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Titolo: pilastri in muratura SI o NO?

Un problema che mi è capitato di recente è un geometra che pretende
di fare dei pilastri in murtura per un portico. Potendosi avvalere
ancora del DM'96 non c'è scritto da nessuna parte che siano vietati,
ma se non ricordo male, ai corsi di aggiornamento di sismica dicevano
"no assoluto ai pilastri in muratura". Voi che ne pensate?

 "no assoluto ai pilastri in muratura". Voi che ne pensate?
Se ne e' parlato spesso in passato. Il DM '96 non e' molto esplicito su 
nulla. Diciamo che se puoi considerarli elementi secondari e fai una 
verifica della loro stabilita' verticale sotto sisma puoi anche 
arrischiarti. Sentirei prima il parere del collaudatore pero': non e' 
bello convincerlo DOPO...
-- 
Ciao, Tigers
[cit.] .. perchč la curva d'apprendimento di google č storicamente tra
le piů ripide ... e.
www.tigers.3000.it

 ha scritto nel messaggio 
news:1157723451....@h48g2000cwc.googlegroups.com...

Semplice, non vengono soddisfatti i requisiti minimi obbligatori per la 
costruzione di un fabbricato in muratura in zona sismica, vedi le murature 
d'angolo C.5.1.-f), per cui non si puo` fare solo in muratura.
Un sistema puo` essere realizzare la struttura in c.a. e rivestirla con 
muratura.
saluti
M.B. 

Massimo ha scritto:

Mi pare più opportuno considerare il pilastro di muratura come un muro
isolato e non come un muro negli incroci d'angolo in quanto non saprei
definire quali siano i muri ortogonali che si incrociano.

klamm ha scritto:

Qui da me zona 1 e 2 sono vietati dal GC l'ultima volta che parlai con
tecnico me lo disse espressamente.
Nula vieta che il pilastro del portico possa essere di un qualunque altro
materiale e poi rivestito, io ad esempio ho utilizzato il legno.
-- 
questo articolo e` stato inviato via web dal servizio gratuito 
http://www.newsland.it/news
 segnala gli abusi ad 
ab...@newsland.it

 tecnico me lo disse espressamente.
E perché il tecnico te lo ha vietato espressamente?
Se faccio tutte le verifiche necessarie (a taglio nei due piani, a
pressoflessione nei due piani, di instabilità, e quant'altro
prescritto per le murature) perché non potrei fare il pilastro in
muratura?.
Si tratta piuttosto di capire se il modello è incastro incastro o
piuttosto a mensola, ma questo fa parte di un'altro discorso e cioé
della modellazione del manufatto (sia esso fabbricato o porticato o
semplice pilastro) con tutti i nessi e connessi (forze e sollecitazioni
ad esempio).
Per lo meno così reputo, ma se il tecnico mi indica l'art. e il comma
a cui fa riferimento farebbe cosa gradita (si eviterebbe di sbagliare).
Ciao.

Fai il pilastro con una putrella HEA 140, la rivesti con mattoni in 
laterizio.
Dall'esterno sono pilastri in muratura, nessuno sa cosa c'è dentro.

 ha scritto nel messaggio 
news:1157781383.2...@h48g2000cwc.googlegroups.com...


 Ciao.
Premesso che i pilastri in muratura per me si possono anche fare a 
livello di discorso generale mi piace ricordare che non esiste solo la 
legge per cui "tutto cio' che non e' vietato e' permesso", esiste anche 
la buona tecnica e le buone regole di costruzione.
Se no nessuno vieta di fare una trave in spessore da 250x25, ma non vuol 
dire che si "possa" fare. Non a cuor leggero perlomeno.
-- 
Ciao, Tigers
[cit.] .. perchè la curva d'apprendimento di google è storicamente tra
le più ripide ... e.
www.tigers.3000.it

 M.B.
[snip]


la buona tecnica e le buone regole di costruzione.
Purtroppo questo concetto non è tenuto sempre in considerazione

 muratura?.
Non si può, e a mio modo di vedere è anche corretta la cosa, hai voglia a 
modellare alla fine è sempre un prisma poggiato su una superficie e sta li 
solo per il suo peso, con mille incertezze dalla qualità dei materiali 
all'esecuzione.
Poi se stiamo a sottilizzare sulla bella teoria della modellazione ec ok, vi 
seguo, e magari imparo pure qualcosa.

 vuol dire che si "possa" fare. Non a cuor leggero perlomeno.
sicuro?
io veramente sapevo che:
"La larghezza della trave, b, non deve essere minore di 20 cm e, per le 
travi basse comunemente denominate «a spessore», non maggiore della 
larghezza del pilastro, aumentata da ogni lato di metà dell'altezza della 
sezione trasversale del pilastro stesso"
CIRCOLARE MINISTERO LAVORI PUBBLICI 10 APRILE 1997, N. 65/
AA.GG
.
ISTRUZIONI PER L'APPLICAZIONE DELLE «NORME TECNICHE PER LE COSTRUZIONI IN
ZONE SISMICHE» DI CUI AL DM 16 GENNAIO 1996
quindi, secondo me, è vietato fare una "trave" 250x25, a meno di non 
disporre di pilastri da 125 cm di larhezza, e non credo che si possa dire a 
cuor leggero che tale limitazione valga solo in zone sismiche
tutt'al più, la puoi chiamare (e calcolare come) soletta
mi pare
ciao
Snorri 

 tutt'al più, la puoi chiamare (e calcolare come) soletta
Eheh, e le altre solette dove le appoggio? Faccio un soletta su soletta?
Cmq hai centrato in piano il discorso: non sempre tutto cio' che e' 
"consentito" dalla legge e' una buona idea.


 solo per il suo peso ....
Ma anche la colonna Traiana stà lì solo per il suo peso :).
Certo, con questo non dico che è il massimo.. però potremmo costruire
un "pilastro" con rastremazioni e magari può essere che "tiene".
No, piuttosto dovremmo discutere sulle modalità per ottenere le
sollecitazioni di progetto e sulle verifiche da effettuare.
Successivamente potremmo giungere ad una conclusione (magari anche di
compromesso se può andar bene - ma almeno sappiamo a cosa si va
incontro).
Ciao.

