Per calcolare l’analisi dei carichi del solaio abbiamo considerato una porzione di solaio larga 1 metro e profonda 1 metro:
Abbiamo iniziato con i carichi permanenti G1 che consistono in soletta in cemento armato, pignatte di alleggerimento e travetto in cemento armato.Dopo abbiamo calcolato i carichi G2 composti da G’2 cioè i carichi non strutturali definiti del solaio che consistono nell’isolante nel massetto e nell’intonaco, e G’’2 che consistono nei carichi non strutturali indefiniti cioè il pavimento.
Ai carichi G2 abbiamo aggiunto l’incidenza dei tramezzi che si calcola a seconda della composizione del tramezzo, una volta calcolato il peso del tramezzo 4.6 KN/m; nelle NTC vediamo che il peso calcolato corrisponde ad un incidenza sul solaio di 2 KN/m.
Il nostro edificio ha destinazione d’uso di civile abitazione quindi ilcarico accidentale Q da inserire da prontuario è di 2 KN/m; in corrispondenza dei balconi, delle scale e del pianerotto si assume 4 KN/m; mentre per le coperture non praticabili 0.5 KN/m.
Inoltre nei balconi e nelle coperture abbiamo aggiunto il carico della neve:
qs= μi *Ce *Ct *qsk dove: μi = 0.8 (per coperture con falde da 0° a 30°)
Ce= 1
Ct= 1
qsk= 0.8 KN/mq (per Roma per altitudini sotto i 200m)
qs= 0.6*1*1*0.8= 0.48 KN/mq
tale valore l'abbiamo moltiplicato per ψ0= 0.5 quindi:
qs=0.48*0.5 = 0.24 KN/mq
Abbiamo calcolato il peso del parapetto, che andrà aggiunto come forza puntuale nei sbalzi dei balconi
Abbiamo inoltre calcolato il peso delle tamponature (a cui è stata tolta un 20% per le bucature) e del parapetto di copertura; che non saranno necessari nella progettazione dei solai, poichè non incidono sul solaio ma sulle travi perimetrali.
Una volta calcolati i pesi dei differenti carichi G1-G2-Q si sono effettuate le combinazioni di carico per effettuare l'analisi delle sollecitazioni ad ogni piano per ogni fascia di solaio.
SOLAIO CONTROTERRA
Per il solaio controterra abbiamo:
-la fascia A = C hanno lo stesso schema strutturale a 3 campate di luce 5m e carichi agenti;
-la fascia B è uguale per quanto riguarda lo schema strutturale, a 3 campate di luce 5m, ma ha un carico accidentale Q differente nell'ultima campata poiché ci sono le scale.
In corrispondenza delle travi di bordo è stato aggiunto un momento di semincastro pari a M= P*L^2/16
Le combinazioni di carico sono uguali per le Fasce A, B e C; cambierànno solo i carichi G2 e Q come detto in precedenza.
SOLAIO INTERPIANO
Per il solaio interpiano abbiamo:
-la fascia A = C hanno lo stesso schema strutturale a 3 campate di luce 5m più uno sbalzo di 2m, e carichi agenti ( nell'ultimo tratto, quello dello sbalzo, non si considerano nei carichi non strutturali i tramezzi, non essendoci, il carico accidentale è maggiore perché considerato per affollamento (4) e si aggiunge il carico della neve, ci sarà anche una forza concentrata corrispondente al carico del parapetto)
-la fascia B1 ha lo schema strutturale a 2 campate di luce 5m
-la fascia B2 ha lo schema strutturale a 1 campate di luce 4 m (in cui non si considerano nei carichi non strutturali i tramezzi, non essendoci, il carico accidentale è maggiore perché considerato per affollamento (4))
-lo sbalzo del balcone ha lo schema strutturale di una mensola di luce 2m e caicchi agenti (in cui non si considerano nei carichi non strutturali i tramezzi, non essendoci, il carico accidentale è maggiore perché considerato per affollamento (4) e si aggiunge il carico della neve, e ci sarà anche una forza concentrata corrispondente al carico del parapetto)
In corrispondenza delle travi di bordo (dove non è presente lo sbalzo) è stato aggiunto un momento di semincastro pari a
M= P*L^2/16
FASCIA A=C
FASCIA B1
FASCIA B2
SBALZO 1 = SBALZO 2
SOLAIO COPERTURA
Per il solaio controterra abbiamo:
-la fascia A =B = C hanno lo stesso schema strutturale a 3 campate di luce 5m e carichi agenti (in cui non si considerano nei carichi non strutturali i tramezzi, non essendoci, ma il carico accidentale è minore rispetto agli altri casi (0,5) a cui si aggiunge il carico della neve)
Riportiamo i passaggi effettuati per il dimensionamento delle armature per la fascia A di solaio del piano controterra; gli stessi passaggi sono poi stati ripetuti per tutti gli altri solai e piani.
