: far tornare le verifiche) perchè poi dovrebbe far usare un rck 50 all'impresa che però sul progetto legge rck40?
c'è poi il coefficiente di sovraresistenza. se non erro (vado a memoria) nel caso CDB gammard è pari al 10%, praticamente la differenza di resistenze che hai trovato tu.
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L'osservazione pertinente mi pare quella di Magist, relativamente alla maggiore rigidezza del pilastro. Però con un cls 400 hai un E di 336.000 kg/cm² e con un 500 un E di 355.000 kg/cm², con una differenza del 5% circa compensato da tutte le incertezze del mondo.
Inoltre, prove alla mano, con il "nuovo" diagramma dell'acciaio senza limitazione di allungamento le differenze nei momenti resistenti sono dello stesso ordine di grandezza (5% o giù di lì).
E tutto questo, se si tratta di una struttura prefabbricata, ti può influenzare un po' solamente il dimensionamento dei fissaggi trave-pilastro, oppure le fondazioni se sei tra quelli che le dimensionano con i momenti e tagli resistenti dei pilastri.
Riguardo il problema staffe, ritengo ti riferisca alla famigerata formula 7.4.28
Qui penso posso dirlo, senza che qualcuno intervenga a dire che non è vero. Essa discende dall'esigenza di assicurare il confinamento della sezione di calcestruzzo, confinamento che alla fine assicura anche duttilità.
Orbene quella formula in se io la ritengo "stupida".
Se ci fai caso compare il termine fcd, come se in effetti io sfruttassi pienamente ed al 100% la resistenza a compressione di calcolo del calcestruzzo, sempre e comunque. E' chiaro che maggiore sono le tensioni di compressione nel pilastro maggiori saranno gli effetti di "splitting" e dunque la necessità di disporre staffe.
Ma se tu progetti tutti i tuoi pilastri con un fcd minore, riuscirai mai ad attivare quelle tensioni che presuppongono quelle staffe?
La mia risposta è no. Ovvero se anche il cls è migliore tu di fatto non lo stai sfruttando per quello che può darti, ma per quello che tu hai imposto ti dia.
Ovviamente di questo dovresti convincere un ipotetico collaudatore. Ammesso che questa questione ti venga sollevata.
Sono curioso di sentire cosa ne pensano i colleghi del forum. Dall'insieme delle varie risposte potrai decidere cosa fare nei tuoi prossimi progetti.
Se ti può interessare io progetto le mie strutture prefabbricate con pilastri dotati di Rck 500 ormai da parecchi anni, proprio per il motivo cui tu hai accennato inizialmente. Proprio per il problema staffe sto però valutando se non è il caso di "declassare" il conglomerato (cosa tuttavia non vera, perchè alla fine Rck 500 ce l'ho).
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zax cominciamo a capirci. in realtà dal topic si capiva che la discussione nasceva da una chiacchierata fra colleghi e ci si è posti il dubbio. io sono convinto che non ci sono problemi e forse è un problema che non nascerà mai...pero' chissà un giorno qualche professorone potrebbe porlo. volevo sentire qualche parere proprio per capire come proseguire. oltre che in fase di progetto penso che si debba provare a rimettere mano alle miscele. per inciso il 550 "schiaccia" mediamente a 730 ma con uno scarto di impianto un po' piu' elevato specie in estate. staremo a vedere.
ps. per le fondazioni ne ho fatte un paio finora utilizzando praticamente tutte le combinazioni di carico slu e le SLVx1.2 sia per il bicchiere e sia per la ciabatta, (ho avuto il caso di un pilastro in cui la SLU con vento era piu insidiosa). e poi ho capito che ho qualche problema di incomunicabilità con i geologi, ma questo non centra.
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Attento a rimettere mano alle miscele.
Sai bene che le resistenze finali sono solamente il frutto della necessità di avere resistenze iniziali.
Potrai pure allinearti a 28 giorni ai tuoi desiderata (progetto con Rck 550/500 per c.a.p. e/o altre strutture lineari), ma poi chi glielo dice al responsabile di produzione che deve aspettare 4 giorni prima di scaaserare?
E' pur vero che il progettare, ad esempio, con Rck 550 per il c.a.p. è un retaggio delle limitazioni imposte dalle vecchie normative (mi pare che il DM 1996 non consentisse di andare oltre). Però è pur vero che se alla fine ipotizzi un Rck 600-700 per il c.a.p. dovrai sempre fare i conti con la resistenza alla sformatura, ammesso che tu rispetti alla lettera le prescrizioni sulle tensioni iniziali. Se lo fai anche in questo caso il dimensionamento non si discosta "assai" dal solito.
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lo so, infatti pensavo piu' che altro a tirar fuori una miscela specifica per pilastri, per sformare un pilastro di 9 metri 60x60 pensando bene la posizione dei ganci potrebbe essere sufficiente un Rck 180, secondo me qualche margine lo ho pero' non so non vorrei fare piu danno che altro, di certo 4 giorni per scasserare significa rischiare il linciaggio, per gli elementi precompressi non si puo proprio fare nulla e non c'è comunque motivo di fare nulla perchè si dimensionano solo col capitolo 4. mi sa che lascio cadere questo problema nel limbo dei dubbi ancora per qualche tempo.
approfitto invece per un altro dubbio, domanda a bruciapelo, prefabbricato multipiano, diciamo un piano di solai rigidi e copertura classica non praticabile, facciamo che sia una struttura a telaio come definita nella circolare (telaio incernierato), facciamo che le t rovescie poggiano sulla classica mensola... la zona del pilastro intorno alla mensola è zona critica?
ps. se è i lcaso apro un altro post, lascio a gilean questa decisione
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@automa:
l'rck è definito con limiti inferiori. La definizione non pone alcun problema sul limite superiore.
un rck di progetto 300 PUO' essere fatto con provini che si rompono a 1000. Il bisogno del rispetto di questi limiti: un R1>Rck-3,5MPa E di un Rm>Rck+3,5MPa sono sufficienti per rendersi collaudabili.
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un collaudatore potrebbe dirti: tu hai dichiarato un rck basso per risparmiare sulle staffe e quindi io non ti collaudo
ESEMPIO
Dichiarato=300
Posto in opera=400
Strutturalmente non credo ci sia problema. L'acciaio è sufficiente per l'RCK da te dichiarato (300). Siccome l'Rck è maggiore(400), automaticamente l'accaio potrebbe risultare non sufficiente. Ma questa non sufficienza si verrebbe a verificare solo quando la trave/pilastro andrebbe a sfruttare la sovraresistenza dovuta alla differenza degli Rck. Ovvero se le tensioni all'interno di quella struttura arrivassero a valori tali da essere necessario l'impiego di un cls con rck>300.
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il che puo' comunque succedere.
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Risposta: tanto meglio, male non fa. Se arrivano tensioni tali da rendere necessario rck>300, significa che si è tralasciato qualcosina di non poco conto nei calcoli. Tante imprese fanno confezionare i cubetti ad hoc molto tempo dopo aver già gettato il cls in opera (su questo dovrebbe esserci anche un topic ma non mi ricordo il titolo), risultando quindi un rck addirittura di 400. il risultato è che il collaudatore in possesso di quei risultati può non collaudare l'opera, oppure essendo anch'esso malizioso tralascia questo particolare sapendo bene come funzionano le cose. Alla fine basta fare i sopralluoghi in cantiere con lo sclerometro. Diverso il duiscorso negli stabilimenti di prefabbricazione. Con il controllo di qualità non c'è tanto da scherzare per cui se i risultati son molto diversi da quelli attesi, il responsabile della qualità si deve prendere una bella ramanzina dal capo.
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Alt. Sgombriamo il campo da equivoci.
Qui non si sta trattando del caso in cui il cls sia peggiore del previsto.
Per calcestruzzi confezionati in stabilimento è vero esattamente il contrario. Raggiungere e superare le resistenze di progetto è "facile".
Ci si era posti il problema circa la rispondenza al dettato normativo di una progettazione svolta con un Rck, diciamo, XXX ed invece avere strutture reali con cls XXX+1
Precedentemente avevo già esposto la mia opinione.
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Risposta: tanto meglio, male non fa. Se arrivano tensioni tali da rendere necessario rck>300, significa che si è tralasciato qualcosina di non poco conto nei calcoli.
O forse arriva un bel terremoto con TR= 2000 anni.
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non confondiamoci.
un rck REALE 500 E' anche un rck 250.
Questo perchè R1 sarà sicuramente > di 250-35 (ovvio essendo >di 500-35)
e Rm > di 250+35 (altrettanto ovvio essendo >di 500+35).
Punto.
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Si supponga che per un qualche motivo (variantuccola, errori di sbaglio, omissioni...) l'rck 500 si riveli indispensabile.
Ebbene saremmo ancora a norma PURCHE' le formule che chiedono passi staffe più fitti e quantaltro di maggiormente oneroso in funzione dell'rck di progetto, sia soddisfatto.
Ciò non toglie che se non serve nessuno lo può imporre.
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Questo mi dibattito mi ricorda un po' quello sul fattore q=1 per strutture in CA.
Mi domando: avere un RCK500 al posto di RCK300 non accompagnato da un incremento del quantitativo di staffe può trasformare un elemento progettato con meccanismo di rottura duttile in uno con meccanismo di rottura fragile?
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aspetta.
la norma in capo al DL consente di definire un cls resistentissimo come fosse un cls resistente.
come se si vuol comprare una Panda, ma il concessionario visto che non dispone della Panda pur di non perdere il cliente da a pari prezzo una Ferrari. Io accetto... anche se la velocità più elevata raggiungibile è più rischiosa.
Passiamo ad esaminare la rottura.
Ho problemi per:
Rottura per flessione? Pressochè identica. no problem
Rottura per compressione: migliorata. no problem
Duttilità flessionale? pressochè identica no problem (*)
Rottura a taglio? migliorata (raramente)/uguale (quasi sempre) <----dipende da quante staffe ci sono, difficilmente però la rottura avviene lato cls e il ctgtheta ottimale si sposta di poco. no problem
Minor confinamento? certo, ma anche minor bisogno di confinamento. E quando servirebbe il cls è degradato al punto da non poterlo più considerare rck500.. no problem (*)
Duttilità per pressoflessione? l'unione delle due frasi asteriscate (*) mi tutela anche da questa situazione no problem.
quindi, per me, no problem!
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Duttilità flessionale? pressochè identica no problem (*)
errore.
Aumentando la resistenza del cls senza agire sulla staffatura, ti fa diminuire la duttilita di curvatura.
Questo semplicemente per il fatto che le deformazioi caratteristiche del cls (epsilon.c ed epsilon.cu) non dipendono dall' Rck (almeno per valori di rck<50).
