E1349 ER 03 Relazione Calcolo-rv02 - izsler.it 03 Relazione di calcolo delle... · er 03 rv00 relazione di calcolo delle strutture progetto strutturale esecutivo Commessa: 13113313

ER 03 RELAZIONE DI CALCOLO DELLE STRUTTURE PROGETTO ESECUTIVO

STUDIO LENZI E ASSOCIATI Via Riva Reno, 63 40122 Bologna Tel: +39.051.229118 Fax: +39.051.263775 info@studio lenzi.it

ER 03 RV00 RELAZIONE DI CALCOLO DELLE STRUTTURE PROGETTO STRUTTURALE ESECUTIVO

Commessa: 13131313 001001001001 ISTITUTO ZOOPROFILATTICO BOLOGNAISTITUTO ZOOPROFILATTICO BOLOGNAISTITUTO ZOOPROFILATTICO BOLOGNAISTITUTO ZOOPROFILATTICO BOLOGNA Pag.: 1111 di 101101101101

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RELAZIONE DI CALCOLO

CAPO 1 - RELAZIONE DI CALCOLO .......................................................................................3

1.1 PREMESSA ......................................................................................... ............................... 3 1.1.1 DESCRIZIONE GENERALE DELLA STRUTTURA .................................................. ...... 3 1.1.2 NORMATIVA TECNICA .................................................. ............................................ 5 1.1.3 PARAMETRI DI PROGETTO PER L'AZIONE SISMICA ................................................. 6 1.1.4 DESCRIZIONE DEI MATERIALI DI IMPIEGO STRUTTURALE ....................................... 8 1.1.5 CRITERI DI PROGETTAZIONE E MODELLAZIONE .................................................. ... 9

1.1.5.A MODELLAZIONE DELLA GEOMETRIA E DELLE PROPRIETA’ MECCANICHE ........ 10

1.1.5.B MODELLAZIONE DEI VINCOLI INTERNI ED ESTERNI .......................................... 10

1.1.5.C MODELLAZIONE DELLE AZIONI .................................................. ........................ 11

1.1.6 COMBINAZIONI DI CARICO E CARICHI AGENTI .................................................. ..... 13 1.1.7 METODO DI ANALISI .................................................. ............................................. 22 1.1.8 CRITERI DI VERIFICA AGLI STATI LIMITE .................................................. .............. 22 1.1.9 PRINCIPALI RISULTATI .................................................. ......................................... 22 1.1.10 CARATTERISTICHE E AFFIDABILITA’ DEL CODICE DI CALCOLO ............................. 29

1.2 VERIFICA DEGLI ELEMENTI STRUTTURALI ...................................................................... 30 1.2.1 VERIFICA DEI SOLAI .................................................. ............................................. 30

1.2.1.A VERIFICA DEL PRIMO SOLAIO H. 28 CM – CLS LC30/33 ....................................... 31

1.2.1.B VERIFICA DEL TERZO SOLAIO H. 26 CM – CLS LC30/33 ...................................... 37

1.2.1.C VERIFICHE A TAGLIO PUNZONAMENTO .................................................. .......... 43

1.2.2 VERIFICA DEI PILASTRI .................................................. ........................................ 45 1.2.2.A VERIFICA DELLO SFORZO ASSIALE PER COMBINAZIONI SISMICHE .................. 51

1.2.2.B VERIFICA A PRESSOFLESSIONE E TAGLIO .................................................. ...... 51

1.2.2.C EFFETTI DEL SECONDO ORDINE NEI PILASTRI .................................................. 61

1.2.3 VERIFICA DELLE PARETI .................................................. ...................................... 62 1.2.3.A PARETE 20 X 490 .................................................. .............................................. 64

1.2.3.B VERIFICA DELLA PARETE VANO ASCENSORE SCALA 2 .................................... 70

1.2.4 VERIFICA DELLA STRUTTURA DI ACCIAIO................................................... ........... 77 1.2.4.A PROFILO TUBOLARE 250X150X12 .................................................. ..................... 81

1.2.4.B NODO PROFILO TUBOLARE 250X150X12 – STRUTTURA C.A. .............................. 82

1.2.4.C PROFILO IPE 300................................................... ............................................. 83

1.2.4.D PROFILO IPE 160................................................... ............................................. 84

1.2.4.E PROFILO HEB 160 .................................................. ............................................ 85

1.2.4.F PROFILO HEA 140 .................................................. ............................................ 86

1.2.4.G NODO A COMPLETO RIPRISTINO DI SEZIONE – IPE 160 ..................................... 88

1.2.4.H NODO A COMPLETO RIPRISTINO DI SEZIONE – HEA 140.................................... 89






1.2.5 VERIFICA STRUTTURA PENSILINE DI ACCIAIO .................................................. ..... 91






CAPO 1 RELAZIONE DI CALCOLO

1.1 PREMESSA L’oggetto della relazione è il progetto strutturale per la realizzazione dell’ “ Ampliamento della sede dell’Istituto Zooprofilattico Sperimentale della Lombardia e dell’Emilia Romagna – Sezione di Bologna”.