Abbiamo effettuato l'analisi con il SAP da cui abbiamo preso i diagrammi d'inviluppo di momento e taglio.
abbiamo quindi effettuato la traslazione del momento di un valore pari a = d*0.9
dove l'altezza utile del solaio: d = h - d' dove: h= 240mm (altezza del solaio)
=240-30 = 210 d' = 30mm (copriferro minimo)
quindi traslazione = 210*0.9 = 189
si passa allora al dimensionamento delle armature:
bisogna progettare le armature in campata e in appoggio (dove si dimensiona sia la parte superiore, tesa, che la parte inferiore, compressa)
per ogni punto si deve calcolare l'As,req , armatura richiesta (il calcolo sarà diverso per l'armatura tesa e per l'armatura compressa
armatura tesa: As,req( t) = M/(0.9*d*fyd) in campata M, ricavato dal sap, dovrà essere maggiore di un Mmin
Mmin = (P*L2)/16 dove: P = (G1*1.3)+(G2*1.5)+(Q*1.5)
se M fosse minore si prende per il calcolo dell'armatura Mmin
armatura compressa: As,req( c) = T/fyd
in entrambe i casi si deve avere As,req > As,min dove:
As,min=0.26*(fctm/fyk)*bt*d > 0.0013*bt*d dove: fctm = 0.3*(fck)2/3 = 0.3*282/3 = 2.7 N/mm2 fyk = 450 N/mm2 d = 210 mm bt = 200 mm (in campata) = 1000 mm (in appoggio)
si verifica quindi che l'armatura richiesta sia maggiore dell'armatura minima se così non fosse consideriamo l'armatura minima
si decidono quindi i ferri da adottare per soddisfare l'armatura
una volta decisa l'armatura si avrà un As,prov da cui si ricava Mres= As,prov*0.9*d*fyd che va a soddisfare il nostro Momento
tenendo conto che a seconda del ferro si avrà la lunghezza di ancoraggio
per una lunghezza maggiore ai 12 m allora si inseriranno due ferri più corti che si sovrappongono, nel punto di momento minore (inferiormente in appoggio, superiormente in campata)
L0 = La *1.5
si vanno quindi a disegnare le armature progettate
abbiamo poi effettuato la verifica a taglio in corrispondenza degli appoggi per il progetto delle fasce piene
VRd > VEd
(0.18*k*(100*ρt*fck)1/3/γc+0.15*σcp)*bw*d ≥ (vmin + 0.15*σcp)*bw*d dove: k = 1+(200/d)1/2 ≤ 2
ρt = Asl/(bw*d)
γc = 1,5
σcp= N/A σcp=0 in assenza di sforzo normale vmin = 0.035*k2/3*fck1/2
x = ((As*fyd)/(0.8*b*fcd) dove: b=1000 in appoggio
b=beff*2 in campata dove: beff < i altrimenti si prende i
beff=2*beff1+bw
dove: i=500
bw=100
beff1=0.5*(i-bw)+0.1*l0
l0=0.85*l
una volta trovato il valore di x bisogna verificare che
k = x/d < εcu/(εcu+εyd) dove: εyd=fyd/Es Es =200000 εcu=0.0035
bisogna inoltre verificare la percentuale critica d'armatura:
μS < 0.37 dove: μS = (As*fyd)/(b*d*fcd)
STATO LIMITE D'ESERCIZIO - TENSIONI DEI MATERIALI (RARA)
seguendo le norme tecniche si rieffettuano le combinazioni di carico per lo stato limite d'esercizio per la verifica delle tensioni dei materiali in cui si utilizza:
-la combinazione di carico caratteristica (rara)
G1+G2+Q11*ψ01+Q12*ψ02 dove: Q11 è il carico accidentale per ambienti ad uso residenziale
Q12 è il carico accidentale dovuto alla neve