In buona sostanza, dato che per la determinazione della duttilita non servono le resistenze, bensi le deformazioni, aumentare la resistenza del cls inopinatamente (cioè senza adeguare la staffatura) ti fa diminuire la duttilità, poichè le staffe non adeguate non riescono a garantirti il necessario confinamento che ti permette di tenere in conto del valore di epsilon.ccu del cls confinato.
saluti
P.S.: Se ricordi le dissertazioni di un folle in remoti luoghi, misi in evidenza anche questo fatto.
Se progetti utilizzando un Rck25, per cui nelle zone critiche dei pilastri ti servono staffe d8/8, e poi in cantiere ti forniscono un Rck30 (per cui servirebbero staffe d10/8) praticamente rischi, almeno secondo questa assurda formulazione, di vederti crollare il pilastro per esubero di resistenza e carenza di duttilità.
bye
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Questo mi dibattito mi ricorda un po' quello sul fattore q=1 per strutture in CA.
Mi domando: avere un RCK500 al posto di RCK300 non accompagnato da un incremento del quantitativo di staffe può trasformare un elemento progettato con meccanismo di rottura duttile in uno con meccanismo di rottura fragile?
Secondo la formulazione adottata dal DM, la risposta e' SI.
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aspetta.
la norma in capo al DL consente di definire un cls resistentissimo come fosse un cls resistente.
come se si vuol comprare una Panda, ma il concessionario visto che non dispone della Panda pur di non perdere il cliente da a pari prezzo una Ferrari. Io accetto... anche se la velocità più elevata raggiungibile è più rischiosa.
Passiamo ad esaminare la rottura.
Ho problemi per:
Rottura per flessione? Pressochè identica. no problem
Rottura per compressione: migliorata. no problem
Duttilità flessionale? pressochè identica no problem (*)
Rottura a taglio? migliorata (raramente)/uguale (quasi sempre) <----dipende da quante staffe ci sono, difficilmente però la rottura avviene lato cls e il ctgtheta ottimale si sposta di poco. no problem
Minor confinamento? certo, ma anche minor bisogno di confinamento. E quando servirebbe il cls è degradato al punto da non poterlo più considerare rck500.. no problem (*)
Duttilità per pressoflessione? l'unione delle due frasi asteriscate (*) mi tutela anche da questa situazione no problem.
quindi, per me, no problem!
Purtroppo quando fai l'esame delle varie rotture, prendi come elemento discriminante la resistenza e non la deformazione.
Con la nuova impostazione delle costruzioni in zona sismica, le resistenze hanno rilievo secondario dato che le sollecitazioni cui confrontarle addirittura vengono abbattute enormemente col fattore di struttura, mentre sono rilevanti le deformazioni che invece vengono mantenute inalterate a sisma intero.
La domanda da porsi per ogni tipo di rottura e' nei confronti della deformazioni:
Rottura per deformazioni da flessione?
Rottura per deformazioni compressione?
ecc ecc
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la duttilità flessionale non riceve alcun impulso da staffe di confinamento. non condivido quanto dici, cose che posso condividere limitatamente alla duttilità sotto a pressoflessione.
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hai ragione, prendo in esame la resistenza e non le deformazioni che come dici sono pressochè invariate.
l'unica che però richiede staffe di confinamento è la pressoflessione. le altre non debbono servirsene.
ebbene prendiamo l'rck500 confinato come se fosse un 300 e pressoflessiamolo!
oltre lo snervamento di un manufatto fatto in rck300, questo degrada più velocemente. Ma tutto sommato manco l'rck500 poco staffato arriva a snervamento per gli stessi valori come se fosse staffato a dovere. Concordi?
Pensi sia più vicino allo snervamento di un 300 o di un 500?
Passiamo ora alla rottura: tutti d'accordo che si rompe pressochè come un 300?
vicino di quà, pressochè uguale di là... siamo a mio parere ben entro le tolleranze dei numeri usati (ricordiamo che si adopera un gammac=1,5, ossia usiamo un materiale dalle molte incertezze che sfociano in un 50% di tutela)
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E poi scusa, ma se anche fosse come dici, quale sarebbe quindi il giusto limite?
un rck30 fino a che cubetti andrebbe bene? occhio che se dici 34MPa, qualcun altro potrebbe dire 33 e smontarti i tuoi ragionamenti.
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Un progettista NON DL non sa che cls andrà in cantiere.
E
Il DL NON progettista se ne può benissimo strafregare dei ragionamenti da progettista in forza della tab.11.2.I.
Ovviamente un progettista + DL ragionerà ugualmente.
Ragionerà come dici tu solo se serve, ma non certo per i motivi in oggetto.
Ergo, in errore sei tu.
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non so quotare...
*****Massimo.T
E poi scusa, ma se anche fosse come dici, quale sarebbe quindi il giusto limite?
un rck30 fino a che cubetti andrebbe bene? occhio che se dici 34MPa, qualcun altro potrebbe dire 33 e smontarti i tuoi ragionamenti.
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secondo l'ispettore della marcatura CE un calcestruzzo è C32/40 finchè i dati del controllo statistico non consentono di classificarlo nella classe superiore, ovvero se dal controllo statistico il calcestruzzo può essere classificato come C40/50, non si può affermare che è un C32/40. non conformità grave.
quindi in definitiva mi sa che adeguo la progettazione.
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mi autoquoto per dire che comunque non mi convince questa interpretazione,
invece trovo piu' convincente il discorso che comunque quel pilastro sfrutta solo la resistenza di progetto e pertanto la staffatura di progetto è comunque sufficiente
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per quotare: clicca su "citazione".
ma un rck 500.000.000 è PER FORZA anche un rck 300!!!
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Indovinello da mago Silvan!
Pensa ad un numero MAGGIORE DI 10.
Ebbene, da indovino ti dico che hai pensato ad un numero maggiore di 5.
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la duttilità flessionale non riceve alcun impulso da staffe di confinamento. non condivido quanto dici, cose che posso condividere limitatamente alla duttilità sotto a pressoflessione.
Mi spiace, io mi tiro fuori dalla discussione, poichè non posso cercare di ribattere a qualcosa buttata li senza alcuna giustificazione teorica.
E' errata la affermazione che la duttilità flessionale non riceve alcun impulso dalle staffe di confinamento.
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La presenza di queste parole nella circolare (§C.7.4.4.) bastano?
In presenza di sforzo normale, per conseguire il limite di 1,5 indicato nelle NTC è necessario tener conto del confinamento prodotto dal calcestruzzo dalla presenza delle staffe. Si evidenzia che tale problema nelle usuali strutture intelaiate riguarda soltanto le sezioni al piede dei pilastri.
Sei tu ora che semmai dovrai sostenere il contrario...
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Il discorso in estrema sintesi e' che sei esonerato dal condurre verifiche di duttilità se adotti tutte le prescrizioni sulle staffature imposte al capitolo 7.
Nel momento in cui hai progettato un pilastro prevedendo un Rck25 e per questo sono necessarie (per evitare verifiche sulla duttilita) staffature di diametro fi 8 con passo 9.2 cm, quando in cantiere ti arriva un cls Rck30, non c'e' piu il rispetto di quella imposizione che, nel caso in cui avessi previsto un Rck30 sarebbe stata uba staffatura fi 8 al passo di 7.3 cm.
Ebbene a questo punto occorrerebbe verificare che la duttilita di curvatura per il pilastro con rck maggiorato ma con staffatura non conforme rispetti la limitazione assai severa imposta dalla norma.
Per fare cio' occorrerebbe ricavarsi la legge costitutiva del cls confinato con staffatura non conforme e vedere se e' rispettata la duttilita di curvatura.
Prendo in esame un pilastro 30x50
La legge costitutiva di un cls Rck25 non confinato sappiamo che e' una parabola rettangolo: le deformazioni sono 2% al termine della parabola e 3.5% al termine del rettangolo, mentre la resistenza di picco sarebbe pari a 14.17 MPa.
La legge costitutiva dello stesso cls confinato con staffe fi 8/10 ed un tirantino ogni 10 cm sarebbe caratterizzata da una deformazione al picco pari a 2.79% mentre la deformazione ultima sarebbe pari al 10.74%
La legge costitutiva di un cls Rck30 non confinato sappiamo che e' una parabola rettangolo: le deformazioni sono 2% al termine della parabola e 3.5% al termine del rettangolo, mentre la resistenza di picco sarebbe pari a 17.00 MPa.
La legge costitutiva dello stesso cls confinato con staffe fi 8/10 ed un tirantino ogni 10 cm sarebbe caratterizzata da una deformazione al picco pari a 2.62% mentre la deformazione ultima sarebbe pari al 9.56%
come vedi le deformazioni ultime del cls Rck30 rispetto al Rck25, fermo restando il quantitativo delle staffe, diminuiscono e di conseguenza diminuisce il valore della duttilita da curvatura. Questo comporta che la verifica di duttilita potrebbe non essere superata. Questo accade sia che si tratti di flessione che di presso flessione e come vedi non importa il valore della resistenza del calcestruzzo confinato.
Ogni affermazione non supportata da calcoli e verifiche che le giustifichino, sara da me considerata una pura minkiata non meritevole di essere presa in considerazione.
cordiali saluti.
Non fateci caso, ho l'influenza.
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La presenza di queste parole nella circolare (§C.7.4.4.) bastano?
In presenza di sforzo normale, per conseguire il limite di 1,5 indicato nelle NTC è necessario tener conto del confinamento prodotto dal calcestruzzo dalla presenza delle staffe. Si evidenzia che tale problema nelle usuali strutture intelaiate riguarda soltanto le sezioni al piede dei pilastri.
Sei tu ora che semmai dovrai sostenere il contrario...
bene, ed allora tienine conto, sempre se ne sei capace.
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La presenza di queste parole nella circolare (§C.7.4.4.) bastano?
In presenza di sforzo normale, per conseguire il limite di 1,5 indicato nelle NTC è necessario tener conto del confinamento prodotto dal calcestruzzo dalla presenza delle staffe. Si evidenzia che tale problema nelle usuali strutture intelaiate riguarda soltanto le sezioni al piede dei pilastri.
Sei tu ora che semmai dovrai sostenere il contrario...
il fatto è che se rispetti l'imposizione della staffatura sei esonerato dal condurre calcoli sul confinamento, mentre adottando un rck maggiore di quello di progetto hai disatteso quelle limitazioni e conseguentemente dovrai tenere conto del confinamento operato da una staffatura non conforme. Infine il fatto che nella circolare ci sia scritto cosi non significa che qualsiasi staffatura ci ci metta hai garantito l'effetto del confinamento. Quello che sta scritto nella circolare in sintesi significa che DEVI condurre il calcolo della duttilita da curvatura eventualmente tenendo conto anche dell'effetto del confinamento.
saluti
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Cari coleghi..!