 incontro).
Il compromesso migliore e' quello gia' esposto: putrelle rivestite. Al 
limite piccoli pilastrini 20x20 o poco piu' rivestiti. A quel punto 
restano elementi secondari ma almeno sappiamo modellarli e verificarli.


 restano elementi secondari ma almeno sappiamo modellarli e verificarli.
Non dico assolutamente no a questa soluzione, ma perché non affrontare
il problema di un pilastro in muratura?
Ciao.

 il problema di un pilastro in muratura?
Mi sembra di averlo affrontato seriamente finora: IMHO e' inverificabile 
per mancanza di modelli affidabili e ho invitato chi ne conoscesse uno a 
presentarlo.
E intendo inverificabile non solo come elemento sismoresistente, ma 
anche come elemento secondario. Questo e' IMHO il motivo per cui il GC 
lo "vieta". La putrella risolve tutto.
-- 
Ciao, Tigers


 IMHO e' inverificabile per mancanza di modelli affidabili.
E quà non riesco a vedere il prosieguo. Perché il modello di un
pilastro in muratura è inaffidabile? Senza retorica mi chiedo perché
il modello di un pilastro sarebbe inaffidabile. Quali possono essere i
modelli per il pilastro? Concettualmente (lasciamo stare come dirlo al
software), l'asta incernierata, incastrata, a mensola o come vogliamo
che sia vincolata non va bene? (Certo, se fossero tutti pilastri in
muratura, altro che metodo POR (ripartizione delle azione per solo
taglio e pannelli di "ZONA" infinitamente rigidi).
Ma adesso stiamo parlando di come giungere alla determinazione delle
sollecitazioni.
Quindi torno a ripetere, dobbiamo distinguere i problemi che sorgono in
fase di verifica da quelli che sorgono in fase di determinazione delle
forze agenti.
Allora mi chiedo, innanzitutto, supponiamo di conoscere le
sollecitazioni agenti. Le verifiche del Por-flex e del Dm 87 le posso
fare sul quell'elemento verticale?
Già questo sarebbe un bel passo.
Se la risposta è positiva allora, come faccio a determinare le forze
agenti?
Allora dividendo in due questo problema, dov'è che non ci troviamo?
sul primo o sul secondo punto?
Ciao.

 sismiche.
ripeto, secondo me è precisa volontà del legislatore, zona sismica o no, 
impedirci di fare ca**ate
e mi risulta che anche al GC la pensino così
comunque, sei libero di ritenerti "in diritto" di fare una "trave" del 
genere
anche se spero che tu non dica queste cose sul serio, ma solo per vis 
polemica
stammi bene
Snorri 

 
-- 
Ciao, Tigers


 polemica
Sono serio, sei tu che secondo me hai un po' perso il filo del thread...


Secondo te? :)
Perchè invece di chiaccherare non facciamo una prova?
Un calcolo brutale anche solo da geometri
portico con pilastri a 4x4 ml altezza 3 ml
carico permanente 150 Kg/mq ( legno+coppi)
neve                             150 Kg/mq ( altitudine media)
pilastro 40x40 
Carico verticale : (150+150)*4*2= 2400 Kg
Forza orizzontale = (150+150*0.33)*4*2*0.07=112 Kg
eccentricità 112*3/2400= 0.14 ml
e intanto siamo fuori nocciolo
sigma = 2x2400
               -----------        =  6.66 Kg/cmq    fate voi
             3x40x (20-14)
Senza nessuna pretesa di interpretare i risultati alla perfesione ma
solo per avere un'idea.

 ancora del DM'96 non c'è scritto da nessuna parte che siano vietati,
Infatti. E' comune ad esempio, in un setto murario, avere due aperture 
prossime, seprate solo da una "mazzetta". Tale caso è espressamente 
normato dal DM96, che al punto C52 indicativamente definisce il limite 
al di sotto del quale un elemento murario non resiste più alle azioni 
orizzontali (almeno nel modello semplificato). Sotto tale limite 
(h/l>3) potremmo forse definire il "pilastro" come elemento reagente a 
compressione più che a taglio, fermo restando il limite perentorio di 
snellezza fissato dal DM 87 sulle murature.
Con riferimento alle "mazzette", la norma non vieta che le aperture 
prossime siano più di due, siano una serie, definendo così un filare di 
mazzette (o di pilastri) ossia un portico. Se le azioni sismiche sono 
opportunamente assorbite da altri setti murari (come in un portico 
addossato a un edificio in muratura) e gli impalcati sono rigidi, IMHO 
non vedo problemi a realizzare una tale struttura in zona sismica.
Cmq che ne dite di una bella ripassata ai vecchi thread? ;-)
http://groups.google.it/group/it.discussioni.ingegneria.civile/browse_frm/thread/8bd612f9d0dac625/2d7840a0976eb652
-- 
Ciao, DOCstone

 il problema di un pilastro in muratura?
Perché si rovescia prima o si inclina eludendo tutti i presupposti. Il tuo
discorso reggerebbe se i portici avessero colonne almeno 50x50

 solo per avere un'idea.
Mi fa piacere vedere tanta partecipazione, vedo che il problema del
pilastro in muratua attanaglia anche altri.
Comunque, mi sono convinto leggendo tutto ciò che è riportato che:
1) tutto ciò che non è vietato dalla norma è consentito a patto di
usare il buon senso e fare le dovute considerazioni e le dovute
verifiche
2) che un pilastro in muratura è ancora fattibile con il DM'96 se ben
verificato per snellezza, taglio, tensioni
3) qualsiasi metodo POR non mi sembra indicato per un pilastro a causa
della sua snellezza (il metodo POR è stato pensato per pannelli murari
tozzi e non snelli)
4) Nel caso di una semplice struttura in muratura ordinaria non serve
nominare un collaudatore, ma nel caso servisse sarebbe buona norma
parlarne con lui prima di eseguirlo per non cadere in "casini" vari, ed
in casi estremi mi sembra buona l'idea di fare una colonna in acciaio
cerchiata in muratura.
5) Mi sono accorto che in Italia non esiste una vera "scuola" di
progettazione antisismica ed ognuono lavora secondo
    a) il proprio modo di interpretare le normative,
    b) in base a quello che ha sentito fare da altri coleghi
    c) in base a quanto vuole stare in sicurezza e non porsi domande
    d) in funzione all'interpretazione delle norme che hanno chi fa i
corsi di "aggiornamento" sulla sismica
    e) in base alle richieste del GC che a volte, non sapendo cosa
fare, spesso sceglie la strada meno "problematica" (in questo caso il
pilastro in c.a., magari 30x30)

