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A dire il vero gli autovalori di cui discorriamo sono quella della matrice D (dinamica) e non della matrice K (matrice delle rigidezze).
La matrice dinamica D è pari a M-1*K
Dove M è la matrice delle masse (generalmente una matrice quadrata della stessa ampiezza di K con elementi, le masse, sulla diagonale). -
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Io però manicotti di ghiaccio non ne vedo nei conduttori.
Se ci fossero stati dei manicotti di ghiaccio, probabilmente a seguito dei crolli dei tralicci, questi sarebbero anche "saltati" via.
Però se hai manicotti nei conduttori mi aspetto di trovarne anche nei tralicci.
Invece anche quelli integri pare non ne abbiano.
Io penso che sia stato solamente il vento a farli cadere. Penso anche che l'azione trasversale dei conduttori in corrispondenza delle deviazioni di tracciato avrà contribuito.
Inoltre vedo sempre questi tralicci con un certo scetticismo. La quasi totale mancanza di controventi orizzontali nelle sezioni le rende assai sensibili alla instabilità. Perdendo la forma, le sollecitazioni sugli angolari di spigolo impazziscono. -
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Nella figura sottostante, un mio esempio di carpenteria di muro divisorio all'interno di un capannone da 6.50 m di altezza circa. 
Come vedi il muro è stato "intelaiato" con pilastri verticali e travi orizzontali in modo da avere specchi di tamponatura non superiore ad una certa superficie (ho un vago ricordo di normativa precedente che limitava le specchiature di tamponatura ad xx m², ma al momento mi sfugge sia il riferimento alla norma sia la superficie massima).
Il tramezzo è stato verificato al ribaltamento con le azioni sismiche di spettro del posto (ero interno ad una struttura chiusa, quindi niente vento, ma in alcune normative non italiane anche per queste situazioni si impone una spinta del vento, seppur minore di quella agente su un tramezzo esterno), considerando la massima accelerazione possibile (quella tra Tb e Tc).
Quindi verifica a ribaltamento che mi ha generano una determinata larghezza della fondazione.
Il tutto realizzato rompendo il pavimento industriale con disdoro del committente che pensava di mettere qualche blocco uno sull'altro ed amen. -
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Ok, ragioniamo con i numeri così non ci perdiamo in discussioni "semantiche"
CASO 1:
Domanda a taglio da analisi q=1.5: 1000
Domanda a taglio da "elementi duttili": 1500
La prescrizione "la domanda non deve superare quella da elementi duttili" mi fa scegliere senza dubbio il taglio da q=1.5 ovvero il valore 1000 (perchè la norma, per come è scritta, prima ti fa calcolare il taglio q=1.5 e solamente dopo devi controllare che non superi il taglio "duttile", quindi se il taglio q=1.5 è minore del "taglio duttile" prendi certamente taglio q=1.5).
CASO 2:
Domanda a taglio da analisi q=1.5: 1500
Domanda a taglio da "elementi duttili": 1000
La prescrizione "la domanda non deve superare quella da elementi duttili" mi fa scegliere proprio quest'ultimo valore, ovvero 1000.
In entrambi i casi ho scelto il minimo valore.
(Intanto che scrivevo il primo messaggio anche io avevo scritto di prendere il massimo, poi però mi ero corretto) -
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Avendo operato per lungo tempo su edilizia industriale in cui le attività da implementare all'interno sono quasi sempre soggette a parere preventivo dei Vigili del fuoco, mi chiamano spesso per relazionare sulla resistenza al fuoco delle strutture.
Nel tempo, pur non avendo mai fatto specifica progettazione antincendio (sono comunque iscritto all'elenco dei professionisti antincendio del ministero), mi sono fatto una discreta esperienza, per cui riesco a spaziare dalle verifiche tabellari e quelle analitiche senza troppi problemi.