Penso che questo dibattito ha preso una strada sbagliata..!
Il problema e semplice.
Io "Mclaren" ho fatto un progetto con materiali Rck300 e B450C, ho sfruttato la duttilita di questi materiali per risparmiare questi ultimi.
Un "delinquente" usa Rck 500 in cantiere, e io nervoso vado la e li dico: "Cosa hai fatto..? Adesso come faccio a mettere piu staffe per rispettare la norma..?"
Dopo ragiono che adesso la mia struttura resta nell campo elastico.
Secodo voi li devo offrire una cena a questo "delinquente" o no..? :birra:
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@afazio: operativamente (quindi in veste di dl, non progettualmente) dimmi dove ho torto. Dove sta scritto che cubetti che abbiano un rck 500 non possano essere definiti rck300......
l'rck xxx è la resistenza disattesa per max il 5% di prove. un rck 500 è quindi anche un 300.
@mclaren: non condivido, ma non punterei il fucile all'impresa nè tantomeno gli offrirei la cena.
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@afazio: il paragone tra i due rapporti si scosta di un 5%. Accettabilissimo.
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@afazio: operativamente (quindi in veste di dl, non progettualmente) dimmi dove ho torto. Dove sta scritto che cubetti che abbiano un rck 500 non possano essere definiti rck300......
l'rck xxx è la resistenza disattesa per max il 5% di prove. un rck 500 è quindi anche un 300.
@mclaren: non condivido, ma non punterei il fucile all'impresa nè tantomeno gli offrirei la cena.
Ovviamente lo potresti definire anche un Rck150 e quindi predisporre staffatura d8/25 cm.
Tanto il gioco consiste nel prendersi per il culo.
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@afazio: il paragone tra i due rapporti si scosta di un 5%. Accettabilissimo.
Troppo semplicistica la cosa. Intanto devi dimostrare che tale percentuale riferita alle deformazioni si trasmetta integralmente sulla duttilità di curvatura ed in secondo luogo devi poi dimostrare che tale duttilita sia maggiore a
2*qo -1
oppure a
1+2(qo-1)*Tc/T1
quindi non si tratta di dire se e' accettabile o meno ma di dire che la duttilita di curvatura e' rispettata o meno.
Ti ricordo che per essere esonerati dal calcolo della duttilita di curvatura occorre mettere il seguente quantitativo di staffe:
pilastro 30x50 copriferro 4 in fck20, staffa d8 in B450C classe di duttilità B
Ast = 50 mm²
bst=500*80 = 420 mm
fyd= 450/1.15=391.30 MPa
fcd= 0.85*20/1.5 =11.33 MPa
passo=2* 50 * 391.30 / (0.08*11.33*420) = 102.8 mm
Con questa staffatura hai assicurato dalla norma il rispetto della duttilità
Se inopinatamente il calcestruzzo diventa un fck30, il quantitativo delle staffe necessario per essere esonerato della verifica della duttilita sarebbe:
pilastro 30x50 copriferro 4 in fck30, staffa d8 in B450C classe di duttilità B
Ast = 50 mm²
bst=500*80 = 420 mm
fyd= 450/1.15=391.30 MPa
fcd= 0.85*30/1.5 =17.00 MPa
passo=2* 50 * 391.30 / (0.08*17.00*420) = 68.5 mm
praticamente quasi il doppio di quella effettivamente predisposta. Tale carenza non ti assicura affatto la verifica in duttilità.
Se invece il calcestruzzo fornito e' un fck25 avremmo
pilastro 30x50 copriferro 4 in fck25, staffa d8 in B450C classe di duttilità B
Ast = 50 mm²
bst=500*80 = 420 mm
fyd= 450/1.15=391.30 MPa
fcd= 0.85*25/1.5 =14.17 MPa
passo=2* 50 * 391.30 / (0.08*14.17*420) = 82.2 mm
tira tu le conclusioni e se vuoi ricorrir pure a qualsiasi artifizio per prenderti per il culo.
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Troppo semplicistica la cosa. Intanto devi dimostrare che tale percentuale riferita alle deformazioni si trasmetta integralmente sulla duttilità di curvatura ed in secondo luogo devi poi dimostrare che tale duttilita sia maggiore a
2*qo -1
oppure a
1+2(qo-1)*Tc/T1
quindi non si tratta di dire se e' accettabile o meno ma di dire che la duttilita di curvatura e' rispettata o meno.
Ti ricordo che per essere esonerati dal calcolo della duttilita di curvatura occorre mettere il seguente quantitativo di staffe:
pilastro 30x50 copriferro 4 in fck20, staffa d8 in B450C classe di duttilità B
Ast = 50 mm²
bst=500*80 = 420 mm
fyd= 450/1.15=391.30 MPa
fcd= 0.85*20/1.5 =11.33 MPa
passo=2* 50 * 391.30 / (0.08*11.33*420) = 102.8 mm
Con questa staffatura hai assicurato dalla norma il rispetto della duttilità
Se inopinatamente il calcestruzzo diventa un fck30, il quantitativo delle staffe necessario per essere esonerato della verifica della duttilita sarebbe:
pilastro 30x50 copriferro 4 in fck30, staffa d8 in B450C classe di duttilità B
Ast = 50 mm²
bst=500*80 = 420 mm
fyd= 450/1.15=391.30 MPa
fcd= 0.85*30/1.5 =17.00 MPa
passo=2* 50 * 391.30 / (0.08*17.00*420) = 68.5 mm
praticamente quasi il doppio di quella effettivamente predisposta. Tale carenza non ti assicura affatto la verifica in duttilità.
Se invece il calcestruzzo fornito e' un fck25 avremmo
pilastro 30x50 copriferro 4 in fck25, staffa d8 in B450C classe di duttilità B
Ast = 50 mm²
bst=500*80 = 420 mm
fyd= 450/1.15=391.30 MPa
fcd= 0.85*25/1.5 =14.17 MPa
passo=2* 50 * 391.30 / (0.08*14.17*420) = 82.2 mm
tira tu le conclusioni e se vuoi ricorrir pure a qualsiasi artifizio per prenderti per il culo.
ahhhh dimenticavo di dire che i limiti di duttilita devono essere moltiplicati per 1.50.
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Ovviamente lo potresti definire anche un Rck150 e quindi predisporre staffatura d8/25 cm.
Tanto il gioco consiste nel prendersi per il culo.
A parte che non puoi essendo il minimo un rck250, ma se anche fosse i calcoli devono poi prevedere un fcd=7,055MPa
se ci stai dentro benvenga. (ovviamente rck150 è inaccettabile, ma questo ragionamento lo puoi fare benissimo con un rck250 senza problemi di classe d'exp)
-
ahhhh dimenticavo di dire che i limiti di duttilita devono essere moltiplicati per 1.50.
Troppo semplicistica la cosa. Intanto devi dimostrare che tale percentuale riferita alle deformazioni si trasmetta integralmente sulla duttilità di curvatura ed in secondo luogo devi poi dimostrare che tale duttilita sia maggiore a
2*qo -1
oppure a
1+2(qo-1)*Tc/T1
quindi non si tratta di dire se e' accettabile o meno ma di dire che la duttilita di curvatura e' rispettata o meno.
Ti ricordo che per essere esonerati dal calcolo della duttilita di curvatura occorre mettere il seguente quantitativo di staffe:
pilastro 30x50 copriferro 4 in fck20, staffa d8 in B450C classe di duttilità B
Ast = 50 mm²
bst=500*80 = 420 mm
fyd= 450/1.15=391.30 MPa
fcd= 0.85*20/1.5 =11.33 MPa
passo=2* 50 * 391.30 / (0.08*11.33*420) = 102.8 mm
Con questa staffatura hai assicurato dalla norma il rispetto della duttilità
Se inopinatamente il calcestruzzo diventa un fck30, il quantitativo delle staffe necessario per essere esonerato della verifica della duttilita sarebbe:
pilastro 30x50 copriferro 4 in fck30, staffa d8 in B450C classe di duttilità B
Ast = 50 mm²
bst=500*80 = 420 mm
fyd= 450/1.15=391.30 MPa
fcd= 0.85*30/1.5 =17.00 MPa
passo=2* 50 * 391.30 / (0.08*17.00*420) = 68.5 mm
praticamente quasi il doppio di quella effettivamente predisposta. Tale carenza non ti assicura affatto la verifica in duttilità.
Se invece il calcestruzzo fornito e' un fck25 avremmo
pilastro 30x50 copriferro 4 in fck25, staffa d8 in B450C classe di duttilità B
Ast = 50 mm²
bst=500*80 = 420 mm
fyd= 450/1.15=391.30 MPa
fcd= 0.85*25/1.5 =14.17 MPa
passo=2* 50 * 391.30 / (0.08*14.17*420) = 82.2 mm
tira tu le conclusioni e se vuoi ricorrir pure a qualsiasi artifizio per prenderti per il culo.
Afazio questa tua riflessione, mette in crisi una pratica che avevo messo in campo a seguito di esplicito consiglio ricevuto ad un corso di aggiornamento, ovvero "Prescrivete l'rck richiesto dalla norma, ma progettate con l'rck che pensate verrà messo in opera nella realtà"
Questo mi ha portato in alcuni casi a progettare i pilastri con una classe inferiore a quella che po ho prescritto. Magari ho esagerato, ma dopo aver visto certe cose in cantiere, questa operazione mi ha consentito di dormire sogni un po' più tranquilli.
Ora desumo che tale operazione la posso fare solo nelle strutture in cui non applico la GDR, giusto?
-
ing.max,
1. adopera la testa in primis.
2. afazio ed io abbiamo esternato pareri. Opinabili a quanto pare.
3. tu fai come pensi sia giusto, segui afazio, segui me, segui pinco pallo. La colpa e le lodi saranno tutte tue. Sappi almeno giustificare ciò che fai però.
4. se pensi che afazio abbia ragione in questo ambito, hai sbagliato finora. Se pensi che sia lui in errore, almeno sai PERCHE' hai operato in un certo modo?
5. idem estendi il ragionamento sostituendo afazio con me e infine sostituendo afazio con qualunque persona.
6. poi estendi questa filosofia per tutte le discussioni.
Il forum serve più per aprire la mente che per imporre qualche idea.
Un buon presupposto di partenza può essere che siamo tutte delle casalinghe che di strutture non ne capiscono na mazza.
Chi di dice che io non lo sia? :asd:
-
Sappi almeno giustificare ciò che fai però.