Ho notato che non esiste proprio una vera e propria "scula di
progettazione in zona sismica", nè tanto meno linee guida generali
chiare. Ognuno si arrangia :
a) coni testi che trova,
b) con l'interpretazione che da alle normative,
c) a seconda della voglia che ha di porsi dei quesiti,
d) con quello che sente fare in giro da altri colleghi e
e) con la voglia di mettersi in discussione o di scegliere la via più
semplice
Tutto ciò è deprimente e penalizzante per noi stessi.
Vi facci solo un esempio:
Il Geom. XX va dall'Ing YY che per non avere grane risponde "no ai
pilastri in muratura si fanno in c.a.".
Non contento il Geom XX va da un altro ing. ZZ che risponde "sì, con
il DM96 è consentito".
Questo non capita solo per i pilastri in muratura, ma per tante altre
situazioni.
Così agli occhi dei nostri committenti, Che spesso sono Geom. o Arch.
diventiamo solo un "branco di ciarlatani" e spesso disprezzati per il
lavoro che facciamo.
Tutto ciò per mancanza di linee guida e din una "scuola" su come si
progetta in zona sismica.

              3x40x (20-14)
Il tutto ammesso che la sezione sia omogenea... Ma e' accettabile 
secondo te? (E' una domanda vera).


 eccentricità 112*3/2400= 0.14 ml
Aggiungo che tu hai considerato uno schema a mensola. E già può
andare bene.
Ma se riuscissi a mettere i vincoli in modo da fare uno schema
doppiamente incastrato? o appoggio alla base e incastro in sommità?
Per il primo l'eccentricità sarebbe proprio la metà ossia 7 cm. E
quindi staremmo all'interno del nocciolo (ancora meglio).
Nella realtà la verifica che hai fatto è quella del DM87 e in genere
si fa con lo schema appoggio appoggio con la forza distribuita
beta*C*p.p sull'elemento. Lo schema che hai fatto mi dice che hai
considerato non efficace il cordolo in testa. E devi mettere ancora il
carico distribuito dato dalla forza d'inerzia del peso proprio. (DM
96). Successivamente dobbiamo ancora considerare ancora i coefficienti
del DM 87 per azioni ortogonali alla parete. E su questo schema la
verifica più gravosa è in mezzeria dell'elemento e non al piede.
Può essere che dunque il pilastro non sia verificato, ma come dicevo
prima, perché dire a priori NO non si può fare? Verifichiamo prima.
E' un buon contributo.
Ciao.

 
Ciao.

secondo te? (E' una domanda vera).
Secondo me no ( e non mi interessa che cosa dice la normativa).
Se siamo fuori del nocciolo la sezione è necessariamente fessurata se
il materiale resistesse a trazione sul lembo teso vi sarebbero -2
Kg/cmq quindi la sezione si fessurerebbe ( se fosse clz senza ferro di
armatura probabilmente potrebbe farcela).
Non pi pare una bella situazione.
ciao 

 progetta in zona sismica.
Non solo per quello, IMHO c'e' qualcuno che sa bene che sta facendo una 
cattiva progettazione ma se ne frega.
-- 
Ciao, Tigers


del DM 87 per azioni ortogonali alla parete.
Ma è un pilastro o una parete?


 Se fai il pilastro in c.a. ci riesci sicuramente
Ma perché le pareti come vengono schematizzate al fine di determinare
il taglio ultimo? (domanda retorica). Non vengono considerate con
bipendoli? Solo in casi particolari con lo schema a mensola.
Io intendo proprio questo, ossia rotazione impedita in testa e al piede
e spostamento relativo in testa.
Oppure fai lo schema con appoggio appoggio. Ma, come dicevo, non è
auspicabile lo schema a mensola, altrimenti in questi casi ti
suggerisco di mettere una catena perché la cosa è preoccupante.
Scusa, ma mi sembra di aver capito che non ci intendiamo sulle basi
delle verifiche e dunque la cosa si fa un pò lunghetta per cui sarebbe
piuttosto difficile continuare.
Ciao.

Ultima riflessione.
Aboliamo tutti i "pilastri" dei chiostri delle chiese e dei porticati
di Italia!

 di Italia!
Per edifici del genere ci viene in aiuto il "miglioramento" e non siamo
tenuti a fare un adeguamento ...  per fortuna.
Ma da tutto ciò scaturisce che per una piccolezza come questa
(piccolezza non è) a volte convenga radere al suolo una struttura
esistente anzichè adeguarla con un minimo di buon senso allorchè
tanti piccoli risparmiatori decidono che non si fa niente.
Questo mi è capitato, io ci ho guadagnato, un altro che voleva star
tranquillo ci ha perso perchè voleva i portici in c.a. ma tutti e due
insieme abbiamo fatto la figura dei ciarlatani e la categoria in
generale.
Da ciò è scaturita questa discussione.

piuttosto difficile continuare.
Sono d'accordo ti vorrei solo far notare una cosa :
Un pilastro di 40 x40 è una struttura isolata con un carico
praticamente concentrato e non è paragonabile ad una parete i cui
carichi sulle aperture trovano un discreto contrasto dalla
massa.Inoltre le strutture in muratura funzionano perchè si forma una
scatola non certo per come consideriamo i vincoli.

