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Titolo: dissipative o non

ntc '08 struttura dissipativa -> fattore di struttura -> riduzione delle 
sollecitazioni 1/q
...sarà l'acqua nel cervello ma la domanda nasce spontanea:
e se io la calcolo non dissipativa?
segue niente staffe niente zone critiche niente di niente ma tutto solo 
secondo CAP.4 e non 7?
Imposizione CDB o CDA resta sottintesa attraverso imposizione di verifiche e 
dettagli d'armatura
ma da nessuna parte leggo "sei obbligato".
Solo nell'affermazione iniziale -> "verifica agli SLU solitamente per 
struttura dissipativa"...
ma chi l'ha detto? SLU non e' uguale a DISSIPATIVO, o perlomeno...SLU e' una 
resistenza di ultima di cerniera plastica, ma nessuno dice che deve 
dissipare piegandosi e ripiegandosi piu volte.
Nessuno di voi la calcola mai non dissipativa?
Inoltre e al contrario in senso positivo, non so voi ma sono rimasto 
perplesso sempre in senso positivo, fra il paragonare sollecitazioni di una 
struttura a 6 piani al DM'96 e circolare '97 sismico,
con la lineare modale ntc'08 e constatare che non mi e' servito svincolare 
nessuna trave per evitare momenti "impossibili" sui pilastri........qualcosa 
sicuramente non quadra....
l'unica pecca sono le zone di infittimento staffe/armature murature etc 
etc... con la quale voi ing di serie A (zona 1, 2, 3), non me ne vogliano i 
colleghi 4, vi imbattete certo tutti i giorni
Mat 

 secondo CAP.4 e non 7?
7.4 COSTRUZIONI DI CALCESTRUZZO
7.4.1 GENERALITÀ
L’impostazione delle presenti norme, con le regole di progetto che da 
essa discendono, prevede che le costruzioni in cemento armato posseggano 
in *ogni caso* una *adeguata* capacità di *dissipare* energia
in campo inelastico per azioni cicliche ripetute, senza che ciò comporti 
riduzioni significative della resistenza nei confronti delle azioni sia 
verticali che orizzontali.
-- 
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 verticali che orizzontali.
mi piacerebbe sapere allora quali sono le casistiche per cui su due software 
che uso posso spuntare struttura non dissipativa se non possono esistere 
strutture non dissipative.
a che serve quell'opzione?....
mah...
grazie
Mat

 mah...
Probabilmente effettua anche il calcolo per strutture in Acciaio e/o Miste.
Per queste due tipologie è consentito il calcolo "non-dissipativo".
-- 
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 a che serve quell'opzione?....
come vedo non utilizzi pce dell'aedes ;-P
battuite a parte un software diovrebbe permettere di valutare tutto poi è il 
professionista che con esame critico decide 


Ma allora il seguente capoverso nel cap. 7 che ci sta a fare?:
Analisi lineare
L’analisi lineare può essere utilizzata per calcolare gli effetti delle 
azioni sismiche sia nel caso di
sistemi dissipativi sia nel caso di sistemi non dissipativi.
Quando si utilizza l’analisi lineare per sistemi non dissipativi, come 
avviene per gli stati limite di
esercizio, gli effetti delle azioni sismiche sono calcolati, quale che 
sia la modellazione per esse
utilizzata, riferendosi allo spettro di progetto ottenuto assumendo un 
fattore di struttura q unitario (§
3.2.3.4). La resistenza delle membrature e dei collegamenti deve essere 
valutata in accordo con le
regole presentate nei capitoli precedenti, "non essendo necessario 
soddisfare i requisiti di duttilità
fissati nei paragrafi successivi".
E non c'è scritto che la cosa vale per l'acciaio o le strutture miste.
O sbaglio?
Slang