Questo è il motivo per cui ho letto con interesse la discussione che avete condotto qui e in chat.
:ook:
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Troppo semplicistica la cosa. Intanto devi dimostrare che tale percentuale riferita alle deformazioni si trasmetta integralmente sulla duttilità di curvatura ed in secondo luogo devi poi dimostrare che tale duttilita sia maggiore a
2*qo -1
oppure a
1+2(qo-1)*Tc/T1
quindi non si tratta di dire se e' accettabile o meno ma di dire che la duttilita di curvatura e' rispettata o meno.
Ti ricordo che per essere esonerati dal calcolo della duttilita di curvatura occorre mettere il seguente quantitativo di staffe:
pilastro 30x50 copriferro 4 in fck20, staffa d8 in B450C classe di duttilità B
Ast = 50 mm²
bst=500*80 = 420 mm
fyd= 450/1.15=391.30 MPa
fcd= 0.85*20/1.5 =11.33 MPa
passo=2* 50 * 391.30 / (0.08*11.33*420) = 102.8 mm
Con questa staffatura hai assicurato dalla norma il rispetto della duttilità
Se inopinatamente il calcestruzzo diventa un fck30, il quantitativo delle staffe necessario per essere esonerato della verifica della duttilita sarebbe:
pilastro 30x50 copriferro 4 in fck30, staffa d8 in B450C classe di duttilità B
Ast = 50 mm²
bst=500*80 = 420 mm
fyd= 450/1.15=391.30 MPa
fcd= 0.85*30/1.5 =17.00 MPa
passo=2* 50 * 391.30 / (0.08*17.00*420) = 68.5 mm
praticamente quasi il doppio di quella effettivamente predisposta. Tale carenza non ti assicura affatto la verifica in duttilità.
Se invece il calcestruzzo fornito e' un fck25 avremmo
pilastro 30x50 copriferro 4 in fck25, staffa d8 in B450C classe di duttilità B
Ast = 50 mm²
bst=500*80 = 420 mm
fyd= 450/1.15=391.30 MPa
fcd= 0.85*25/1.5 =14.17 MPa
passo=2* 50 * 391.30 / (0.08*14.17*420) = 82.2 mm
tira tu le conclusioni e se vuoi ricorrir pure a qualsiasi artifizio per prenderti per il culo.
Afazzio..!
Chi ha detto che "_automa_" ha meso (put) il minimo delle staffe per rispettare la normativa.
Facciamo un'ipotesi che i calcoli per i taglio dell "_automa_" per il suo pilastro con rck250 sono 60mm (il passo).
Cosa pensi se in cantiere si usa rck300, siamo dentro con la norma o no..?
-
Re-intervengo
Prendo atto di quanto dice Afazio. Manifesto la mia ignoranza nell'ambito del problema "duttilità di curvatura", e so per certo della competenza in materia di Afazio sul tema. So che ha da poco creato una routine sul problema, e mi pare di aver letto di alcuni suoi dubbi in una "quasi" vecchia discussione con Alberto Ferrari (a proposito è un pò che non interviene, e forse può farlo a ragion veduta qui).
Comunque, tornando alla mia ignoranza, la stessa formula 7.4.28 "conduce" verso la conclusione di Afazio. La duttilità della sezione diminuisce all'aumentare della resistenza a compressione del calcestruzzo, ed è per questo che per mantenere la duttilità servono più staffe.
D'altra parte la norma è chiara. In pratica ti dice: o fai un calcolo esplicito della duttilità richiesta, oppure rispetta queste semplici regolette che vai tranquillo.
Ora il mio discorso è il seguente, e scusatemi se mi ripeto, ma se io:
1) conduco un calcolo dall'inizio alla fine in coerenza con una certa classe di resistenza del calcestruzzo;
2) applico tutte le prescrizioni che la norma mi impone circa la disposizione delle staffe, ecc.;
3) In fase realizzativa il calcestruzzo è di qualche classe superiore.
Alla fine io avrò una duttilità della sezione minore, perchè non ho un quantitativo sufficiente di staffe. Ma siamo sicuri che questa duttilità inferiore non mi sia comunque sufficiente?
-
Ora il mio discorso è il seguente, e scusatemi se mi ripeto, ma se io:
1) conduco un calcolo dall'inizio alla fine in coerenza con una certa classe di resistenza del calcestruzzo;
2) applico tutte le prescrizioni che la norma mi impone circa la disposizione delle staffe, ecc.;
3) In fase realizzativa il calcestruzzo è di qualche classe superiore.
Alla fine io avrò una duttilità della sezione minore, perchè non ho un quantitativo sufficiente di staffe. Ma siamo sicuri che questa duttilità inferiore non mi sia comunque sufficiente?
e questa e' una bella domanda alla quale non posso che rispondere bho.
chi ci capisce tra momenti resistenti e cerniere pluriplasticizzate in grado di invertire la propria curvatura dopo aver portato a snervamento ed allungato l'acciaio del 67.5% come fosse una barra in plastica entro una guida che la riporta allo stato iniziale per poi potersi snervare in compressione, tra coefficienti di sovraresistenza che sottosterzano a piacimento ecc ecc.
IN effetti la duttilita che impone la norma e' quella che io ho indicato riportando uno stralcio della stessa.
PS. Io, purtroppo, non sono un esperto.
saluti
-
Afazzio..!
Chi ha detto che "_automa_" ha meso (put) il minimo delle staffe per rispettare la normativa.
Bho, non lo so chi l'ha detto. Ma l'ha detto? Sput!!
-
Alla fine io avrò una duttilità della sezione minore, perchè non ho un quantitativo sufficiente di staffe. Ma siamo sicuri che questa duttilità inferiore non mi sia comunque sufficiente?
Cari coleghi..!
Anche un altra volta vedo che devo entrare nell questo topic perche non siamo chiari nell term "duttilità"
La "duttilità" è uscita in scena dell ingegneria strutturale perche i materiali nuovi adesso hanno caratteristiche buone e noi possiamo sfruttare queste caratteristiche, se no con questi coefficienti di sicurezza che le norme hanno oggi un pilastro per restare nell campo elastico (dove ingegnere è piu sicuro, uno piu bravo puo progettare con un analiza push over, e forse Affazio con Analisi dinamica non lineare.) cerca piu ferro, se noi lo progettiamo nell campo duttile (non e colpa della duttulita che oggi un elemento vuole diu piu ferro ma è "colpa" della norma).
Allora se noi abbiamo progettato un pilastro in campo duttile con rck300 (anche una vento lento puo provocare il collasso, se noi siamo andati quasi in fine dello sfrutamento dell materiale) e dopo in cantiere usiamo rck500 non dobbiamo essere preoccopati per le stafe perche adesso il nostro pilastro non andra nell campo duttile ma resta nell campo elastico (dove è piu sicuro).
(http://s2.postimage.org/_7EM0.jpg) (http://www.postimage.org/image.php?v=Ts_7EM0)
-
Ecco un bell'esempio sul confinamento datoci da afazio in chat
(21:37:20) Gilean: senti ma la faccenda dell'rck che aumenta e che aumenta conseguentemente la staffatura, da quale formula di normativa si desume?
(21:37:21) afazio: a sensazione
(21:37:31) afazio: ok
(21:37:40) afazio: aspetta che apro la norma sul web
(21:38:02) afazio: aprila anche tu
(21:38:10) Gilean: ce l'ho in pdf
(21:38:11) afazio: e ti guido per mano alla comprensione
(21:38:19) Gilean: hihi
(21:39:17) afazio: ci sei?
(21:39:32) afazio: vai al punto 7.4.6.2.2
(21:39:33) Gilean: yes
(21:39:46) afazio: inverti la formula ricavandoti il passo s
(21:39:48) Gilean: k
(21:40:04) afazio: laddove dice
(21:40:08) afazio: armatura trasversale
(21:40:25) afazio: prendiamo per esempio il CDB
(21:40:34) afazio: invertendo la formula abbiamo
(21:40:53) Gilean: si ho letto
(21:40:56) Gilean: ma c'e' una cosa da dire
(21:41:00) Gilean: questi sono i minimi
(21:41:22) afazio: s= Ast*fyd /(0.08*fcd*bst)
(21:41:26) Gilean: a me e' successo piu' di una volta che la staffataura sia data dal minimo tra bielle ed acciaio, ed il minimo era sempre dato dall'acciaio
(21:41:38) afazio: lascia perdere il taglio
(21:41:48) afazio: questa limitazione proviene dal confinamento
(21:41:57) Gilean: mm
(21:42:06) afazio: fissando per esempio staffe d8
(21:42:11) afazio: bst=42 cm
(21:42:23) afazio: ti renderai conto che essendo fcd al denominatore
(21:42:26) Gilean: so cmq la cosa e' chiara
(21:42:27) Gilean: c'e' fcd
(21:42:34) afazio: al crescere di fcd diminuisce il passo delle staffe
(21:42:38) Gilean: sisi
(21:42:49) afazio: questo, dicevo, deriva dalla teoria del confinamento
(21:42:57) afazio: che adesso tento di farti comprendere
(21:42:58) Gilean: oggi sfogliavo le norme per trovarlo ma non trovavo il riferimento preciso
(21:43:01) afazio: con esempi banali
(21:43:14) afazio: considera un cilindretto di cls privo di armatura
(21:43:36) afazio: considera che tale cilindretto sia avvolto completamente
(21:43:44) afazio: da plastica
(21:43:58) afazio: quindi immagina di schiaciare il cilindretto
(21:44:07) afazio: esso si rompera ad una determinata tensione
(21:44:16) afazio: e presenterà una deformazione a rottura
(21:44:34) afazio: adesso sostituisci la plastica con una camicia di acciaio sottilissima
(21:44:45) afazio: e poi con una camicia di acciaio meno sottile
(21:44:54) afazio: se cerchi di schiacciare il cilindretto
(21:44:58) afazio: dovrai riuscire prima
(21:45:03) afazio: a spanciare la camicia
(21:45:09) afazio: fin qui ci sei?
(21:45:15) Gilean: si si
(21:45:25) afazio: bene in termini tensionali
(21:45:44) afazio: questo si traduce in un incremento della tensione sul cilindretto
(21:45:45) Gilean: motlo azzeccato l'esempio
(21:45:51) afazio: dovuto alla presenza della camicia
(21:46:01) afazio: che ne impedisce la deformazione laterale
(21:46:11) afazio: bene adesso piano piano
(21:46:16) afazio: sostituisci la camicia intera
(21:46:27) afazio: con delle fasce di acciaio molto larghe
(21:46:31) ChatBot: xalf70 entra in Chat.