 Da ciò è scaturita questa discussione.
Secondo me non si tratta di fare la figura dei ciarlatani, piuttosto
calibrare le energie in funzione delle esigenze.
Se dobbiamo intervenire su un palazzo a Venezia, con i porticati e le
colonne, vediamo come studiare il problema (mi vengono in mente alcuni
dimostrativi di pubblicità di software).
Se si tratta di fare il porticato di una villetta rurale, magari la
soluzione è quella della colonna in acciaio rivestita.
Il punto su cui mi dibattevo è l'atteggiamento superficiale di chi
dice non si può fare e basta. Questo mi suscita la polemica e la
domanda ovvia perché non si può fare?.
Ma la spiegazione la "pretendo" non da un ciarlatano, ma da un
"tecnico", con verifiche e dimostrazioni. E stavo cercando di capire
perché in linea generale non si può fare.
Forse se la risposta fosse stata che il 99% delle volte le verifiche
"di normativa" non risultano soddisfatte (e si diceva il perché come
stava tendando Luciano Vanni), allora il cerchio si sarebbe chiuso. Ma
al momento non sono per niente d'accordo su come si è impostata questa
discussione che, penso, Doc abbia invece tentato di riportare sul
binario giusto, ma non perché mi trova semplicemente d'accordo,
piuttosto perché è stato più "tecnico". Attenzione, oggi corre la
moda che la parola "tecnico" riferito all'ing. sembri il sinonimo di
facilone cioé non lo so fare, dunque faccio la colonna in acciaio.
Così non andiamo da nessuna parte.
Ciao.

 progetta in zona sismica.
Il problema invece è che c'è troppa scuola nella progettazione in zona
sismica...
1) tutto ciò che si teorizza non è quello che poi verrà effettivamente
realizzato foss'anche il DL in cantiere
2) l'uso di sistemi tradizionali nell'edilizia di tutti i giorni comporta
economie, facilità di esecuzione e meno problemi pratici
3) vie diverse dal consueto comportano ritardi nelle autorizzazioni, quindi
perdita di finaziamenti pagamenti più lunghi ecc
4) è meglio ingegnarsi in altro: la differenza (con i colleghi) non si fa
sull'utilizzo "sofistico" dei pilastri in muratura
Questo è come la penso io poi ben venga chi la pensa diversamente da me.

 di Italia!
Spero per te che si tratti esclusivamente di estremizzazione di concetti,
non so se nei tuoi studi ha avuto spazio la storia dell'architettura
(sembrerebbe di no) in tal caso sappi che gli ultimi faraoni restauravano
già le piramidi, così come tutto ciò che vedi e che sta in piedi da secoli
lo è perché mantenendo la propria funzione, ha goduto di continua
manutenzione: anche la cupola di S. Pietro è stata fasciata in tempi
antichi, il campanile di venezia è stato ricostruito com'era dov'era, nei
chiostri inserirono le catene gia nei primi del 800, quando l'acciaio non si 
conosceva o era caro si mettevano catene in legno dentro i riempimenti delle 
volte...

 Spero per te che si tratti esclusivamente di estremizzazione di concetti,
Già, è proprio così. Ho voluto porre l'attenzione su quello che
stavamo dicendo ossia NO e basta ai pilastri in muratura. Ovviamente
era una polemica. Io infatti non sono ancora del tutto d'accordo con
quel No.
Ciao.

 
Questo che c'entra? Quando si costruivano quelle chiese non si pensava 
certo all'antisismica. Ed infatti la basilica di S. Francesco e' venuta 
giu'.
Non e' che siccome stanno nelle chiese sono cosa buona e giusta...
-- 
Ciao, Tigers


 Non e' che siccome stanno nelle chiese sono cosa buona e giusta...
Ma allora vuoi sfottere? La mia è una esasperazione. Cioé, visto che
non sappiamo cavare il ragno dal buco, acciacchiamolo.
Ciao.

 Ciao.
Beh, ma se i duro di testa, lo sai? Facciamo cosi': dicci una buona 
volta come faresti TU la verifica di un pilastro in muratura inserito in 
un edificio e poi discutiamo su quello.
I nostri pareri li abbiamo dati. A te non piacciono perche' non 
concordano con quello che pensi tu. Allora prova a convincerci.
-- 
Ciao, Tigers


 nominare un collaudatore
In alcune regioni in zona sismica il collaudo è sempre richiesto .
-- 
Ciao, DOCstone

 si fa sull'utilizzo "sofistico" dei pilastri in muratura
C'è stata una frase di Tigers, che spiega bene il senso della 
discussione.
"La normativa prevede anche strutture miste allora, e la strada piu' 
semplice e' sicuramente quella indicata da qualcun altro: putrella 
rivestita. Con quella sono tutti contenti, ma la discussione cosi' e' 
piu' interessante..."
IMHO una cosa è risolvere il problema al GC di un pergolato da pochi 
euro, un'altra l'approfondimento tramite la discussione. Quest'ultimo 
non è fine a se stesso, ma che può trovare applicazione in casi più 
importanti e/o innovativi. Ad esempio sarebbe interessante sapere come 
hanno modellato (e che procedure hanno seguito) per la chiesa di 
S.Giovanni Rotondo di Renzo Piano.
-- 
Ciao, DOCstone

 Tutto ciò è deprimente e penalizzante per noi stessi.
Ognuno lavora in base alla propria sensibilità ed è giusto che ci sia 
spazio per impostazioni differenti, perché checché ne dicano i 
legislatori europei ed italiani, questa è (e sarà sempre) una 
professione intelletuale.
-- 
Ciao, DOCstone

 Facciamo cosi': dicci una buona volta come faresti TU la verifica di un pilastro in muratura inserito in un edificio e poi discutiamo su quello.
Va bene.
Manufatto con sei fili fissi. Il numero 1 2 e 3 stanno sullo stesso
allineamento a passo 3.5 mt. Lo stesso a passo dei fili 4 5 6 posti
sull'ordinata Y=3.5m.
Tutti i muri sono da 50 in mattoni pieni e malta cementizia M1.
Unico impalcato con P.p. 285+160+100 (neve) non praticabile posto a
quota 3 mt.
Sulla parete ad Y=3.50 ci sono due aperture da 2.50 x 2.50 tali da
lasciare 70 cm al centro. Si potrebbe provare lasciando il pilastro al
centro 50x50.
Ebbene se faccio la verifica considerandolo come nuovo edificio in II
cat. quel "pilastro" è verificato. (questo se faccio solo il POR
classico e con cordoli efficaci). Se non metti i cordoli efficaci, sono
problemi. Se consideri il meccanismo a pressoflessione vedi un po tu
(secondo me ci portebbero essere dei problemini, ma non ho verificato).
Ripeto, secondo me non possiamo partire sparati e dire No.
Senti la verifica è completa di tutto quello che chiede il Dm87 e il
Dm 96. Manca il meccanismo per taglio da pressoflessione. E' una
verifica molto semplice, ma conforme ai Dm. (come puoi capire non mi
sono affinato più di tanto-(forse sbagliando, avrei dovuto fare le
cose fino in fondo), ma mica qui posso fare tutto?).
Provaci. 
Ciao.