Stavolta, rispetto al solito capannone in c.a. e c.a.p. oppure alla struttura in acciaio, mi arriva da certificare una struttura in muratura esistente, la cui struttura portante è realizzata in conci squadrati di calcare.
Ero andato tranquillo a consultare il DM 16/02/2007 nella parte delle tabelle convinto di trovare risposta alle mie necessità.
Ma mi ritrovo solamente con tabelle di pareti "non portanti" con cui posso solamente definire le caratteristiche "EI" e non "R" (non essendo portanti!). Inoltre mai il caso di una muratura in conci "naturali", si trova il laterizio, il calcestruzzo, il calcestruzzo alleggerito, ecc.
Da una rapida ricerca in rete trovo quel che pareva facesse al caso mio. Eurocodice 6 Parte 1-2 progettazione delle strutture in muratura sotto incendio.
Quindi mi "fiondo" sull'allegato C (ho la versione in inglese, ma alla fine sono un mare di formule) nel tentativo di raccapezzarmi nel mare di formule "annidate" che, come tutti gli altri Eurocodici, il 6 non ci lesina.
Dopo mezz'oretta di studio, un foglio elettronico larvale per disboscare le formule, mi accorgo che anche in questo caso la muratura "naturale" non è affatto contemplata. Si parla di mattoni pieni in laterizio, in calcestruzzo, in calcio silicato (muratura che costerà un occhio della testa immagino), e niente altro.
In più le formule sono pressochè inutilizzabili in quanto alcuni coefficienti non vengono nemmeno numerizzati, perchè dovrebbero essere ricavati sperimentalmente, oppure i numerelli dovrebbero essere inseriti negli annessi nazionali (ho controllato, negli annessi nazionali questi coefficienti che mancano non vengono minimamente menzionati).
Quindi con le pive nel sacco mi ero ritirato in buon ordine pensando comunque di utilizzare le tabella per le murature non portanti del DM 16/02/2007, prendendo le misure più restrittive ed amen.
Ed invece, come fu e come non fu, con una ultima ricerca in internet trovo la circolare n. 1968 del 15/02/2008 del Dipartimento dei vigili del fuoco, che, proprio per colmare il vuoto in cui io ero caduto, mi da una tabella con i valori per risolvere la questione.
Mi piace condividerla con voi. E' in allegato a questo post. -
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E' quanto dice la Normativa.
Non ha senso, ma è così.
Probabilmente un refuso dal vecchio DM88 sulle fondazioni non agli SLU ma alle TA.
Accade assai spesso che il carico di prova superi il carico SLU. Bisogna vedere se non supera anche anche il carico limite del palo.
Sei in questo caso? -
Resistenza nei confronti di sollecitazioni taglianti di elementi con armature trasversali resistenti al taglio - Frigidarium.Il "secondo me" deriva dall'averlo letto da qualche parte, se sì mi diresti dove lo trovo, oppure così a sentimento?
Non ho ancora riaperto il libro dell'università su cui si affrontava la questione, ma ho ricordo di un traliccio disegnato con bielle inclinate tutte uguali, figlio molto probabilmente dell'ipotesi di staffatura uniforme lungo tutto lo sviluppo della trave.
Grazie.
A me pare di averti risposto direttamente nel mio precedente messaggio.
Quando nel 2008 è uscita fuori la necessità di adoperare le formule taglio-staffa / taglio-biella dettate dalla normativa, c'è stato un ampio dibattito se considerare un valore del cotg(teta)=1.0 o 1.20 o 1.40, ecc.
Ha "vinto" la linea di pensiero che alla trave non importa in fico secco del valore imposto da te, ma che a rottura la trave troverebbe un equilibrio per cui il taglio-staffa equilibra perfettamente il taglio-biella. Ovviamente questo fino al valore limite imposto dalla normativa per il valore di cotg(teta) di 2.5.