(21:46:43) afazio: e poi riduci a poco a poco la larghezza di tali fasce
(21:46:45) ChatBot: xalf70 esce dalla Chat.
(21:47:05) afazio: ebbene la tensione orizzontale offerta dalla mezze maniche di camicia
(21:47:09) afazio: va via via riducendosi
(21:47:16) afazio: al dimnuire della fasce
(21:47:23) afazio: fin qui ci siamo no?
(21:47:30) Gilean: si certo
(21:47:36) afazio: bene
(21:47:48) afazio: per riuscire a confinare un fck20
(21:48:00) afazio: occorre un certo quaqntitativo di acciaio in fasce
(21:48:07) Gilean: ecco perche' lo sforzo normale riduce la duttilita'...bell'esempio
(21:48:18) afazio: in grado di fornire una tensione orizzontale di confinamento
(21:48:24) afazio: che viene chiamata con sigma2
(21:48:47) afazio: adeguata a che quel cls possa deformarsi a rottura
(21:48:58) afazio: oltre il limite del cls non confinato
(21:49:15) afazio: he convenionalmente e' fissato al 3.5%
(21:49:26) afazio: o 2% in pura compressione
(21:49:44) afazio: se hai un fck 450 ma non lo confini
(21:49:51) afazio: a niente serve la maggiore resistenza
(21:49:55) afazio: per la duttilita
(21:49:55) Gilean: senti riscrivo questo esempio nella sezione k?
(21:50:00) afazio: esso continuerà ad avere
(21:50:10) afazio: una deformazione a rottura sempre pari
(21:50:16) afazio: a quella convenzionale
(21:50:28) afazio: e siccome quello che interessa per la duttilità
(21:50:32) afazio: non e' la resistenza
(21:50:37) afazio: bensi la deformazione
(21:50:45) afazio: ecco che hai creato un elemento fragile
(21:50:51) afazio: semplicemente aumentandone la resistenza
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ovviamente diamo per scontato che le staffe disposte (put?!?!) sono il minimo da norma.
in definitiva, il dubbio sulla collaudabilità potrebbe rimanere, le risposte di afazio lo confermano. resta il fatto che come dice zax ho fatto un calcolo coerente con un Rck di progetto e forse comunque la minor duttilità ottenuta con un Rck maggiore è comunque sufficiente.
:muro:
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ovviamente diamo per scontato che le staffe disposte (put?!?!) sono il minimo da norma.
in definitiva, il dubbio sulla collaudabilità potrebbe rimanere, le risposte di afazio lo confermano. resta il fatto che come dice zax ho fatto un calcolo coerente con un Rck di progetto e forse comunque la minor duttilità ottenuta con un Rck maggiore è comunque sufficiente.
:muro:
Vedi il mio post sopra, cosa pensi (leggi con attenzione perche non scrivo bene in italiano, lo ho imparato da tv (rai) :asd:
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Cari coleghi..!
Anche un altra volta vedo che devo entrare nell questo topic perche non siamo chiari nell term "duttilità"
La "duttilità" è uscita in scena dell ingegneria strutturale perche i materiali nuovi adesso hanno caratteristiche buone e noi possiamo sfruttare queste caratteristiche, se no con questi coefficienti di sicurezza che le norme hanno oggi un pilastro per restare nell campo elastico (dove ingegnere è piu sicuro, uno piu bravo puo progettare con un analiza push over, e forse Affazio con Analisi dinamica non lineare.) cerca piu ferro, se noi lo progettiamo nell campo duttile (non e colpa della duttulita che oggi un elemento vuole diu piu ferro ma è "colpa" della norma).
Allora se noi abbiamo progettato un pilastro in campo duttile con rck300 (anche una vento lento puo provocare il collasso, se noi siamo andati quasi in fine dello sfrutamento dell materiale) e dopo in cantiere usiamo rck500 non dobbiamo essere preoccopati per le stafe perche adesso il nostro pilastro non andra nell campo duttile ma resta nell campo elastico (dove è piu sicuro).
(http://s2.postimage.org/_7EM0.jpg) (http://www.postimage.org/image.php?v=Ts_7EM0)
questo tuo schema presuppone che il pilastro reale possa poi deformarsi seguendo la stessa via di quello da progetto, Adesso modifico leggermente il tuo schema e ti rivolto la domanda.
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Cari coleghi..!
Anche un altra volta vedo che devo entrare nell questo topic perche non siamo chiari nell term "duttilità"
La "duttilità" è uscita in scena dell ingegneria strutturale perche i materiali nuovi adesso hanno caratteristiche buone e noi possiamo sfruttare queste caratteristiche, se no con questi coefficienti di sicurezza che le norme hanno oggi un pilastro per restare nell campo elastico (dove ingegnere è piu sicuro, uno piu bravo puo progettare con un analiza push over, e forse Affazio con Analisi dinamica non lineare.) cerca piu ferro, se noi lo progettiamo nell campo duttile (non e colpa della duttulita che oggi un elemento vuole diu piu ferro ma è "colpa" della norma).
Allora se noi abbiamo progettato un pilastro in campo duttile con rck300 (anche una vento lento puo provocare il collasso, se noi siamo andati quasi in fine dello sfrutamento dell materiale) e dopo in cantiere usiamo rck500 non dobbiamo essere preoccopati per le stafe perche adesso il nostro pilastro non andra nell campo duttile ma resta nell campo elastico (dove è piu sicuro).
(http://s2.postimage.org/_7EM0.jpg) (http://www.postimage.org/image.php?v=Ts_7EM0)
(http://img442.imageshack.us/img442/5402/immagineql.jpg)
quale e' piu sicuro?
Vedi il punto in cui lavorano i due pilastri e' lo stesso.
quello che cambia e' la possibilita dell'uno di potersi deformare molto di piu dell'altro.
Il pilastro reale, non essendo sufficientemente confinato segue la linea rossa e trova il suo capolinea ad un valore di deformazione minore che non seguendo la linea verde.
caio
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(http://img442.imageshack.us/img442/5402/immagineql.jpg)
quale e' piu sicuro?
Vedi il punto in cui lavorano i due pilastri e' lo stesso.
quello che cambia e' la possibilita dell'uno di potersi deformare molto di piu dell'altro.
Il pilastro reale, non essendo sufficientemente confinato segue la linea rossa e trova il suo capolinea ad un valore di deformazione minore che non seguendo la linea verde.
caio
se vuoi posso portarti diagrammi piu veritieri, tracciando le leggi costitutive di un fck25 confinato e di un fck40 poco o male confinato
capirai cosi meglio come vanno le cose
mentre chiederei ad Alberto, se puo' e la cosa non gli da fastidio, di riportare i diagrammi momento-curvatura di un pilastro 30x50 in fck25 confinato e di un 30x50 in fck40 non confinato
-
come si inseriscon l eimmagini?
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se vuoi posso portarti diagrammi piu veritieri, tracciando le leggi costitutive di un fck25 confinato e di un fck40 poco o male confinato
capirai cosi meglio come vanno le cose
mentre chiederei ad Alberto, se puo' e la cosa non gli da fastidio, di riportare i diagrammi momento-curvatura di un pilastro 30x50 in fck25 confinato e di un 30x50 in fck40 non confinato
ecco
il seguente diagramma riporta, qualitativamente, le leggi costitutive di un fck40 non confinato o non sufficientemente confinato (tratto in rosso) e di un fck25 adeguatamente confinato (tratto in verde).
Poi estendete il tutto nella analisi della curvatura della sezione e tirate le somme.
(http://img691.imageshack.us/img691/8408/immagineea.jpg)
Edit: correggete le percentuali in "per mille"
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come si inseriscon l eimmagini?
vai su imageshack http://imageshack.us/ (http://imageshack.us/)
scegli di caricare immagini
selezioni il file (j.jpg) da caricare dal tuo pc
premi su carica adesso
attendi ed appena ha finito di far el'uipload
ti da una serie di link
scegli il link diretto e lo copi
torni sul forum per comporre una risposta
premi sullìiconetta della macchina fotografica
e incolli l link tra i tag di inserimento immagini
-
Ancora non siamo capitti (ho la difficolta che non sono italiano e non sono capace esprimere bene)
Non stiamo confrontando due pilastri con rck 300 e rck500, ma abbiamo lo stesso pilastro con stesse forze con stessa armatura ma che abbiamo incrementato il rck
questo pilastro con rck incrementata non va piu nell compo duttile.
Mi sembra che sei piu bravo per manipulare che per ragonare
(http://s4.postimage.org/9fWP0.jpg) (http://www.postimage.org/image.php?v=aV9fWP0)
-
ecco avevo fatto un diagramma qualitativo col paint afazio mi ha preceduto ma lo posto ugualmente perchè ho capito come si inseriscono le immagini! l'avevo fatto a sentimento e vedendo i disegni reali è un po troppo fuori scala pero credo che rende l'idea. insomma l'ho fatto e ve lo sorbite.
(http://s3.postimage.org/nrvaA.jpg) (http://www.postimage.org/image.php?v=PqnrvaA)
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Ancora non siamo capitti (ho la difficolta che non sono italiano e non sono capace esprimere bene)
Non stiamo confrontando due pilastri con rck 300 e rck500, ma abbiamo lo stesso pilastro con stesse forze con stessa armatura ma che abbiamo incrementato il rck
questo pilastro con rck incrementata non va piu nell compo duttile.
Mi sembra che sei piu bravo per manipulare che per ragonare
(http://s4.postimage.org/9fWP0.jpg) (http://www.postimage.org/image.php?v=aV9fWP0)
ritengo che stai iniziando a camminare su un seminato sbagliato
tieni pertanto conto che se non aggiusti il seminato non ci saranno incomprensioni linguetiche che potranno fermarmi
per adesso mi limito a mettere uno spaventapasseri nel mio campo per evitare che qualche strano uccello mangi cio che hai inopinatamente buttato al suolo.
saluti.
-
ritengo che stai iniziando a camminare su un seminato sbagliato
tieni pertanto conto che se non aggiusti il seminato non ci saranno incomprensioni linguetiche che potranno fermarmi
per adesso mi limito a mettere uno spaventapasseri nel mio campo per evitare che qualche strano uccello mangi cio che hai inopinatamente buttato al suolo.
ovviamente per adesso non ho alcuna intenzione di commentare il tuo ultimo diagramma che presuppone che i due pilastri debbano trovarsi in condizioni di esercizio in due punti diversi.
Quando il campo sarà riaggiustato magari ti chiedero' di giustificare con numeri la tua arbitraria assunzione dei punti di lavoro dei due pilastri.
saluti.