 verifica molto semplice, ma conforme ai Dm.[snip]
Se la postassi la discussione sarebbe piu' interessante. Che cos'e' 
"tutto quello che chiede il DM 87"?
-- 
Ciao, Tigers


DOCstone ha scritto:

NOn metto in dubbio che la nostra si auna differenza intelettuale, ma
credo che le differenze si possano fare su altre cose. Ma quando tue
"tecnici" interpretando diversamente la normativa o perchè c'è
qualcuno che per stare tranquillo vieta certe soluzioni che per altri
colleghi sono possibili, agli occhi di un comiittente (privato, geom o
arch.) facciamo la figura dei ciarlatani. Credo anocra che almeno
nell'interpretazione delle normative, almeno su ciò che è vietato e
su ciò che non lo è, ci debba essere una linea comune. Poi il modello
da adottare le soluzioni tecniche, i particolari esecutivi saranno
sicuramente influenzati dall'esperienza e dalla sensibilità di ognuno.

 o arch.) facciamo la figura dei ciarlatani.
Non credo che tu ti senta un ciarlatano quando sei in disaccordo con un 
collega, perché hai i tuoi motivi per sostenere la tua tesi. Lui avrà i 
suoi, che sono altrettanto meritevoli di attenzione e di riflessione, 
perché non è detto che uno dei due punti di vista sia necessariamente 
sbagliato. Solo se comprendi questo riuscirai a farlo comprendere anche 
a chi è estraneo a questa professione.
-- 
Ciao, DOCstone

 a chi è estraneo a questa professione.
Sono in generale d'accordo, ma non su tutto. Ci sono "cose" che non
dovrebbero dipendere nè essere diverse da un tecnico all'altro e,
ribadisco, l'applicazione della normativa.
Si dice che la legge è uguale per tutti, ma se due tecnici hanno la
facoltà di poterla applicare diversamente ed ognuno con le proprie
ragioni, allora che legge è?
Non voglio fare demagogia e prendermela con le istituzioni, ma il
problema non è nei "tecnici" che si sforzano a fare il meglio secondo
la loro coscienza, ma nella normativa che lascia spazio a diverse
interpretazioni.

 muratura inserito in un edificio e poi discutiamo su quello.
Proviamo, sperando di non fare troppi errori.
Consideriamo un edificio monopiano, 6x6m h3m, pareti in muratura di 
laterizi pieni da da 24cm (trascuriamo le porte).
Su un lato in direzione x, per un ingombro lordo di 3m, un portico con 
3 pilastri quadrati da 24 cm. Solaio di copertura in c.a. 9x6m
Verifica POR Circ Min LLPP 21745/81 e DM87
http://www.leoingegneria.com/Leggi/CIRC21745-81.pdf
[FIDOCAD ]
RV 0 0 120 120
RV 5 5 115 115
RV 170 0 175 5
RV 170 115 175 120
LI 0 200 0 150
LI 0 150 175 150
LI 175 150 175 155
LI 175 155 0 155
LI 120 155 120 200
LI 175 155 175 200
LI 175 200 170 200
LI 170 200 170 155
LI 145 120 150 120
LI 155 120 160 120
LI 175 110 175 105
LI 175 100 175 95
LI 175 90 175 85
LI 175 80 175 75
LI 175 70 175 65
LI 140 120 140 120
LI 135 120 140 120
LI 165 120 170 120
LI 125 120 130 120
LI 135 0 140 0
LI 125 0 130 0
LI 145 0 150 0
LI 155 0 160 0
LI 165 0 170 0
LI 175 10 175 5
LI 175 20 175 15
LI 175 30 175 25
LI 175 40 175 35
LI 175 50 175 45
LI -25 200 200 200
TY -5 60 5 3 90 0 0 * 600
TY 140 120 5 3 0 0 0 * 300
RV 170 55 175 60
TY 150 55 5 3 0 0 0 * 24x24cm
TY -5 185 5 3 90 0 0 * H=300
TY 55 120 5 3 0 0 0 * 600
Preliminarmenteo, ai sensi del DM87 sulle murature, la snellezza dei 
ritti è 12,5, quindi consentita.
In base alla circolare:
tauk=20 sigmak=500 (t/mq)
G= 22.000, E= 132.000
In particolare interessa la rigidezza dei setti (e dei pilastri)
Per un setto 600s24h300 Ko=850.500 t/m
Per un pilastro 24x24h300 Ko=1.550 t/m (consistente la deformabilità 
flessionale)
Quindi le azioni sismiche sono assorbite in misura minima dai pilastri 
(unpermille per ogni pilastro).
Calcolo della resistenza a taglio:
Per un setto (sigma0= 1,5 t/mq)
Tu=29,5 t
Per un pilastro (sigma0= 25 t/mq)
Tu=1,5 t
Deformazione al limite elastico Tu/Ko
Setto: 0,035 mm
Pilastro: 0,96 mm
Ossia sotto sisma quando si rompe il setto il pilastro funziona ancora.
Quindi assunto che i setti siano in grado di assorbire l'azione 
sismica, anche i pilastri resistono sotto l'azione tagliante.
Verifica a pressoflessione del pilastro.
Massa sismica
solaio (9x6) x 0,5 t = 27t
murature 4x (6x1,5x0.24) x 1,8 = 16t
Azione sismica complessiva 43t x 0,07 x 2 = 6t
Azioni sul pilastro centrale (testa):
N= (1,5x3)x 0,5 = 2.250 kg
T= 0,001 x 6 = 6 kg
Al piede:
N= 2.560 kg
M= 18 kgm
Sigma medio=4,44 kg/cmq
e= 0,7cm (irrisoria)
Anche la verifica a pressoflessione non sembra creare problemi.
I pilastri sono verificati.
-- 
Ciao, DOCstone


wrote:

Io nutro dei seri dubbi su calcoli del genere.
Mi piacerebbe vederti progettare il portico con pilastri in cemento
armato e poi arrivare in cantiere e accorgerti che i pilastri sono
stati gettati e il ferro è stato tagliato a pari pilastri (cioè
pilastro e trave non avranno nessun collegamento).
Per coerenza dovresti dire : ragazzi va bene lo stesso in fin dei
conti la struttura è più robusta di una muratura se non altro perchè i
ferri di aggancio alla fondazione ci sono
Ciao

 Io nutro dei seri dubbi su calcoli del genere.
Mi fai la cortesia di dire perché nutri questi "seri" dubbi?
Mi stò quasi scocciando se continuiamo a parlare senza riferimenti
chiari e precisi.
Mi dà da pensare che non si conosce la normativa sulle murature e
parliamo da muratori, (senza offesa per nussuno).
Ciao.

parliamo da muratori, (senza offesa per nussuno).
Io ho una mia teoria :
Le murature le progetto solo con il sistema semplificato.
Quanto sopra non è certo riferito a Docstone ma a un ragazzino
impertinente come te.

 impertinente come te.
Non sono né ragazzino, né impertinente; piuttosto come dice Tigers
potrei essere di coccio, (aggiungo, sulle cose di cui sono convinto
mediante dimostrazione penso che chiunque non farebbe un passo indietro
senza valide alternative). Scherzo, vedo solo molto fumo e poco arrosto
(non da parte tua, ribadisco) e questo dispiace, anche perché tolgono
spazio e tempo ad un approfondimento più costruttivo.
Anzi colgo l'occasione per dire a DOc che non mi trovo con il valore di
M. Perché l'hai calcolato al piede del pilastro?. E' una mensola? Se
è così il taglio che ci va a finire sopra non dovrebbe essere quello
che hai calcolato. Ci metto il condizionale perché non ho capito quale
formula hai usato per determinare la rigidezza del pilastro.
Inoltre nella verifica del pilastro ci dovrestri aggiungere il momento
prodotto dalla forza di inerzia beta*C (Dm 96) e qualche altra cosina
legata alle eccentricità previste dal Dm 87.
Ciao.

 altra cosina legata alle eccentricità previste dal Dm 87.
D'accordo, ma stiamo facendo uno studio di fattibilità o un esecutivo?
;-)
-- 
Ciao, DOCstone

 Per coerenza dovresti dire :
IMHO la coerenza sta nel fare esempi sulla muratura, quando il discorso 
verte sulla muratura.
-- 
Ciao, DOCstone

verte sulla muratura.
L'esempio lo ho fatto ( mensola libera in sommità ) 
mi pare che una certa cautela non faccia male in fondo viene
trascurata una norma fondamentale (non so se sta scritta o no ma non
mi frega niente) Le murature devono avere un comportamento scatolare.
La pianta dovrebbe essere il più compatta possibile (ti pare che
pilastri isolati facciano parte di questa prescrizione).
Lo so che mi obietterai che è nel C.5.2 ma è lo stesso.
Il POR è nato per strutture massicce con muri di grosso
spessore,fascie di piano robuste,aperture limitate.
Gia il DM rimanda ad una verifica per edifici esistenti (ti pare che
ci sia coerenza).
Si può usare il porflex è una correzione del por ma vale per murature
Siamo sicuri che funzioni così bene per dei pilastri?
Secondo me sarebbe una cosa da sperimentare in laboratorio.
ma ne vale la pena?

 ;-)
Hai ragione, e ringrazio. 
Ciao.

 ma ne vale la pena?
Vale sempre la pena di capire come funzionano le cose; così magari se 
assumono al genio civile qualcuno del ng ci sarà un po' meno 
ostracismo.
-- 
Ciao, DOCstone

Anyt ha scritto:
[snip]
IMHO si sta facendo un po' di confusione cercando di adottare le formule 
del POR ad un pilastro. Secondo me siamo un po' fuori strada: il POR non 
e' sicuramente nato per i pilastri per cui la sua affidabilita' in un 
caso del genere e' quantomeno dubbia.
-- 
Ciao, Tigers


 assumono al genio civile qualcuno del ng ci sarà un po' meno ostracismo.
-- 


 formule del POR ad un pilastro. 
La formula per la determinazione della rigidezza  del POR è quella 
canononica della SdC, comprendente flessione e taglio. Controlla.
Comunque se hai altre ipotesi di comportamento discutiamo su quelle, o 
almeno se hai dei dubbi dì anche il motivo.
-- 
Ciao, DOCstone

 almeno se hai dei dubbi dì anche il motivo.
Eh, no il problema e' quello: non saprei da che parte girarmi per 
affrontare il problema: le tecniche "classiche" mi paiono manchevoli, a 
meno di fare pilastri belli cicciotti (tipo il 50x70 che si diceva prima).


 e' sicuramente nato per i pilastri ...
Non lo metto in dubbio.
Aggiungo però che esistono anche altri metodi che tengono conto non
solo del comportamento tagliante, ma anche dell'effetto flessionale
indotto dal sisma che porta ad esempio un incremento da un lato e
decremento da un altro per effetto di una distribuzione di F sismiche
su una parete (maschi+fascie). Sono metodi numerici semplici che
possono essere elaborati anche mediante un foglio execel. Non ricordo
il nome, ma l'ho visto in funzione ed è "semplice" da fare (per modo
di dire).
Con questo non voglio dire che facendo due conti da strapazzo riesco a
fare un fabbricato in muratura mediante pilastri in muratura.
Con riferimento ai pilastri, dici in sostanza che il taglio agente sul
pilastro potrebbe non essere quello sopra determinato.
Ci si può pensare, magari ipotizzando che quel pilastro si comporti
come doppiamente appoggiato (in testa e al piede).
Ma in questo caso il tagliante di sua competenza dovrebbe essere nullo?
(non ha rigidezza alla traslazione) quindi tutt'al più dovrebbe
ribaltare per cinematismo rigido (lascia stare per un attimo gli
effetti inierziali dovuti al peso proprio) se lo spostamento in testa
fosse "eccessivo" (che brutte parole ho scritto, ma al momento non
riesco a vedere bene il meccanismo di rottura).
Se è così rientreremo nelle sole verifiche "locali". (forse stò
andando un pò oltre e dovrei approfondire ancora). 
Ciao.