Anche tutti i software che conosco (anche qualche foglio elettronico qui pubblicato) perseguono questa strada. Ovvero determinano il cotg(teta) in modo che le formule [4.1.27] e [4.1.28] diano lo stesso valore del taglio resistente.
Questo significa che se lungo la trave io modifico il passo e/o il diametro delle staffe, modifico il valore fornito dalla [4.1.27] e quindi per forza di cose otterrei un valore del cotg(teta) diverso lungo lo sviluppo della trave. -
.Dai saggi inoltre venne fuori che il calcestruzzo nei "travetti" non era stato colato bene lasciando svariati vuoti tra esso e i laterizi.
E' quello che accadeva sempre nel caso dei solai gettati in opera.
In pratica una volta posizionate tutte le pignatte venivano inserite le barre inferiori di armatura dei travetti.
Per gravità è chiaro che tali barre, senza distanziatori alcuno, andavano a finire sul fondo del travetto a contatto con il laterizio.
Una volta fatto il getto, con gli inerti di grandezza buoni per le travi, ma non certo per travettini da 8 cm, il risultato era che non solo si formavano i vuoti all'interno del travetto, ma le barre inferiori del travetto non venivano nemmeno circondate per intero dal calcestruzzo.
Ebbene si, nelle raccomandazione dei solaisti era previsto che gli operai in fase di getto, con un ferretto ad uncino dovevano prendere il ferro inferiore e sollevarlo all'interno del getto ancora fresco in modo da farlo circondare dal calcestruzzo. Ma una tale operazione, affidata alla buona volontà del mastro di turno, senza alcun riscontro visivo della bontà dell'operazione, si capisce bene che ancorchè venisse fatta, non sempre si poteva considerare ben fatta.
Il risultato è che quanto le pignatte scoppiano per la dilatazione delle armature ossidate, pare che si sia staccato anche porzione del copriferro in cls. Ma in realtà in tantissimi casi questo copriferro, nei fatti, non c'è mai stato. -
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Questo ad esempio è uno degli schemi di solaio in latero cemento che generalmente inserisco nei miei progetti (ovviamente non è sempre uguale, ma cambia in base a spessori, tipologie differenti, ecc.). 
Come vedi è in scala 1:10 e mi pare che tutto quanto vi è presente abbia la giusta grandezza per essere quotato, descritto, letto.
Chi vuol leggerlo, lo può leggere. Non può avere scuse.
Se non lo legge, buon per lui, vuol dire che ha le idee chiarissime e sa cosa deve fare.
Se non lo legge perchè ha problemi di presbiopia bastano un paio di occhiali in farmacia. -
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Ricordavo che nelle NTC 2018 (e le NTC2008 prima di loro) imponessero la scala 1:50 per le carpenterie e distinte armature dei c.a.
Ma rileggendo le une e le altre non ho più ritrovato quanto pensavo di ricordare.
Di sicuro nell'ambito dei lavori pubblici il progetto strutturale "esecutivo" va redatto a quella scala minima (1:50)
Ovviamente se fai i dettagli di aggancio degli elementi di una struttura metallica la scala 1:10 è la minimissima che puoi usare, con la scala 1:5 "regina" e magari puoi spingerti fino alla 1:2
P.S. alla fine ricordavo bene. Cercavo però nei posti sbagliati. L'obbligo della scala 1:50 viene sancito nelle circolari per carpenterie, profili e sezioni -
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Riprendo questa "mini" discussione che quasi mi era sfuggita 2 anni fa.
Trovandomi anche io nella condizione di dovere/non dovere utilizzare i tubfix, concordo assolutamente con il pensiero di quattropassi.
Intanto, qualsiasi impresa di realizzazione pali ha deciso che il tubfix è sinonimo di "micropalo". E "micropalo" per l'esecutore è semplicemente un palo di piccolo diametro (inferiore a 250 mm).