-
ecco avevo fatto un diagramma qualitativo col paint afazio mi ha preceduto ma lo posto ugualmente perchè ho capito come si inseriscono le immagini! l'avevo fatto a sentimento e vedendo i disegni reali è un po troppo fuori scala pero credo che rende l'idea. insomma l'ho fatto e ve lo sorbite.
(http://s3.postimage.org/nrvaA.jpg) (http://www.postimage.org/image.php?v=PqnrvaA)
anche il tuo diagramma e' significativo, anche se prende come riferimento lo spostamento del telaio utilizzato da tutti i professori per cercaredi far comprendere il principio della duttilità.
-
ecco avevo fatto un diagramma qualitativo col paint afazio mi ha preceduto ma lo posto ugualmente perchè ho capito come si inseriscono le immagini! l'avevo fatto a sentimento e vedendo i disegni reali è un po troppo fuori scala pero credo che rende l'idea. insomma l'ho fatto e ve lo sorbite.
(http://s3.postimage.org/nrvaA.jpg) (http://www.postimage.org/image.php?v=PqnrvaA)
in definitiva se la risposta alla domanda in rosso è si... la struttura sarebbe collaudabile, se invece il pilastro seppur sovraresistente si rompe comunque prima di raggiungere la prestazione richiesta in termini di spostamenti la struttura non è collaudabile. bene credo che alla fine ho trovato le risposte che cercavo.
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anche il tuo diagramma e' significativo, anche se prende come riferimento lo spostamento del telaio utilizzato da tutti i professori per cercaredi far comprendere il principio della duttilità.
si infatti ero partito proprio da quello
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Allora chiariamo anche un altra cosa e dopo io non entro piu nei topic dove qualcuno fa come é "Albert Einstein"
Cosa pensi se lasciamo fuori le armature (perche sono uguale), quella e piu duttile un rck300 o un rck500.
Lo sai che quella formula che hai usato per trovare il passo delle staffe è un clausola normativa e nella norma greco non esiste..!
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mclaren a parità di armatura è più duttile la Rck300, la Rck 500 sarà un po' piu' resistente (ma non molto da quello che ho visto)
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Allora chiariamo anche un altra cosa e dopo io non entro piu nei topic dove qualcuno fa come é "Albert Einstein"
Cosa pensi se lasciamo fuori le armature (perche sono uguale), quella e piu duttile un rck300 o un rck500.
Lo sai che quella formula che hai usato per trovare il passo delle staffe è un clausola normativa e nella norma greco non esiste..!
vedo che continui a calpestare il seminato.
bene dato che hai fatto la domanda, io ti chiedo: conosci tu la risposta?
in assenza di armatura, tra un fck25 e un fck40, quale e' piu duttile secondo la normativa italiana?
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e poi comunque l'unica cosa certa è che, almeno da parte mia, credo di aver capito i concetti che stanno alla base (motivo percui sono partito da un diagramma ormai abbondantemente digerito) ma ancora non mi sono molto chiari le regole di dettaglio previste dalla norma che sono quelle con cui dobbiamo confrontarci.
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(http://s1.postimage.org/JqQKr.jpg) (http://www.postimage.org/image.php?v=gxJqQKr)
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ad ogni modo, afazio ha ragione, la duttilita' della sezione aumenta al diminuire dell'Rck del CLS. una prova su tutte questo articolo di ghersi
http://www.dica.unict.it/users/aghersi/AggProfess/CorsiEC8/Lezioni-1/T-4.doc (http://www.dica.unict.it/users/aghersi/AggProfess/CorsiEC8/Lezioni-1/T-4.doc)
andate a pagina 7.
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vai su imageshack http://imageshack.us/ (http://imageshack.us/)
scegli di caricare immagini
selezioni il file (j.jpg) da caricare dal tuo pc
premi su carica adesso
attendi ed appena ha finito di far el'uipload
ti da una serie di link
scegli il link diretto e lo copi
torni sul forum per comporre una risposta
premi sullìiconetta della macchina fotografica
e incolli l link tra i tag di inserimento immagini
o piu' semplicemente usi "add image" in alto, rispetto a dove scrivi ;)
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signori, occhio che è l'ottimo modello d'afazio che suggerisce quei numeri.
la duttilità flessionale (non per pressoflessione) aumenta all'aumentare dell'rck. questo fatto lo insegnano!
la pressoflessione invece necessita di qualche accorgimento. (confinamento)
Ma non scordiamoci che il §7.4.4.2.2.1. 1°capoverso fissa dei limiti molto cautelativi.
=======================
Difetti del modello d'afazio:
1. tiene conto delle resistenze reali, ma non delle deformate reali.
2. non riesce a riprodurre le duttilità di norma per i pilastri. migliore? peggiore? ...comunque sia diverso. <--fatti che gli evidenziai in ing.forum ma ovviamente le mie virtù sono peggiori delle sue per cui si tacque.
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puntualizzo alcune cose:
signori, occhio che è l'ottimo modello d'afazio che suggerisce quei numeri.
- il modello non e' mio. E poi non so proprio a quale modello fai riferimento
la duttilità flessionale (non per pressoflessione) aumenta all'aumentare dell'rck. questo fatto lo insegnano!
Sono curioso di capire quale asino te lo ha insegnato.
In realtà la duttilità flessionale diminuisce al crescere dell'Rck
Ora dimmi tu se devo continuare a scrivere in un forum dove un tipo afferma "La "duttilità" è uscita in scena dell ingegneria strutturale.." e dove altro tipo insiste a dire che la duttilita flessionale (quindi la duttilita in curvatura) cresce al crescere di Rck?
Ben dato che insisti su questo punto, ti prego di portare qui documenti di un certo valore tecnico che supportano questa tua affermazione. In alternativa ritengo che non ho proprio nulla da dirti e sopratutto tu non hai nulla da dire a me.
la pressoflessione invece necessita di qualche accorgimento. (confinamento)
Ma non scordiamoci che il §7.4.4.2.2.1. 1°capoverso fissa dei limiti molto cautelativi.
Difetti del modello d'afazio:
Ripeto, il modello non e' mio e non so a quale modello fai riferimento
1. tiene conto delle resistenze reali, ma non delle deformate reali.
cazzo vuol dire sta cosa?
tiene conto delle resistenze reali ma non delle deformazioni reali. Spiegati meglio.
Tu non sei albanese, almeno credo, equindi non ci sono i paraventi delle difficoltà linguetiche.
2. non riesce a riprodurre le duttilità di norma per i pilastri. migliore? peggiore? ...comunque sia diverso.
anche qui non capisco cosa vuoi dire con sta cosa che non riesco a riprodurre... ma cosa?
<--fatti che gli evidenziai in ing.forum ma ovviamente le mie virtù sono peggiori delle sue per cui si tacque.
bho
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sì il modello non è tuo, ma si capisce che ci riferiamo al modello che impieghi.
ti consiglio di bruciare tutti i testi che ti dicono che la duttilità flessionale ci perde all'aumentare dell'rck. o almeno leggili per come sono scritti.
tanto più una trave armata in un certo modo viene fatta con cls di classe di resistenza maggiore, quanto più abbassa il campo di rottura nella direzione 4-->3-->2 aumentando la duttilità flessionale. questo lo insegnano agli ingegneri, in tutte le località in cui la Carrà suggerisce che è bello farci l'amore (da Trieste in giù).
per la sola pressoflessione il confinamento può sconvolgere la questione, MA
impiegando il modello proposto si vede come il pilastro sfigato (il ni al limite consentito dalla norma, sezione non minimale, armatura al minimo sindacale) e nemmeno quelli "ragionati", arrivano ai valori indicati dalla norma:
16,05 in cda
10,20 in cdb
provalo con i pilastri rck massimo consentito, ni massimo consentito, sezione 50x50 (giusto per non esagerare troppo in alto), rho=1% armatura a staffe minima di norma: La norma dice che in tale circostanza hai rispettivamente mufi=16,05 e 10,20.
NON CI RIUSCIRAI MAI COL MODELLUCCIO. Eppure la norma ti dice che fa così senza porti nemmeno il problema.
Se non ti dispiace penso che sia il modello proposto ad essere carente.
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edit,
...pur ritenendo corretto tale modello.
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sì il modello non è tuo, ma si capisce che ci riferiamo al modello che impieghi.
ti consiglio di bruciare tutti i testi che ti dicono che la duttilità flessionale ci perde all'aumentare dell'rck. o almeno leggili per come sono scritti.
tanto più una trave armata in un certo modo viene fatta con cls di classe di resistenza maggiore, quanto più abbassa il campo di rottura nella direzione 4-->3-->2 aumentando la duttilità flessionale. questo lo insegnano agli ingegneri, in tutte le località in cui la Carrà suggerisce che è bello farci l'amore (da Trieste in giù).
per la sola pressoflessione il confinamento può sconvolgere la questione, MA
impiegando il modello proposto si vede come il pilastro sfigato (il ni al limite consentito dalla norma, sezione non minimale, armatura al minimo sindacale) e nemmeno quelli "ragionati", arrivano ai valori indicati dalla norma:
16,05 in cda
10,20 in cdb
provalo con i pilastri rck massimo consentito, ni massimo consentito, sezione 50x50 (giusto per non esagerare troppo in alto), rho=1% armatura a staffe minima di norma: La norma dice che in tale circostanza hai rispettivamente mufi=16,05 e 10,20.
NON CI RIUSCIRAI MAI COL MODELLUCCIO. Eppure la norma ti dice che fa così senza porti nemmeno il problema.
Se non ti dispiace penso che sia il modello proposto ad essere carente.
dove sono i documenti di Carrà?
Perche non riporti la soma degli asini che ti hanno insegnato che la duttilita cresce al crescere dell'Rck?
Hai avuto modo di leggere i documenti che ha indicato gilean?
detto cio', non ritengo di aver piu nulla da dire.
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dove sono i documenti di Carrà?
. . . omissis.
Raffaella Carrà "Tanti Auguri" (http://www.youtube.com/watch?v=nd_BdvG43rE#)
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http://testicanzoni.superba.it/testo_canzone/artista_carr%E0-raffaella/canzone_tanti-auguri.html (http://testicanzoni.superba.it/testo_canzone/artista_carr%E0-raffaella/canzone_tanti-auguri.html)
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Pag. 267 ELEMENTI DI COSTRUZIONI ANTISISMICHE di Como,Lanni (Edizioni scientifiche cremonese):
a)la duttilità di una sezione rettangolare aumenta al crescere della resistenza cubica del calcestruzzo e diminuisce al crescere della tensione di snervamento dell'acciaio;
b) omissis
Questa citazione (riferita a sezioni semplicemente inflesse) è sicuramente autorevole ed invita ad una riflessione.