..... su una parete (maschi+fascie)
Perdono: (maschi+fasce).
Ciao.

 andando un pň oltre e dovrei approfondire ancora). 
Esatto anche qui, anche se le ipotesi che mi vengono in mente sono anche 
altre: collasso della malta per schiacciamento in una oscillazione, di 
conseguenza pilastro indebolito nell'oscillazione successiva: poco male 
finche' sono pareti, ma se salta un corso intero del pilastro... 
Quantomeno il modello omogeneo salta.
-- 
Ciao, Tigers


 Quantomeno il modello omogeneo salta.
Però forse il Dm 87 ci può venire in contro. Infatti se facciamo la
verifica per azioni ortogonali alla parete (mi potrai dire qual'é il
piano della parete, ma un attimo), questa verifica porta alla
determinazione del momento in mezzeria (ppxbetaxCxh^2/8)+ altri momenti
prodotti dalle eccentricità accidentali e quelli prodotti dal solaio,
questo momento, dicevo, diviso per N in mezzeria ci dà l'eccentricità
totale che non deve superare 1/3 di B (nocciolo). Inoltre la tensione
che ne scaturisce dalla verifica è aumentata attraverso dei
coefficienti che tengono conto della snellezza e la si confronta con la
sigmak. Con questo penso che siamo "tutelati" rispetto al meccanismo
che hai ipotizzato. Infatti le eccentricità accidentali sono in
funzione dell'altezza e se vedi la normativa il coefficiente di
riduzione della resistenza del muro di cui ti dicevo può raggiungere
anche 0.15. o addirittura 0 (ZERO) (si dovrebbe avere Zero quando sei
andato fuori dal nocciolo, però non ricordo esattamente il
collegamento tra le due cose.)
Ciao.

 totale che non deve superare 1/3 di B (nocciolo).
Ho sbagliato, perché lo dicevo a memoria, poi ho guardato sulla
normativa e mi sono accorto che il procedimento non è proprio questo.
Lo sfrozo normale lo devi considerare nel calcolo dell'eccentrità
dovuta al solo vento (da sostituire con l'azione sismica dettata dal DM
96 ultimi commi (azioni ortogonali alle pareti). Poi l'eccentricità
totale è data dalla somma delle precendenti (attenzione ai segni delle
eccentricità).
Ciao.

Vediamo di fare un po' di ordina tra le tante cose dette in merito.
Se non ho capito male, dopo aver abbondonato la strada del "non si può
fare perchè il DM del 96 non lo prmette" si sono delineate due scuole
di pensiero:
1) Da un lato ci sta qualcuno che non farebbe pilastri in muratura veri
e propri e sceglierebbe sceglierebbe soluzioni tipo un profilato
coperto da muratura. Presuppongo che nella verifica (per semplificare
le cose) si consideri solo la parte in acciaio e non la sez mista
acciaio calcestruzzo; ed in questo caso onn ci sono grossi problemi per
la verifica.
2) Dall'altro lato ci stanno quelli che, con opportune verifiche, non
escludono che si possa fare; purchè risulti ovviamente verificato.
In questa seconda scuola ci sono i grossi dubbi di fondo "come fare la
verifica al pilastro":
1) secondo il DM87 con le eccentricità aggiungendo la forza sismica in
testa al pilastro secondo il DM96, ma in questo caso cosa
verifichereste?
  a) la rottura a taglio solamente?
  b) anche una rottura a pressoflessione? Ma considerando la muratura
      i) perfettamente elastica lineare?
      ii) non reagente a trazione e quindi parzializzazione della
sezione?
2) metodo POR e simili?
  a) può il POR sostituire le verifiche del DM87?
  b) o lo aggiungete alle verifiche del DM87?
ma anche qui, come considerate la muratura?
       i) perfettamente elastica lineare?
      ii) non reagente a trazione e quindi parzializzazione della
sezione?
La mia riflessione sul DM87 è che questa normativa era stat pensata
per le parti, cioè strutture snelle in una direzione e tozze
nell'altra e che il POR (se io ricordo bene) non è menzionato su
nessuna normativa, quindi in tal caso, una verifica col POR che
validità legale può avere?
3) Qualcuno ha anche avanzato l'ipotesi cautelativa di parlarne prima
con il collaudatore (anche questo è un bel problema forse un po'
trascurato), ma nel caso queti non accetti il pilastro in muratura
perchè appartiene al filone di quelli che vogliono stare tranquilli,
voi che fareste?
  a) assecondate il collaudatore tacitamente
  b) cercate di convincerlo che è in errore perchè non sta scritto da
nessuna parte che non si possa fare se è verificato? E per le
verifiche?
      i) vi mettete d'accordo sulle verifiche da fare?
      ii) con la normativa alla mano dite "queste sono le verifiche da
fare"
         e non accettate altre verifiche per non dover incorrere a
sanzioni per
         negligenza opertiva?
      iii) fate tutte quelle che ritenete giuste + tutte quelle che vi
vengono chieste dal
         collaudatore?
4) ma tornando sulle verifiche, le fareste a mano alla vecchia maniera
oppure usando un codice di calcolo? In questo caso, quale usereste e
quale non usereste e perchè?
Klamm
P.S.: per chi volesse passarsi dei disegni nelle discussioni può usare
i più diffusi  file DXF i quali si possono aprire con notepad e
trovare tutto il disegno tradotto in testo e fare un semplice
copia-incolla.