Anche se hai quotato il post di Apterix, credo che ti riferisca alle mie 
affermazioni. Comunque...
7.5 COSTRUZIONI D’ACCIAIO
La resistenza delle membrature e dei collegamenti deve essere valutata 
in accordo con le regole [...] Nel caso di comportamento strutturale 
*non dissipativo* la resistenza delle membrature e dei collegamenti deve 
essere valutata in accordo con le regole di cui al § 4.2. delle presenti 
norme, non essendo necessario soddisfare i requisiti di duttilità.
7.6 COSTRUZIONI COMPOSTE DI ACCIAIO-CALCESTRUZZO
Gli edifici con struttura sismo-resistente composta
assumendo uno dei seguenti comportamenti strutturali:
a) comportamento strutturale dissipativo con meccanismi
membrature composte acciaio-calcestruzzo;
b) comportamento strutturale dissipativo con meccanismi
membrature in solo acciaio strutturale;
c) comportamento strutturale *non-dissipativo*.
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 O sbaglio?
Si e no. In pratica tu sei (quasi) libero di scegliere il tipo di
comportamento che ritieni piu' adeguato per analizzare la tua struttura.
Ma con una sola eccezione: per il c.a. e' previsto in modo esplicito
l'obbligo di considerare un comportamento dissipativo.
E' per questo che possiamo permetterci di calcolare con comportamento
non dissipativo le strutture in acciaio e le miste elencate da nobody.
Fai solo attenzione al caso particolare delle strutture miste in cui
siano presenti elementi sismoresistenti in c.a. e basta.
In questo caso particolare agli elementi in c.a. si applicano le regole
del c.a. e quindi ritorna obbligatorio il calcolo dissipativo.
-- 
Ciao da Francesco B.

mi ricollego con altra domanda a cui vogliate o meno rispondere, da perfetto 
newbie:
fino ad ora sono riuscito a stimare/valutare/avere un'idea delle forse 
momenti e tagli in gioco, grazie alle TA (lombardia) e agli SLU ma con DM'96 
e circolare'97 per la quale sebbene complessa l'andamento di azioni 
assiali/momenti/tagli,
a patto di conteggiare un incremo di 1,3-1,5 era equiparabile alle TA e 
quindi permetteva di valutare in modo quasi diretto e similare le forze in 
gioco.
Al contrario ora per tempo, costi e solite storie mi sono affidato 
brutalmente al software, e approfondirò a breve leggendomi il manualone ma 
sono davvero all'oscuro degli schemi statici inseriti negli inviluppo per 
determinare le azioni massime presenti.
Da quanto capito:
- agli inviluppi ordinari va aggiunto (forse solo per il taglio o anche per 
i momenti?) dei diagrammi a schema statico con elementi dotati di momenti 
massimi plastici che portano alla plasticità le travi (anche sui pilastri? 
bo)
- da qui segue le imposizioni di verifica al taglio maggiore travi/pilastri 
etc etc...(qualcosa del genere)
ma quel che mi e vi chiedo e'...
maggiore/minore e' il fattore di struttura, il grado sismico, la classe 
dell'edificio e maggiore/minore e' l'accelerazione applicata e quindi le 
sollecitazioni.
Ma a questi diagrammi va aggiunto l'inviluppo PER QUALSIASI ELEMENTO della 
configurazione a cerniere plastiche realizzate?!?!?!?!?
cio' mi porta a pensare che quindi, che io sia in zona 3 in 2 o in 1, che 
sia strategico o meno, sono obbligato a verificare le travature continue a 
tutti questi schemi a farfalla per momenti plastici e tagli 
derivanti?????????????????????
se cosi fosse, la nuova normativa mi sembra una gran c@zzata.
Da qui discendeva la mia domanda...ma perche' considerare che abbiano tutte 
le stesse riserve plastiche?
la deduzione, a manualetto (etto...) software chiuso, nasceva dal fatto 
che..con sezioni piu grosse, armature maggiori il progettarle diventa un 
circolo vizioso che mi porta a vedere il diagramma SOLLECITANTE risultante 
che va su e giu a seconda dell'armatura.
Ripeto..una cosa che porta alla completa piu totale perdita di controllo del 
"piccolo" momento reale sollecitante esistente del mio solaio, tetto o 
carico che sia.
Tanto che la mia soluzione per ora e' stata -> rifai sempre girare il tutto 
e verifica con TA e SLU normale o non ci capisci una beata fava.
Concordate/sbaglio?
spero mi smentiate sul fatto che negli inviluppi ci sono i diagrammi 
plastici di tutti i nodi di tutte le travi per le verifiche
Cosi a sentimento ricordo che la verifica a taglio amplificata da momenti 
plastici fosse solo per le Z=2 e 1, ma cio' non giustifica perche' il mio 
bel solutore sposta il diagramma sollecitante assieme alle barre che 
inserisco.
Altra cosa..i megamomenti insopportabili che avevo sui pilastri 
all'attaccatura con le travi che portava tutti noi a svincolare a destra e 
manca sono spariti!..ok che una sezione agli SLU e' tutto un'altro modo di 
pensare ma..bo..perplesso.
Mat 