1.1.1 DESCRIZIONE GENERALE DELLA STRUTTURA L’ intervento proposto consiste nella realizzazione delle nuove strutture dell’edificio “Istituto Zooprofilattico sperimentale”. Il progetto in esame prevede la realizzazione di una nuova unità strutturale indipendente, collocata in adiacenza all’edificio esistente, e ad essa collegata da due corpi “secondari”. La progettazione architettonica è stata svolta in stretto contatto con la progettazione strutturale preliminare. In elevazione il nuovo fabbricato proposto occupa un’ area di sedime approssimativamente ad L, si veda la seguente immagine.

1 2 3 4 5 6 7 8 9 10

A

B

C

D

E

3335

1230

1230

2750

Pianta piano primo






Il fabbricato si sviluppa per quattro livelli, uno seminterrato e i rimanenti tre fuori terra. L’altezza complessiva è pari a circa 15,30 m, i cui piani sono così impostati:

Piano seminterrato q.p.f. 3,30 m; Piano terra q.p.f. +0,00 m; Piano primo q.p.f. + 4,00 m; Piano secondo q.p.f. + 8,00 m; Piano copertura q.p.f. + 12,00 m.

Il sistema strutturale prescelto è stato quello di una struttura in calcestruzzo armato gettato in opera con setti e pilastri a definire le membrature verticali e orizzontamenti a soletta piena in conglomerato cementizio alleggerito gettati in opera. Le strutture portanti del nuovo edificio sono costituite da quattro impalcati a soletta piena con orditura bidirezionale del tipo flat slab realizzati con conglomerato cementizio armato alleggerito (inerti leggeri classe resistenza: LC30/33) sostenuti da una maglia di pilastri e setti sostanzialmente regolare posti a interassi dell’ ordine di 5 6 m. L’elevata rigidezza degli impalcati, data dallo spessore e dalla morfologia permette di considerare tali piani come rigidi. La stabilità alle azioni orizzontali è assicurata dalla presenza di pareti in c.a,opportunamente diffusi nella pianta strutturale, che vanno a costituire pareti semplici o veri e propri blocchi scala – ascensore, costituendo l’apparato sismoresistente dissipativo. Man a mano che ci si eleva di piano nel fabbricato, la pianta del complesso si riduce, andando a rastremarsi a quota +4,00 m sul fronte sud ed ovest, poi in corrispondenza del piano +8,00 m, si ha un vero e proprio arretramento del perimetro su vari fronti, creando ampie terrazze. In corrispondenza dell’ultima elevazione è presente una struttura secondaria metallica, rispetto quella principale in c.a. Si hanno infatti pilastri in acciaio che a quota +8,00 m spiccano dai sottostanti elementi in c.a., andando a sorreggere un struttura a doppia orditura metallica, dove saranno probabilmente alloggiati dei futuri pannelli fotovoltaici, raggiungendo la quota estradossale di +13,10 m. Per maggiori dettagli si veda il paragrafo 1.2.4 nella presente relazione.

Per le strutture di fondazione del nuovo fabbricato si prevede l’ adozione di un sistema fondale diretto, su travi superficiali e platee. Il sistema fondale proposto è di tipo superficiale, caratterizzato da travi di fondazione di spessore variabile tra i 50 cm ed i 70 cm, tra loro collegate da una soletta piena di collegamento di spessore pari a 15 cm.






Il progetto delle fondazioni sarà condotto nel pieno rispetto delle strutture esistenti e opportunamente calibrato per evitare interferenze di qualsiasi genere nella fase di scavo delle nuove fondazioni superficiali. Viene infatti prevista la realizzazione di una paratia, costituita da n.7 pali di diametro 30 cm, lunghezza 7,5 m ad interasse circa 0,60 m, atti a proteggere, durante la fase di scavo, la zona dell’esistente vasca di clorazione. Altri n.8 pali sono stati previsti a sostegno delle strutture di una porzione del corpo a collegamento dell’edificio esistente ed il nuovo.

1.1.2 NORMATIVA TECNICA Nella Redazione del Progetto strutturale si è fatto riferimento alle seguenti normative e prescrizioni: • Legge n. 1086 del 5 Novembre 1971. “Norme per la disciplina delle opere di conglomerato cementizio armato,

normale e precompresso, ed a struttura metallica”.

• Legge n. 64 del 2 febbraio 1974. “Provvedimenti per le costruzioni con particolari prescrizioni per le zone

sismiche”.