 
Il resto lo leggo dopo che non ho tempo. Pero' un dxf quasi quasi pesa 
come tutto il Fidocad e l'import-export da e per Fidocad e' molto piu' 
veloce bastando un solo semplice copia-incolla.
Provalo, fidati.


 validità legale può avere?
Premesso che il DM 96 ti dice che puoi adottare un comprtamento
elasto-plastico con controllo della duttilità (quindi il POR è
accettato) - (solo attenzione a come si usa), ma se non piace fatti i
telai equivalenti anch'esso previsto dal DM'87 e, mi sembra,
dall'ordinanza (ci ho provato è un pò rompi-rompi). Ci stà un buon
testo su questa modellazione. Dovrebbe essere o quello del prof. Lenza
o Augenti (entrambi di Napoli) (quest'ultimo è l'autore anche di
quell'altro POR che ho definito impropriamente "ampliato").
Ciao.

 Ciao, Tigers


 
Uhm... Google, non ho il link sottomano e' anch'io l'ho cercato cosi' la 
prima volta :)


 siano dubbi o incertezze.
Perché non fai una verifica del pilastro del caso specifico che ho 
portato come esempio?
-- 
Ciao, DOCstone

 portato come esempio?
Ci provo, ma dovremmo discutere molto su come l'ho fatta, le ipotesi e
tutto il resto.
Se sono chiari i presupposti allora si può capire dove stanno le
mancanze.
Stampo la sintesi della verifica.
Ho messo un solaio h=24cm da pp=320+120+100 (neve) all'intero e un
solaio da 20 sul porticato (285+120+100).
Verifiche degli elementi murari
Le verifiche degli elementi murari sono state condotte col metodo degli
stati limite in accordo con le disposizioni del punto 2.4 del citato
D.M. 20/11/1987.
Sono state eseguite le seguenti verifiche:
Verifica della snellezza dei setti secondo il D.M. 20/11/87.
Verifica della eccentricità massima trasversale secondo il D.M.
20/11/87.
Verifica della compressione eccentrica trasversale secondo il D.M.
20/11/87.
Verifica a pressoflessione secondo la C.M. 30/07/81.
Verifica del terreno di fondazione secondo il D.M. 11/03/88.
Analisi sismica Por con verifica del limite elastico secondo la C.M.
30/07/81.
Analisi sismica Por con verifica del limite fessurazione secondo la
C.M. 30/07/81.
Analisi sismica Por con verifica del limite ultimo secondo la C.M.
30/07/81.
Verifica a ribaltamento secondo i Criteri di calcolo in attuazione
L.61/98.
Verifica dei collegamenti secondo i Criteri di calcolo in attuazione
L.61/98.
I carichi verticali sono stati computati mediante un cumulo progressivo
degli scarichi dei solai ai piani, dei pesi propri delle murature,
dell'influenza dei disassamenti prodotti da riseghe di spessore e dai
meccanismi di trasmissione degli scarichi in corrispondenza delle
aperture ed infine dei sovrasforzi generati dal sisma.
Nella valutazione degli sforzi normali si è tenuto conto dell'azione
non contemporanea dei carichi accidentali riducendo il carico
accidentale gravante ai piani sovrastanti; si è assunto un fattore
riduttivo del 0% per il piano immediatamente sovrastante a quello
considerato e del 15% per i piani superiori.
I RISULTATI DELLE VERIFICHE A COMPRESSIONE ECCENTRICA TRASVERSALE
SECONDO IL DM 20/11/87 EVIDENZIANO, NELLA SITUAZIONE PIÙ SFAVOREVOLE,
CHE LA TENSIONE NORMALE AGENTE RAGGIUNGE IL 308.90% DEL VALORE LIMITE.
TALE VERIFICA RISULTA PERTANTO NON SODDISFATTA.
-------- Se ti interessa posso provare a stampare il perché non è
verificata, così magari controllo anche io. (capisci, mica si può
perdere così tanto tempo).
I risultati delle verifiche a pressoflessione secondo la CM 30/07/81
evidenziano, nella situazione più sfavorevole, che la tensione normale
agente raggiunge il 14.50% del valore limite. Tale verifica risulta
pertanto soddisfatta.
I risultati delle verifiche in fondazione secondo il DM 11/03/88
evidenziano, nella situazione più sfavorevole, che la tensione massima
al suolo raggiunge il 49.18% della tensione ammissibile del terreno.
(NON ME NE FREGA).
Pertanto tali verifiche risultano soddisfatte.
I risultati delle verifiche a ribaltamento sulle pareti eseguite in
accordo ai Criteri di calcolo in attuazione L.61/98 evidenziano, nella
situazione  più sfavorevole, che il momento ribaltante raggiunge il
valore massimo del 8.62 % del momento stabilizzante disponibile.
Pertanto tali verifiche risultano soddisfatte.
Le verifica a trazione dei tiranti e del punzonamento indotto sulle
murature nei conci di ancoraggio risultano implicitamente soddisfatte
nell'ambito della verifica a ribaltamento, limitando il tiro utile al
valore massimo consentito dal soddisfacimento di tali verifiche.
(CORDOLI BEN DIMENSIONATI)
COME FA QUESTE VERIFICHE che seguono NON MI PIACE, IN GENERE USO
UN'ALTRO PROGRAMMA PERCHE' QUESTO qua FA, SECONDO ME, SOLO IL POR
CLASSICO CON LE VERIFICHE CLASSICHE A TAGLIO DETTATE DALLA CIRCOLARE
81.
INVECE CI SI PUò AGGIUNGERE DELL'ALTRO.
I risultati della verifica sismica condotta col metodo Por evidenziano,
per la scansione sismica più restrittiva, che:
Il fattore di sicurezza al limite elastico corrisponde al valore minimo
di 10.70, superiore al valore 0.90 richiesto. Tale verifica risulta
pertanto soddisfatta.
Il fattore di sicurezza al limite di fessurazione corrisponde al valore
minimo di 11.13, superiore al valore 0.95 richiesto. Tale verifica
risulta pertanto soddisfatta.
Il fattore di sicurezza al limite ultimo di collasso corrisponde al
valore minimo di 11.13, superiore al valore 1.00 richiesto. Tale
verifica risulta pertanto soddisfatta.