Personalmente ho fatto qualche prova numerica col mio programma momenti-curvature e in tutti i casi testati sia con N=0 che con N>0 (pressoflessione) l'aumento della Rck (a parità di tutto il resto compresa eventuale messa in conto del confinamento a staffe immutate) HA SEMPRE PRODOTTO UN AUMENTO DELLA DUTTILITA' DI CURVATURA.
Moderati Saluti...
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ooooooooh
finalmente il buonsenso vien scritto!
afazio inizia ad accendere il focolare..
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Giusto per argomentare il dubbio.... :mmm:
(http://img685.imageshack.us/img685/6430/paginedaparducciunipgsu.th.jpg) (http://img685.imageshack.us/i/paginedaparducciunipgsu.jpg/)
Il resto del docu lo piazzo qua:
http://www.box.net/shared/cdz51etlkg (http://www.box.net/shared/cdz51etlkg)
:byebye:
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grazie 4step per il documento che ufficializza i miei appunti universitari legati al buonsenso di ogni ingegnere.
se non fosse così le norme tese ad aumentare la duttilità suggerirebbero cls schifosi. un nonsense che merita di rimanere tale.
poi, per chi la pensa diversamente, apro l'invito a chiamarmi il giorno in cui fa chiamare la ruspa perchè ha impiegato un cls troppo buono.
prometto che gli offro un caffè anche se abita a canicattì
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Bravo Quattropasssi..!
Bravo Massimo.T..!
Finalmente questo topic e chiuso..!
Perche siamo stati buttati (no noi) nell idea che è piu sicuro che skytower si fano con < Rck15.
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CASO GENERALE
Mi pare si sia fatta un pò di confusione perchè lo stesso discorso è stato affrontato in due modi diversi:
quesito 1) se un pilastro è stato progettato con un fcd, cosa succede se viene realizzato con un fcd maggiore?
quesito 2) più in generale, come varia la duttilità in funzione di fcd?
alla risposta 2 ghersi nel documento postato in precedenza dice: A PARITA' di sforzo normale ADIMENSIOALIZZATO (n=N/bhfcd), la duttilità cresce al diminuire di fcd.
cioè il tasso di lavoro è supposto costante, che NON è il caso del quesito 1.
in quel caso infatti lo sforzo assiale di progetto rimane lo stesso: se fcd aumenta, n diminuisce.
sulla figura di ghersi però non ci sono numeri, e potrebbe sucedere di tutto.
posto quest'altra figura in cui faccio due ipotesi.
pilastro progettato (indicato con n.2)
pilastro realizzato con fcd maggiore ipotesi 1 (n.3) -> la duttilità diminuisce m di poco
pilastro realizzato con fcd maggiore ipotesi 2 (n.1) -> la duttilità aumenta
(http://img15.imageshack.us/img15/6105/ghersiduttilit.jpg)
poi mi chiedo: ma per rispondere al quesito 1, veramente bisogna vedere la duttilità, intesa come CHiu/Chiy, chè è un parametro sintetico?
posto quest'altra figura, del tutto ipotetica, in cui la curva con minore duttilità ha resistenza e curvatura ultima maggiori, in sostanza maggior capacità.
(http://img121.imageshack.us/img121/9485/ipotesicurvature.jpg)
CASO PARTICOLARE
ho postato i risultati fatti con biaxial (potete scaricarlo da reluis) sui casi fck 20 e fck 30 dell'esempio riportato da afazio.
siccome all'aumentare di N la duttilità decresce sempre, per entrambe le classi di cls ho fatto 3 casi:
N=0 (i due diagrammi sono coincidenti, quindi quello giallo chiaro non si vede)
N=1000kN (pari all'incirca Ac*fcd/2 per fck=20)
N=2000 kN
(http://img526.imageshack.us/img526/8398/confrontoduttilit3.jpg)
il valore della duttilità (Chiu/CHiy) non è calcolabile univocamente a partire dal diagramma, ed il software non lo fornisce. comunque tale valore è una misura sintetica che dice meno delle curve riportate, quindi conviene ragionare su queste.
al di là di piccoli scostamenti, si vede che la curvatura ultima di sezione non varia sostanzialmente al variare di fcd.
la resistenza ovviamente aumenta all'aumentare di fcd.
Quale curva preferireste per il vostro pilastro?
In sostanza credo che le formulette di normativa che legano il passo minimo delle staffe alla resistenza del cls si basino sull’ipotesi che il progettista sfrutti sempre nella stessa misura la resistenza con cui progetta, cioè a sforzo adimensionalizzato costante.
Se però si aumenta la fcd ma si lascia N invariata, il pilastro potrebbe perdere duttilità, ma la sua capacità aumenta o resta invariata.
FINE DEL TEMA
PS
Mc Laren, questo è un forum in cui si discute, non una gara con un vincitore.
Non ho capito chi sarebbe quello che entra di nascosto. Io al momento spero che nessuno vada via da questo forum e molti sono d'accordo con me.
-
@McLaren
ti invito FORTEMENTE a moderare toni e termini, siamo qua per un confronto non per litigare come bimbi delle elementari.
Per tutti: Che i toni rimangano pacati e di confronto civile, innescare litigi non serve a nessuno, e voglio che la discussione non sfoci in flame, ne vada OT dall'argomento principale altrimenti mi troverò costretto a chiuderla. Le diatribe ed i teatrini gentilmente lasciamoli in altri luoghi.
Grazie.
-
Adesso lui che entra sempre noscosto nell questo forum,
??? è un reato? io lascio sempre connesso il piccì giorno, notte, e nascosto
al momento credo ci sia online ma non visibile una seconda persona che ha postato, così come io ho scritto, quindi chiaramente presenti, non avevo letto nelle regole del forum che ciò fosse vietato :(
-
??? è un reato? io lascio sempre connesso il piccì giorno, notte, e nascosto
al momento credo ci sia online ma non visibile una seconda persona che ha postato, così come io ho scritto, quindi chiaramente presenti, non avevo letto nelle regole del forum che ciò fosse vietato :(
difatti non e' vietato, visto che c'e' anche una apposita modifica fatta al forum per restare invisibili. Ora gentilmente torniamo sull'argomento duttilità ed Rck.
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(http://img713.imageshack.us/img713/344/confrontoduttilit.jpg)
immagino ce questi diagrammi rappresentano illegame sforzi-deformazioe per calcestruzzo confinato. Puoi dirmi se nel programma con cui li hai calcolati hai inserito l'armatura di confinamento o hai semplicemente dichiarato confinato il calcestruzzo?
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(http://img713.imageshack.us/img713/344/confrontoduttilit.jpg)
Magist, se possibile due righe sulle ipotesi adottate nel formulare quelle leggi?
-
nelle curve ho utilizzato il legame costitutivo del cls confinato dell' EC2.
tutti i dati sono riportati nella tabella accanto ai diagrammi, per cui potete rifare tutto e anche controllarlo e se trovate errori segnalatelo.
mi accorgo solo ora che ho messo 4 bracci verticali e 3 orizzontali (braccio o legatura per il confinamento sono la stessa cosa), sono tanti per un pilatri 50x30.
però rimangono sempre quelli al variare del fcd, quindi il confronto non è sbagliato, solo effettauto su ipotesi di confinamento eccessivamente spinte
-
:mmm: salute a tutti.
Siccome vorrei mettere in condizioni afazio di muovere in modo compiuto le proprie controdeduzioni,
al documento già postato:
http://www.box.net/shared/cdz51etlkg (http://www.box.net/shared/cdz51etlkg)
aggiungo per completezza il riferimento alla nota 3-a (in cui mi pare si attingano risultanze che valgono per il non confinato):
http://www.box.net/shared/1oonyn6lnk (http://www.box.net/shared/1oonyn6lnk)
Io continuo a leggere curioso.
:-\
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@McLaren
ti invito FORTEMENTE a moderare toni e termini, siamo qua per un confronto non per litigare come bimbi delle elementari.
Per tutti: Che i toni rimangano pacati e di confronto civile, innescare litigi non serve a nessuno, e voglio che la discussione non sfoci in flame, ne vada OT dall'argomento principale altrimenti mi troverò costretto a chiuderla. Le diatribe ed i teatrini gentilmente lasciamoli in altri luoghi.
Grazie.
per caso qualche imbecille ha corretto il suo intervento a seguito questo tuo richiamo?
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??? è un reato? io lascio sempre connesso il piccì giorno, notte, e nascosto
al momento credo ci sia online ma non visibile una seconda persona che ha postato, così come io ho scritto, quindi chiaramente presenti, non avevo letto nelle regole del forum che ciò fosse vietato :(
ecco dove sta l'imbecillità
immagino che non gradisca che io abbia deciso di non apparire nella lista dei connessi. Ma questo l'ho fatto da molto tempo e non certamente da ieri.
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Ciao a tutti, Afazio e Zax
ultimamente ho partecipato poco al forum per mancanza di tempo, anche se lo seguo costantemente.
La discussione è piuttosto interessante e la risposta corretta mi pare l'abbia data Magist con suo esempio. La duttilità di una sezione in c.a. CONFINATA diminuisce al crescere dell'Rck come dice correttamente Afazio. La duttilità di una sezione in c.a. NON CONFINATA aumenta al crescere della resistenza del calcestruzzo (ecco l'errore di Massimo).
Ora la teoria del fattore di duttilità, che si basa sul diagramma con le due bilatere sempre riportato da Magist fornisce anche la risposta al quesito iniziale: se aumento l'Rck è vero che diminuisco un po' la duttilità ma è anche vero che ho a disposizione una resistenza maggiore e quindi a parità di sollecitazione sismica alla struttura meno duttile sarà richiesto un fattore di struttura inferiore. Lsicurezza nei due casi dovrebbe essere valutata nell'area sottesa da ciascuna delle due bilatere.
Ciao.
-
Aggiungo un link ad un esempio che ho analizzato (spero non ci siano errori altrimenti Afazio mi sbrana...)
http://www.box.net/shared/t84ahf8bs0 (http://www.box.net/shared/t84ahf8bs0)
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*** risposta corretta mi pare l'abbia data Magist con suo esempio. La duttilità di una sezione in c.a. CONFINATA diminuisce al crescere dell'Rck come dice correttamente Afazio. La duttilità di una sezione in c.a. NON CONFINATA aumenta al crescere della resistenza del calcestruzzo (ecco l'errore di Massimo).
:cool: salomonico, ma mooolto verosimile... e forse è stato giusto aggiungere
http://www.box.net/shared/1oonyn6lnk (http://www.box.net/shared/1oonyn6lnk)
per legger bene il resto.