ψ01=0.7, ψ02=0.5i coefficienti per cui moltiplicare i carichi nelle combinazioni di carico
si trasla il momento, come in precedenza, pari a d*0.9=189mm
una volta ricavati i diagrammi su utilizzano i valori dei momenti per calcolare:
σc = M*y/ I*G dove: I*G = (b*y3/3)+n*A's*(y-d')2+n*As*(d-y)2 dove: n=Es/Ec ma si prende: n=15
σs = n*M*(d-y)/ I*G y si trova attraverso il momento statico S*n=0
S*n=(b*y2/2)+n*A's*(y-d')-n*As*(d-y)
e abbiamo verificato che:
σc < 0.60*fck (in appoggio)
σc < 0.60*0.8*fck (in campata)
σs < 0.8*fyk
-la combinazione di carico quasi permanente
G1+G2+Q11*ψ21+Q12*ψ22 dove: Q11 è il carico accidentale per ambienti ad uso residenziale
Q12 è il carico accidentale dovuto alla neve
ψ21=0.3, ψ22=0.0i coefficienti per cui moltiplicare i carichi nelle combinazioni di carico
si trasla il momento, come in precedenza, pari a d*0.9=189mm
una volta ricavati i diagrammi su utilizzano i valori dei momenti per calcolare:
σc = M*y/ I*G dove: I*G = (b*y3/3)+n*A's*(y-d')2+n*As*(d-y)2 dove: n=Es/Ec ma si prende: n=15
σs = n*M*(d-y)/ I*G y si trova attraverso il momento statico S*n=0
S*n=(b*y2/2)+n*A's*(y-d')-n*As*(d-y)
e abbiamo verificato che:
σc < 0.45*fck (in appoggio)
σc < 0.45*0.8*fck (in campata)
STATO LIMITE D'ESERCIZIO - STATO LIMITE DI FESSURAZIONE (FREQUENTE)
seguendo le norme tecniche si rieffettuano le combinazioni di carico per lo stato limite d'esercizio per la verifica delle tensioni dei materiali in cui si utilizza:
-la combinazione di carico frequente
G1+G2+Q11*ψ11+Q12*ψ12 dove: Q11 è il carico accidentale per ambienti ad uso residenziale
Q12 è il carico accidentale dovuto alla neve
ψ11=0.5, ψ12=0.2i coefficienti per cui moltiplicare i carichi nelle combinazioni di carico
si trasla il momento, come in precedenza, pari a d*0.9=189mm
una volta ricavati i diagrammi su utilizzano i valori dei momenti per calcolare:
σc = M*y/ I*G dove: I*G = (b*y3/3)+n*A's*(y-d')2+n*As*(d-y)2 dove: n=Es/Ec ma si prende: n=15
σs = n*M*(d-y)/ I*G y si trova attraverso il momento statico S*n=0
S*n=(b*y2/2)+n*A's*(y-d')-n*As*(d-y)
una volta calcolate le tensioni abbiamo verificato che:
σs < σs(Φ,wk)
CONTROLLO DELLE DEFORMAZIONI:
abbiamo infine effettuato il controllo delle deformazioni
si calcola la snellezza:
λ =l/d
per cui bisogna verificare che:
λ ≤ λlim
λlim ≤ K (11+ (0.0015*fck/(ρ+ρ'))(500*Aseff/fyk*Ascalc) dove: K=1.3
ρ=As/b*d
ρ'=0
Aseff=Aprov Ascalc=Asreq
abbiamo un dubbio nella modellazione del telaio in SAP:
dobbiamo definire la sezione delle travi a T, quindi con la dimensione della fascia piena a dx e a sx, per poter determinare la sezione in cemento siamo andate su
Define ->Section Properties-> Frame Section -> Add New Property-> nel menù a tendina Other-> Section Designer
abbiamo quindi disegnato con il comando "Draw Polygon Shape" la trave 30x50 con le fasce piene da 38 a sx e 15 a dx
però quando la andiamo ad assegnare nel modello la vediamo cava, è corretto? o abbiamo sbagliato qualche passaggio?