in parole molto povere,
premesso che sono fortemente perplesso (amante degli FEM quale sono) gi� 
dalla frase letta per cui si diceva che l'analisi lineare del complesso va 
fatto con sezioni fessurate e in prima approssimazione pari a met� della 
loro inerzia, e in altri casi se non dissipativa con inerzia completa (e gi� 
qua cambia il mondo sui momenti iperstatici)
quali diamine di configurazioni statiche la normativa impone di conteggiare 
nella verifica delle sezioni?
schemi a farfalla di travature incernierate completamente plasticizzate?
schemi a farfalla sulle pilastrate sempre incernierate ma completamente 
plasticizzate?
non so da quale ragionamento la mia deduzione derivi ma ho come questa 
impressione.
Spero sia tutta una mia pippa mentale perche' sarebbe alquanto fuoriluogo e 
tremendamente sollecitante tutti gli elementi indistintamente fra zone 
sismiche essendo momenti plastici dipendenti dalle sole sezioni che adotto.
Mat

 ha scritto nel messaggio 
news:CJdEo.2571$uT.1...@twister1.libero.it...

acciaio, legno 

 gioco.
Ma guarda che puoi ancora fare cosi'.
Io, per quanto possibile, continuero' a usare il calcolo elastico
lineare per determinare le sollecitazioni.
Al massimo considero la possibilita' di avere degli elementi fessurati
ma sempre calcolo lineare rimane.
Lascia perdere le analisi non lineari finche' puoi.



Scusate se sono tardo ma la frase da me estrapolata fa parte del cap. 
7.3.1 e quindi prescinde dal materiale costituente la struttura.
Si parla unicamente di sistemi dissipativi o no.
Ed inoltre, al punto 7.2 si dice:
"Le costruzioni soggette all’azione sismica, non dotate di appositi 
dispositivi dissipativi, devono
essere progettate in accordo con i seguenti comportamenti strutturali:
a) comportamento strutturale non-dissipativo;
b) comportamento strutturale dissipativo."
Qualcuno mi indica dove è esplicitato l'obbligo di considerare sempre le 
strutture in c.a. come sistemi dissipativi?
(se ad esempio calcolo un bel serbatoio in c.a.o. stile bunker (per 
capirci), questa è una struttura in c.a. ma certamente tutto è tranne 
che dissipativa).
Per cui credo che la distinzione non sia legata unicamente al materiale 
della struttura.
E' invece vero per strutture "intelaiate" in c.a.?
So di colleghi che hanno dimensionato strutture intelaiate in c.a. in 
questo modo (premessa (credo) non trascurabile: io parlo di zone 4 
quindi con sisma molto blando per cui il q=1 non rende le sollecitazioni 
da assorbire "impossibili").
Io tendo a ragionare così: nelle zone a grado sismico elevato 
considerare q=1 e far lavorare la struttura in campo elastico è 
praticamente impossibile, ma in zona 4 la cosa dovrebbe essere fattibile 
senza dimensionamenti esagerati e mi piacerebbe poter operare in tal senso.
Grato a chi mi illumina "definitivamente" (magari!!!!, con ste NTC08 
c'ho na nebbia in testa.........;-P).
Slang

 da assorbire "impossibili").
7 PROGETTAZIONE PER AZIONI SISMICHE
Le costruzioni da edificarsi in siti ricadenti in zona 4 possono essere 
progettate e verificate applicando le sole regole valide per le 
strutture non soggette all’azione sismica, alle condizioni di seguito 
enunciate.
Quindi in ZONA 4 (e solo in zona 4) puoi NON applicare i paragrafi 7.X, 
a parte il rispetto di alcuni punti.
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 parte il rispetto di alcuni punti.
quindi potrei non applicare la gerarchia delle resistenze?
__________ Informazioni da ESET NOD32 Antivirus, versione del database delle firme digitali 5637 (20101121) __________
Il messaggio è stato controllato da ESET NOD32 Antivirus.
www.nod32.it

 quindi potrei non applicare la gerarchia delle resistenze?
Sì, la norma non lo impone.
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