:ciau:
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nelle curve ho utilizzato il legame costitutivo del cls confinato dell' EC2.
tutti i dati sono riportati nella tabella accanto ai diagrammi, per cui potete rifare tutto e anche controllarlo e se trovate errori segnalatelo.
mi accorgo solo ora che ho messo 4 bracci verticali e 3 orizzontali (braccio o legatura per il confinamento sono la stessa cosa), sono tanti per un pilatri 50x30.
però rimangono sempre quelli al variare del fcd, quindi il confronto non è sbagliato, solo effettauto su ipotesi di confinamento eccessivamente spinte
ed invece i numeri che hai portato sono altamente significativi, piu che non il groviglio di grafici.
Soffermiamoci sui valori delled eformazioni assunte nei due casi.
I due casi analizzati in quella tabella di dati, immagino riguardino lo stesso pilastri, stesse dimensioni, armatura e staffatura ma differente cls. Il primo si riferisce alla sezione di progetto in cui e' collocata la staffatura minima prevista dalla normativa per la classe di cls scelto, mentre il secondo ha la stessa staffatura ma in cui per un non precisato motivo in sede di esecuzione e' stata variata la classe in aumento.
il valore della deformazione al picco ed il valore della deformazione ultima risultano, nei due casi:
caso pilastro di progetto
epsilonC = 0.37%
epsilonCu = 2.16 %
caso pilastro con fck maggiorata
epsilonC = 0.33%
epsilonCu = 1.56 %
La variazione della deformazione al picco e' praticamente inconsistente, mentre la variazione della deformazione ultima della sezione confinata risulta pari a
delta= 100*(0.0216-0.0156)/0.0216 = circa 28%
quindi la sezione ha perso la possibilita di attingere ai valori di deformazione del cls che invece era possibile attingere con cls di classe inferiore poiche questo ultimo era adeguatamente confinato.
Occorrerebbe adesso capire cosa perde la sezione in termini di duttilita di curvatura poiche vi ricordo che la norma IMPONE (e non lascia vie di scelta se non l'esonero al calcolo rispettando le limitazioni) di realizzare elementi sia essi travi (quindi in regime di flessione pura) che pilastri (quindi in regime di pressoflessione) che abbiamo una duttilità di curvatura maggiore di quei limiti indicati in uno dei punti del capitolo 7. Non si tratta quindi, come qualcuno vorrebbe fare, di poter escegliere quale condizione e' migliore o peggiore, bensi quella di assicurare un ben determinato livello di duttilità di curvatura.
Spero che almeno questo fatto, in mezzo ai numerosi tentativi di sviare la questione iniziale sia chiaro a tutti quanti: serve la duttilità fissata da norma e nel caso in cui non la abbiamo siamo fuori norma.
Torniamo per un attimo adesso al complesso strutturale. Mi ripeto ancora una volta, con la nuova impostazione data da questo DM2008, la progettazione in zona sismica si conduce ragionando in termini di spostamenti attesi e non in termini di sollecitazioni attese, ed infatti possiamo abbattere le azioni sismiche di un fattore q talvolta anche rilevante, ma le deformazioni e spostamenti calcolati in questa situazione devono essere ricondotte a quelle che il sisma richiederà effettivamente senza sconti col fattore q.
Tutto cio' per dire che e' irrelivante, in una progettazione alle deformazioni, avere una maggiore resistenza magari ottenuta per un errore di fornitura del cls se poi quella struttura non sarà in grado di manifestare gli spostamenti richiesti dal sisma.
Il confinamento e' assai importante in tutto questo processo potendo portare la deformazione ultima a valori 4-5 volte maggiori di quella in assenza di confinamento.
Se, quindi, il sisma richiederà a tutti i pilastri afferenti ad un generico impalcato uno spostamento pari a 4 volte quello determinato con l'analisi condotta col beneficio del q, allora tutti quei pilastri sufficientemente duttili da poter consentire tale spostamento lo faranno, mentre quelli che per errore di fornitura hanno duttilita inferiore a quella richiesta subiranno la rottura. Non importa se sono maggiormente resistenti poiche tale resistenza sara chiamata in causa ed esaurite le risorse duttili si romperanno.
saluti
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Aggiungo un link ad un esempio che ho analizzato (spero non ci siano errori altrimenti Afazio mi sbrana...)
http://www.box.net/shared/t84ahf8bs0 (http://www.box.net/shared/t84ahf8bs0)
Ottimo. Questa e' la risposta al quesito iniziale, e cioè, nel caso in cui per un qualche motivo si variasse la resistenza del cls reale, non si puo' pensare di ricorrere ad artifizi basati sulla magia del "pensa un numero maggiore di dieci ed allora certamente quello sarà maggiore di cinque", ma condurre i calcoli della duttilità assunta nella configurazione variata (tenendo anche conto dello sforzo normale) e verificare che sia rispettata la condizione imposta da norma sulla duttilita di curvatura.
Assumere in maniera cosi arbitraria che le differenze accettabili sono quelle con scarto inferiore al 5% non è certamente assunzione accettabile.
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:mmm: salute a tutti.
Siccome vorrei mettere in condizioni afazio di muovere in modo compiuto le proprie controdeduzioni,
al documento già postato:
http://www.box.net/shared/cdz51etlkg (http://www.box.net/shared/cdz51etlkg)
aggiungo per completezza il riferimento alla nota 3-a (in cui mi pare si attingano risultanze che valgono per il non confinato):
http://www.box.net/shared/1oonyn6lnk (http://www.box.net/shared/1oonyn6lnk)
Io continuo a leggere curioso.
:-\
scarico i documenti, lunedi li stampo e li leggo.
grazie
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scarico i documenti, lunedi li stampo e li leggo.
grazie
Prego,
ma a questo punto mi pare pleonastico.
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Vorrei aggiungere un solo dato, relativo all'esempio che ho pocanzi pubblicato. A fronte di una perdita di duttilità del 10% circa (passando da Rck 30 ad Rck 40) ho un aumento di resistenza del 26% (rapporto tra le fck confinate). Quindi mi pare evidente che, a meno di analisi più accurate e magari su una casistica più estesa, la norma sia a favore di sicurezza nel caso in cui in cantiere il calcestruzzo venga fornito con una classe superiore rispetto quanto prescitto (così come era auspicabile che fosse).
Ciao.
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se invece il confronto si fa in termini di rotazioni (o meglio curvatura) si ha perfetta coincidenza numerica: Chi = 0.22.
ancora meglio dunque.
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Vorrei aggiungere un solo dato, relativo all'esempio che ho pocanzi pubblicato. A fronte di una perdita di duttilità del 10% circa (passando da Rck 30 ad Rck 40) ho un aumento di resistenza del 26% (rapporto tra le fck confinate). Quindi mi pare evidente che, a meno di analisi più accurate e magari su una casistica più estesa, la norma sia a favore di sicurezza nel caso in cui in cantiere il calcestruzzo venga fornito con una classe superiore rispetto quanto prescitto (così come era auspicabile che fosse).
Ciao.
(errore di quote scusate )
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Aggiungo un link ad un esempio che ho analizzato (spero non ci siano errori altrimenti Afazio mi sbrana...)
http://www.box.net/shared/t84ahf8bs0 (http://www.box.net/shared/t84ahf8bs0)
alberto non mi tornano due piccole cose nei tuoi conti (che non inficiano comunque i ragionamenti sui risultati fatti): alfan e il volume delle staffe.
puoi per favore esplicitarne il calcolo?
grazie
-
PS
Mc Laren, questo è un forum in cui si discute, non una gara con un vincitore.
Non ho capito chi sarebbe quello che entra di nascosto. Io al momento spero che nessuno vada via da questo forum e molti sono d'accordo con me.
Si e vero Magist..!
Anche io non voglio che nessuno vada via da questo forum, e per confermare questa basta che andiamo da il mio post che ho fatto per il benvenutto di "Olisfera". Sono stato troppo contento quando siamo fatti 1000 users.
Lo condivido questo "non una gara con un vincitore", perche prima che io avessi messo il "punto", é stato un altro che ha detto che noi non sapiamo un cazz.... (questo si che è il punto finale).
Solo uno puo mettere il punto finale, e lui è il PADRE NOSTRO..!
-
Si e vero Magist..!
Anche io non voglio che nessuno vada via da questo forum, e per confermare questa basta che andiamo da il mio post che ho fatto per il benvenutto di "Olisfera". Sono stato troppo contento quando siamo fatti 1000 users.
Lo condivido questo "non una gara con un vincitore", perche prima che io avessi messo il "punto", é stato un altro che ha detto che noi non sapiamo un cazz.... (questo si che è il punto finale).
Solo uno puo mettere il punto finale, e lui è il PADRE NOSTRO..!
ho riletto gli interventi, non riesco a trovare il punto a cui fai riferimento, in compenso ho trovato tanti altri punti e puntini che ti sono sfuggiti, non inseriti dal nostro padre.
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Si e vero Magist..!
Anche io non voglio che nessuno vada via da questo forum, e per confermare questa basta che andiamo da il mio post che ho fatto per il benvenutto di "Olisfera". Sono stato troppo contento quando siamo fatti 1000 users.
Lo condivido questo "non una gara con un vincitore", perche prima che io avessi messo il "punto", é stato un altro che ha detto che noi non sapiamo un cazz.... (questo si che è il punto finale).
Solo uno puo mettere il punto finale, e lui è il PADRE NOSTRO..!
e' inevitabile che ovunque io vada in questo mare non trovi puntualmente l'imbecille. La cosa spettacolare in questo caso e' che ne ho trovato uno internazionale.
mi fa piacere che hai stato il contento allo utente (user? ) nummero mille (number sput sput), ma quando te ne vai educatamente affanculo?
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Si e vero Magist..!
Anche io non voglio che nessuno vada via da questo forum, e per confermare questa basta che andiamo da il mio post che ho fatto per il benvenutto di "Olisfera". Sono stato troppo contento quando siamo fatti 1000 users.
Lo condivido questo "non una gara con un vincitore", perche prima che io avessi messo il "punto", é stato un altro che ha detto che noi non sapiamo un cazz.... (questo si che è il punto finale).
Solo uno puo mettere il punto finale, e lui è il PADRE NOSTRO..!
e dimmi una cosa, imbecillotto estralarge, quando avrei scritto che voi non ne capite un cazzo?
Semmai avessi perso la ragione avrei potuto dire che TU non ne capisci proprio un cazzo e non altri.
IMbecille.
-
Vedo che il mio consiglio di mantenere i toni pacati e' stato mantenuto. Offese reciproche ed altro che col topic non c'entra nulla. Benissimo, chiudo il tutto.
La discussione continua in questo post:
http://ingegneriaforum.it/index.php?topic=668.0 (http://ingegneriaforum.it/index.php?topic=668.0)