DUBBIO SULL'INSERIMENTO DEI CARICHI DEL TELAIO IN SAP
Stiamo effettuando lo studio del telaio e nella modellazione in SAP dopo aver inserito i carichi delle travi abbiamo inserito il preso proprio dei pilastri come forza puntuale alla base del pilastro ad ogni livello, volevamo sapere se il procedimento è corretto e va eseguito lo stesso per i setti dell'ascensore o non è necessario in fase di predimensionamento del telaio?
grazie
Volevamo sapere se per i pilastri bisognava effettuare la verifica allo stato limite d'esercizio?
perchè abbiamo visto che nel libro di progettazione sismica di edifici in calcestruzzo armato per i pilastri non viene effettuata.
un altro dubbio nella verifica di resistenza NODO TRAVE-PILASTRO
per quanto riguarda i nodi interni ci troviamo nella situazione in cui in direzione X convergono nel pilastro a sinistra una trave alta 50 cm e a destra una trave da 35 cm,
avendo altezze diverse abbiamo armature inferiori differenti (ad esempio 2Φ14 + 1Φ16 nella trave da 50 e 2Φ14 nella trave da 35) che andranno quindi ancorate nel nodo secondo le prescrizioni.
andando ad effettuare i calcoli per la verifica a resistenza la norma dice che:
in cui As1 è l'armatura della trave al lembo superiore
As2 è l'armatura della trave al lembo inferiore
ci chiedevamo quindi se era giusto, avendo armature inferiori differenti nelle due travi, nel calcolo come As2 andare a considerare la sommatoria delle aree delle due armature inferiori?
stiamo effettuando la progettazione del setto
abbiamo effettuato il setto con una shell
1- il primo dubbio riguarda una volta mandata l'analisi quando facciamo:
displays-> show forses -> shells
che opzioni bisogna selezionare in "component type", "output type" e "component"
2- per ottenere i valori N, T, M abbiamo definito 4 "section cut" (alla base del pilastro per ogni piano) come quadrilatero inserendo le cooridnate del setto. però una volta che andiamo in "show tables" non riusciamo a capire dove trovare le tabelle delle section cut
Versione stampabile
gaia.guglielmi.403286
chiara.luzzatto.404008
beatrice.medici.440779
Per calcolare l’analisi dei carichi del solaio abbiamo considerato una porzione di solaio larga 1 metro e profonda 1 metro:
Abbiamo iniziato con i carichi permanenti G1 che consistono in soletta in cemento armato, pignatte di alleggerimento e travetto in cemento armato.Dopo abbiamo calcolato i carichi G2 composti da G’2 cioè i carichi non strutturali definiti del solaio che consistono nell’isolante nel massetto e nell’intonaco, e G’’2 che consistono nei carichi non strutturali indefiniti cioè il pavimento.
Ai carichi G2 abbiamo aggiunto l’incidenza dei tramezzi che si calcola a seconda della composizione del tramezzo, una volta calcolato il peso del tramezzo 4.6 KN/m; nelle NTC vediamo che il peso calcolato corrisponde ad un incidenza sul solaio di 2 KN/m.