Infatti quando nomino il "tubfix" arriva l'esecutore e mi dice: ma invece della camicia, ingegnere, perchè non mettiamo un profilo metallico? (Generalmente la proposta è un HEA120-140 in un palo Ø200 mm). Ovvero non hanno mai fatto un palo "tubfix".
Che comunque nel cielo ci sia molta confusione in merito alla tecnologia "tubfix" non ci piove.
Come al solito, cercando di documentarsi su internet (ma ho consultato anche qualche testo di geotecnica specifico) si arriva a decine di slide universitarie tutte con gli stessi disegnini, tutte con le stesse fasi di realizzazione del palo in questione, tutte con informazioni riprese dalla stessa (lacunosa) fonte.
Idem posso dire dei siti di realizzatori di opere geotecniche (che a loro volta copiano le slide universitarie).
In definitiva le fasi di realizzazione sarebbero queste:
1) Faccio il buco
2) Metto la camicia (che lungo il fusto ha delle valvole a tenuta che si rompono oltre una certa pressione. Generalmente le valvole hanno un interasse di 50 cm, e non necessariamente sono presenti per l'intera lunghezza della camicia)
3) Inietto in pressione boiacca di cemento in modo che essa esca dalla punta in fondo della camicia e poi rifluisca via via verso l'alto lungo l'intercapedine tra camicia e foro.
(E qui il primo irrisolto problema - almeno nelle slide: come metto in pressione la boiacca? Vuol dire che devo mettere un tappo lungo il fusto della camicia in prossimità della punta, in modo da creare una camera che possa andare in pressione e lì infilare la boiacca? Uno stantuffo che a "siringa" comprima la boiacca inserita all'interno della camicia? Nessun accenno su questi apprestamenti da nessuna parte).
4) Aspetto la maturazione di questa boiacca.
5) A boiacca indurita provvedo ad iniettare calcestruzzo in pressione facendo rompere la valvola più profonda (al solito, senza un tappo non si va da nessuna parte).
In questo modo la pressione del calcestruzzo rompe il sottile strato di boiacca precedentemente formatasi, e genera lo "sbulbamento" attorno al diametro della camicia. La boiacca al di sopra della valvola impedisce che il calcestruzzo in pressione vada verso l'alto, ma abbia solamente una espansione "radiale".
5) Aspetto la maturazione di questo primo sbulbamento;
6) Ripeto l'operazione per le valvole 50 cm più su (ovviamente spostando il tappo verso l'alto - sempre informazione, questa, mancante);
Procedo infine n volte a ripetere le operazioni 5 e 6, fino arrivare all'ultima valvola sul fusto. Quindi tappo il tutto con cls arrivando al piano di campagna.
Un giorno? Onestamente, dovessero essere queste le vere operazioni da porre in atto, mi pare assai poco.
Da qui la poca voglia degli esecutori di realizzare pali con la tecnica tubfix.
Aggiungo anche che ho avuto non poca difficoltà a reperire fornitori dei suddetti tubi.
Ovviamente l'effetto di sbulbatura aumenta la portanza verticale del palo tubfix rispetto ad un normale palo di uguale diametro (di partenza).
Il lavoro dove dovrei provvedere ad inserire i pali tubfix è ancora in fase di progettazione. Ma ho dei vincoli geometrici sul luogo dove riuscire a far arrivare la trivella, e quindi il palo può essere solamente di diametro piccolo, ma a quel punto, tradizionale, non avrebbe la portata necessaria. Con la soluzione tubfix si. Ma dubito di trovare maestranze che vogliano imbarcarsi nella loro realizzazione. -
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Molti programmi su strutture in muratura ho visto che procedono alla verifica del cordolo (quando in c.a.) e generano anche le distinte delle armature.
Quale criterio applichino onestamente non saprei.
Andiamoci alla "fimminina".
Immaginiamo che tu abbia una struttura monopiano. Che le murature portanti generino un reticolo in direzione X ed Y. Che tu abbia messo il cordolo in entrambe le direzioni. Che tu non abbia solai rigidi (una copertura in legno, acciaio, ecc.)