Il nostro edificio ha destinazione d’uso di civile abitazione quindi ilcarico accidentale Q da inserire da prontuario è di 2 KN/m; in corrispondenza dei balconi, delle scale e del pianerotto si assume 4 KN/m; mentre per le coperture non praticabili 0.5 KN/m.
Inoltre nei balconi e nelle coperture abbiamo aggiunto il carico della neve:
qs= μi *Ce *Ct *qsk dove: μi = 0.8 (per coperture con falde da 0° a 30°)
Ce= 1
Ct= 1
qsk= 0.8 KN/mq (per Roma per altitudini sotto i 200m)
qs= 0.6*1*1*0.8= 0.48 KN/mq
tale valore l'abbiamo moltiplicato per ψ0= 0.5 quindi:
qs=0.48*0.5 = 0.24 KN/mq
Abbiamo calcolato il peso del parapetto, che andrà aggiunto come forza puntuale nei sbalzi dei balconi
Abbiamo inoltre calcolato il peso delle tamponature (a cui è stata tolta un 20% per le bucature) e del parapetto di copertura; che non saranno necessari nella progettazione dei solai, poichè non incidono sul solaio ma sulle travi perimetrali.
Una volta calcolati i pesi dei differenti carichi G1-G2-Q si sono effettuate le combinazioni di carico per effettuare l'analisi delle sollecitazioni ad ogni piano per ogni fascia di solaio.
SOLAIO CONTROTERRA
Per il solaio controterra abbiamo:
-la fascia A = C hanno lo stesso schema strutturale a 3 campate di luce 5m e carichi agenti;
-la fascia B è uguale per quanto riguarda lo schema strutturale, a 3 campate di luce 5m, ma ha un carico accidentale Q differente nell'ultima campata poiché ci sono le scale.
In corrispondenza delle travi di bordo è stato aggiunto un momento di semincastro pari a M= P*L^2/16
Le combinazioni di carico sono uguali per le Fasce A, B e C; cambierànno solo i carichi G2 e Q come detto in precedenza.
SOLAIO INTERPIANO
Per il solaio interpiano abbiamo:
-la fascia A = C hanno lo stesso schema strutturale a 3 campate di luce 5m più uno sbalzo di 2m, e carichi agenti ( nell'ultimo tratto, quello dello sbalzo, non si considerano nei carichi non strutturali i tramezzi, non essendoci, il carico accidentale è maggiore perché considerato per affollamento (4) e si aggiunge il carico della neve, ci sarà anche una forza concentrata corrispondente al carico del parapetto)
-la fascia B1 ha lo schema strutturale a 2 campate di luce 5m
-la fascia B2 ha lo schema strutturale a 1 campate di luce 4 m (in cui non si considerano nei carichi non strutturali i tramezzi, non essendoci, il carico accidentale è maggiore perché considerato per affollamento (4))
-lo sbalzo del balcone ha lo schema strutturale di una mensola di luce 2m e caicchi agenti (in cui non si considerano nei carichi non strutturali i tramezzi, non essendoci, il carico accidentale è maggiore perché considerato per affollamento (4) e si aggiunge il carico della neve, e ci sarà anche una forza concentrata corrispondente al carico del parapetto)
In corrispondenza delle travi di bordo (dove non è presente lo sbalzo) è stato aggiunto un momento di semincastro pari a
M= P*L^2/16
FASCIA A=C
FASCIA B1
FASCIA B2
SBALZO 1 = SBALZO 2
SOLAIO COPERTURA
Per il solaio controterra abbiamo:
-la fascia A =B = C hanno lo stesso schema strutturale a 3 campate di luce 5m e carichi agenti (in cui non si considerano nei carichi non strutturali i tramezzi, non essendoci, ma il carico accidentale è minore rispetto agli altri casi (0,5) a cui si aggiunge il carico della neve)
FASCIA A = B = C
DIMENSIONAMENTO ARMATURE SOLAIO
Riportiamo i passaggi effettuati per il dimensionamento delle armature per la fascia A di solaio del piano controterra; gli stessi passaggi sono poi stati ripetuti per tutti gli altri solai e piani.
Abbiamo effettuato l'analisi con il SAP da cui abbiamo preso i diagrammi d'inviluppo di momento e taglio.
abbiamo quindi effettuato la traslazione del momento di un valore pari a = d*0.9
dove l'altezza utile del solaio: d = h - d' dove: h= 240mm (altezza del solaio)
=240-30 = 210 d' = 30mm (copriferro minimo)
quindi traslazione = 210*0.9 = 189
si passa allora al dimensionamento delle armature:
bisogna progettare le armature in campata e in appoggio (dove si dimensiona sia la parte superiore, tesa, che la parte inferiore, compressa)
per ogni punto si deve calcolare l'As,req , armatura richiesta (il calcolo sarà diverso per l'armatura tesa e per l'armatura compressa
armatura tesa:
As,req( t) = M/(0.9*d*fyd) in campata M, ricavato dal sap, dovrà essere maggiore di un Mmin
Mmin = (P*L2)/16 dove: P = (G1*1.3)+(G2*1.5)+(Q*1.5)
se M fosse minore si prende per il calcolo dell'armatura Mmin
armatura compressa:
As,req( c) = T/fyd
in entrambe i casi si deve avere As,req > As,min
dove:
As,min=0.26*(fctm/fyk)*bt*d > 0.0013*bt*d dove: fctm = 0.3*(fck)2/3 = 0.3*282/3 = 2.7 N/mm2
fyk = 450 N/mm2
d = 210 mm
bt = 200 mm (in campata)
= 1000 mm (in appoggio)
si verifica quindi che l'armatura richiesta sia maggiore dell'armatura minima se così non fosse consideriamo l'armatura minima
si decidono quindi i ferri da adottare per soddisfare l'armatura
una volta decisa l'armatura si avrà un As,prov da cui si ricava Mres= As,prov*0.9*d*fyd che va a soddisfare il nostro Momento
tenendo conto che a seconda del ferro si avrà la lunghezza di ancoraggio
Lat = (Φ*fyd)/(4*fbd) dove: fbd = fbdk /γc dove: fbdk= 2,25*η *fctd dove: fctd =1,2 KN/mm^2
=1.8 = 2,7 η =1
γc = 1,5
per una lunghezza maggiore ai 12 m allora si inseriranno due ferri più corti che si sovrappongono, nel punto di momento minore (inferiormente in appoggio, superiormente in campata)
L0 = La *1.5
si vanno quindi a disegnare le armature progettate
abbiamo poi effettuato la verifica a taglio in corrispondenza degli appoggi per il progetto delle fasce piene
VRd > VEd
(0.18*k*(100*ρt*fck)1/3/γc+0.15*σcp)*bw*d ≥ (vmin + 0.15*σcp)*bw*d dove: k = 1+(200/d)1/2 ≤ 2
ρt = Asl/(bw*d)
γc = 1,5
σcp= N/A σcp=0 in assenza di sforzo normale vmin = 0.035*k2/3*fck1/2
VERIFICHE SLU - SLE
Verifica delle armature progettate:
STATO LIMITE ULTIMO - VERIFICA A FLESSIONE
Mrd > M dove: M momento ricavato dal diagramma d'inviluppo
Mrd= As*fyd*(d-0.4*x)
bisogna quindi trovare il valore di x (asse neutro) attraverso l'equazione di equilibrio alla rotazione
Nc=Nt dove: Nc = 0.8*b*x*fcd (tensione cls compresso)
Nt = As*fyd (tensione acciaio teso)
quindi andando a sostituire:
0.8*b*x*fcd = As*fyd
da cui:
x = ((As*fyd)/(0.8*b*fcd) dove: b=1000 in appoggio
b=beff*2 in campata dove: beff < i altrimenti si prende i
beff=2*beff1+bw
dove: i=500
bw=100
beff1=0.5*(i-bw)+0.1*l0
l0=0.85*l
una volta trovato il valore di x bisogna verificare che
k = x/d < εcu/(εcu+εyd) dove: εyd=fyd/Es
Es =200000
εcu=0.0035
bisogna inoltre verificare la percentuale critica d'armatura:
μS < 0.37 dove: μS = (As*fyd)/(b*d*fcd)
STATO LIMITE D'ESERCIZIO - TENSIONI DEI MATERIALI (RARA)
seguendo le norme tecniche si rieffettuano le combinazioni di carico per lo stato limite d'esercizio per la verifica delle tensioni dei materiali in cui si utilizza:
-la combinazione di carico caratteristica (rara)
G1+G2+Q11*ψ01+Q12*ψ02 dove: Q11 è il carico accidentale per ambienti ad uso residenziale
Q12 è il carico accidentale dovuto alla neve
ψ01=0.7, ψ02=0.5 i coefficienti per cui moltiplicare i carichi nelle combinazioni di carico
si trasla il momento, come in precedenza, pari a d*0.9=189mm
una volta ricavati i diagrammi su utilizzano i valori dei momenti per calcolare:
σc = M*y/ I*G dove: I*G = (b*y3/3)+n*A's*(y-d')2+n*As*(d-y)2 dove: n=Es/Ec ma si prende: n=15
σs = n*M*(d-y)/ I*G y si trova attraverso il momento statico S*n=0
S*n=(b*y2/2)+n*A's*(y-d')-n*As*(d-y)
e abbiamo verificato che:
σc < 0.60*fck (in appoggio)
σc < 0.60*0.8*fck (in campata)
σs < 0.8*fyk
-la combinazione di carico quasi permanente
G1+G2+Q11*ψ21+Q12*ψ22 dove: Q11 è il carico accidentale per ambienti ad uso residenziale
Q12 è il carico accidentale dovuto alla neve
ψ21=0.3, ψ22=0.0 i coefficienti per cui moltiplicare i carichi nelle combinazioni di carico
si trasla il momento, come in precedenza, pari a d*0.9=189mm
una volta ricavati i diagrammi su utilizzano i valori dei momenti per calcolare:
σc = M*y/ I*G dove: I*G = (b*y3/3)+n*A's*(y-d')2+n*As*(d-y)2 dove: n=Es/Ec ma si prende: n=15
σs = n*M*(d-y)/ I*G y si trova attraverso il momento statico S*n=0
S*n=(b*y2/2)+n*A's*(y-d')-n*As*(d-y)
e abbiamo verificato che:
σc < 0.45*fck (in appoggio)
σc < 0.45*0.8*fck (in campata)
STATO LIMITE D'ESERCIZIO - STATO LIMITE DI FESSURAZIONE (FREQUENTE)
seguendo le norme tecniche si rieffettuano le combinazioni di carico per lo stato limite d'esercizio per la verifica delle tensioni dei materiali in cui si utilizza:
-la combinazione di carico frequente
G1+G2+Q11*ψ11+Q12*ψ12 dove: Q11 è il carico accidentale per ambienti ad uso residenziale
Q12 è il carico accidentale dovuto alla neve
ψ11=0.5, ψ12=0.2 i coefficienti per cui moltiplicare i carichi nelle combinazioni di carico
si trasla il momento, come in precedenza, pari a d*0.9=189mm
una volta ricavati i diagrammi su utilizzano i valori dei momenti per calcolare:
σc = M*y/ I*G dove: I*G = (b*y3/3)+n*A's*(y-d')2+n*As*(d-y)2 dove: n=Es/Ec ma si prende: n=15
σs = n*M*(d-y)/ I*G y si trova attraverso il momento statico S*n=0
S*n=(b*y2/2)+n*A's*(y-d')-n*As*(d-y)
una volta calcolate le tensioni abbiamo verificato che:
σs < σs(Φ,wk)
CONTROLLO DELLE DEFORMAZIONI:
abbiamo infine effettuato il controllo delle deformazioni
si calcola la snellezza:
λ =l/d
per cui bisogna verificare che:
λ ≤ λlim
λlim ≤ K (11+ (0.0015*fck/(ρ+ρ'))(500*Aseff/fyk*Ascalc) dove: K=1.3
ρ=As/b*d
ρ'=0
Aseff=Aprov
Ascalc=Asreq
abbiamo un dubbio nella modellazione del telaio in SAP:
dobbiamo definire la sezione delle travi a T, quindi con la dimensione della fascia piena a dx e a sx, per poter determinare la sezione in cemento siamo andate su
Define ->Section Properties-> Frame Section -> Add New Property-> nel menù a tendina Other-> Section Designer
abbiamo quindi disegnato con il comando "Draw Polygon Shape" la trave 30x50 con le fasce piene da 38 a sx e 15 a dx
però quando la andiamo ad assegnare nel modello la vediamo cava, è corretto? o abbiamo sbagliato qualche passaggio?
va bene , è solo un bug del programma
Stiamo effettuando lo studio del telaio e nella modellazione in SAP dopo aver inserito i carichi delle travi abbiamo inserito il preso proprio dei pilastri come forza puntuale alla base del pilastro ad ogni livello, volevamo sapere se il procedimento è corretto e va eseguito lo stesso per i setti dell'ascensore o non è necessario in fase di predimensionamento del telaio?
grazie
il peso dei pilastri può essere calcolato come segue:
-in automatico nota la sezione e il materiale
-con un carico distribuito lungo il frame del pilastro
-come un carico concentrato alla base del pilastro (più grossolano dei precedenti ma cmq accettabile)
Allo stesso modo si lavora con i setti
Volevamo sapere se per i pilastri bisognava effettuare la verifica allo stato limite d'esercizio?
perchè abbiamo visto che nel libro di progettazione sismica di edifici in calcestruzzo armato per i pilastri non viene effettuata.
grazie in anticio
quella tensionale, si.
in generale xo' ricordate che a rigore vanno fatte tutte le verifiche x tutti gli elementi
Ok grazie.
un altro dubbio nella verifica di resistenza NODO TRAVE-PILASTRO
per quanto riguarda i nodi interni ci troviamo nella situazione in cui in direzione X convergono nel pilastro a sinistra una trave alta 50 cm e a destra una trave da 35 cm,
avendo altezze diverse abbiamo armature inferiori differenti (ad esempio 2Φ14 + 1Φ16 nella trave da 50 e 2Φ14 nella trave da 35) che andranno quindi ancorate nel nodo secondo le prescrizioni.
andando ad effettuare i calcoli per la verifica a resistenza la norma dice che:
Vjbd= γrd*(As1+AS2)*fyd-Vc < η*fcd*bj*hjc*(√1-(vd/η)
in cui As1 è l'armatura della trave al lembo superiore
As2 è l'armatura della trave al lembo inferiore
ci chiedevamo quindi se era giusto, avendo armature inferiori differenti nelle due travi, nel calcolo come As2 andare a considerare la sommatoria delle aree delle due armature inferiori?
stiamo effettuando la progettazione del setto
abbiamo effettuato il setto con una shell
1- il primo dubbio riguarda una volta mandata l'analisi quando facciamo:
displays-> show forses -> shells
che opzioni bisogna selezionare in "component type", "output type" e "component"
2- per ottenere i valori N, T, M abbiamo definito 4 "section cut" (alla base del pilastro per ogni piano) come quadrilatero inserendo le cooridnate del setto. però una volta che andiamo in "show tables" non riusciamo a capire dove trovare le tabelle delle section cut
grazie per l'attenzione
abbiamo risolto il problema delle tabelle.. grazie comunque!