A favorissimo di sicurezza un tratto di cordolo, da muro ortogonale a muro ortogonale, può essere considerato come una trave appoggiata (o incastrata) agli estremi e soggetta al carico orizzontale dovuto alla massa di metà del pannello in altezza.
Se conosci il primo modo di vibrare di tutta la struttura conoscerai tramite spettro il valore di ag/g e quindi il valore del carico sul cordolo. Una semplice verifica a flessione quindi ti risolve il tutto.
Dico a favorissimo di sicurezza poichè in questo modo stai del tutto trascurando la resistenza del pannello murario che in cordolo "vincola" affidando tutta l'azione sismica al solo cordolo. -
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Immagino che Fred15 sia uno studente che per la prima volta si stia approcciando alle verifiche strutturali.
Avrà fatto la verifica del pilastro: ha deciso le armature, ha fatto la verifica di resistenza ed il tutto "sembra" funzionare.
Ed invece si è imbattuto in regole geometriche che esulano dalla semplice verifica di resistenza.
Fred15 avrebbe dovuto fare al contrario. Prima andare a controllare cosa la norma indica come minimi (in termini di armature minime longitudinali e trasversali, numero barre, interassi massimi, ecc.).
Definite queste "bazzecole" procedere quindi anche alle verifiche di resistenza, aumentando se serve il diametro inizialmente scelto, oppure aggiungendo qualche ulteriore barra.
Ha ragione Salvatore, le NTC2008 non hanno più alcuna validità (tranne per la definizione dell'azione sismica in base alle tabelle del suo Allegato B). Scordatele.
Nel tuo caso il pilastro 70x30 cm non ce la fa per pochissimi millimetri a rispettare la prescrizione (in CD "B" con interasse delle barre da 20 cm arrivi a 60 cm complessivi e se vi aggiungi 5 cm per parte hai i 70 cm di pilastro. Peccato che tu con 3 cm di copriferro, 8 mm di staffa e 1 cm di semidiametro delle barre in angolo arrivi a 4.8 cm.....mannaggia!).
La soluzione? O aumenti il copriferro a 3.5 cm, oppure aggiungi una ulteriore barra sul lato lungo.
Se non fai una di queste 2 cose non sei rispettoso della norma. -
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Non capendo nulla di Legge 10 et similia probabilmente intervengo a capocchia.
Immagino che sia la norma, un po' come con le strutture o con altro, che indica qualcosa del genere:
"Se intervieni su un elemento, allora questo deve rispettare una serie di requisiti massimi e minimi. Se invece non tocchi nulla non devi preoccuparti di niente"
Più o meno la stessa cosa capita in ambito strutturale oppure, mi sovviene, per la sicurezza in copertura. -
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Una ipotesi, da prendere con le molle:
non sempre nei testi viene rispettata la convenzione per cui momenti Mx sono momenti con "asse" X. A volte il momento Mx viene definito come quello derivante da azioni in direzione X (con la convenzione "asse" sarebbe un momento My).
Da qui la probabile confusione che tu possa fare nei testi che vai leggendo.
Comunque sia, una differenza del 10% nel momento, come ti ha fatto notare afazio, non mi pare del tutto "trascurabile". Il mio suggerimento è quello di considerare tutte le armature effettivamente presenti nel pilastro. Perchè ogni contributo è ben accetto, pur sapendo che in questo modo hai un onere computazionale in più.
Come tu stesso hai correttamente osservato le armature meno interne, con meno braccio, poco apportano al momento resistente, ma sempre qualcosa è.
@afazio: noto nel caso delle barre in parete che il momento con fibre compresse inferiori è differente da quello con fibre compresse superiori. Dovuto ad asimmetria di inserimento nelle barre in parete, oppure c'è qualche errore nel foglio?
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