• D.M. del 3 marzo 1975. “Approvazione delle norme tecniche per le costruzioni in zone sismiche”.

• D.M. del 3 marzo 1975. “Disposizioni concernenti l'applicazione delle norme tecniche per le costruzioni in zone

sismiche”.

• Bollettino Ufficiale del C.N.R., anno XIV, pt. IV, n. 74, pp. 5 314, 10.03.1980.

• D.M. del 3.10.1978. “Criteri generali per la verifica della sicurezza delle costruzioni e dei carichi e sovraccarichi”.

• D.M. 20.11.1987. “Norme Tecniche per la progettazione, esecuzione e collaudo degli edifici in muratura e per il

loro consolidamento”

• D.M. 11.03.1988. “Norme Tecniche riguardanti le indagini sui terreni e sulle rocce, la stabilità dei pendii naturali

e delle scarpate, i criteri generali e le prescrizioni per la progettazione, l’esecuzione e il collaudo delle opere di

sostegno delle terre e delle opere di fondazione”

• Circ. Min. LL.PP. 24.09.1988 n.30483 Istruzioni per l’applicazione del D.M. del 11/03/1988”

• D.M. del 27.07.1985. “Norme Tecniche per l'esecuzione delle opere in C.A. normale e precompresso e per le

strutture metalliche”.

• Istruzioni per la valutazione delle: Azioni sulle Costruzioni. (C.N.R. 10012/85)

• DM del 4.05.1990. "Criteri generali e prescrizioni tecniche per la progettazione, esecuzione e collaudo dei ponti

stradali".

• D.M. del 9.01.1996. “Norme Tecniche per il calcolo, l'esecuzione ed il collaudo delle strutture in cemento

armato, normale e precompresso e per le strutture metalliche”.

• D.M. del 16.01.1996. “Norme tecniche relative ai «Criteri generali per la verifica di sicurezza delle costruzioni e

dei carichi e sovraccarichi»”.

• D.M del 16 .01.1996. “Norme tecniche per le costruzioni in zone sismiche”

• Circ. Min. LL.PP. 04.07.1996 n.156. – “Istruzioni per l’applicazione del D.M. del 16.01.1996”

• Circ. Min. LL.PP. 15.10.1996 n.252. – “Istruzioni per l’applicazione del D.M. del 09.01.1996”






• Circ. Min. LL.PP. 10.04.1997 n.97. “Istruzioni per l’applicazione del D.M. del 16.01.1996”

• Circ. Min. LL.PP. 10.04.1997 n.65. “Istruzioni per l’applicazione del D.M. del 16.01.1996 – Costruzioni in zone

sismiche”

• O.P.C.M. n. 3274 23.03.2003. “Primi elementi in materia di criteri generali per la classificazione sismica del

territorio nazionale e di normative tecniche per le costruzioni in zona sismica”

• O.P.C.M. n. 3316. “Modifiche ed integrazioni all’ Ordinanza del Presidente del Consiglio dei Ministri n. 3274 del

20 Marzo 2003”

• D.M. del 14.09.2005. “Norme tecniche per le costruzioni” (NTC2005)

• UNI EN 1992 1 1:2005. “Eurocodice 2 – Progettazione Strutture in Calcestruzzo. Parte 1 1: Regole Generali”

(EC2)

• UNI EN 206 1:2006 “Calcestruzzo – Specificazione, prestazione, produzione e conformità”

• CNR DT 206/2007 “Istruzioni per la progettazione la revisione ed il controllo delle strutture di legno”

• D.M. del 14.01.2008. “Norme tecniche per le costruzioni” (NTC2008)

• Circ. Cons. Sup. LL.PP. 02.02.2009 n.617. “Istruzioni per l’applicazione delle nuove norme tecniche per le

costruzioni”

• L.R. Emilia Romagna n. 19 del 30.10.2008 “Norme per la riduzione del rischio sismico”

• Ord. Progr. Emilia Romagna n. 1071/2010 Approvazione dell’Atto di Indirizzo recante “Individuazione dei

contenuti cogenti del progetto esecutivo riguardante le strutture ai sensi dell’articolo 12, comma 1, della L.R. 19

del 2008”

• D. G. R. Emilia Romagna n. 687/2011 Atto di indirizzo recante l’individuazione degli interventi privi di rilevanza

per la pubblica incolumità ai fini sismici e delle varianti in corso d’opera, riguardanti parti strutturali, che non

rivestono carattere sostanziale, ai sensi dell’articolo 9, comma 4 della L.R. n. 19 del 2008

• D. G. R. Emilia Romagna n. 1373/2011 Atto di indirizzo recante l’individuazione della documentazione attinente

alla riduzione del rischio sismico necessaria per il rilascio del permesso di costruire e per gli altri titoli edilizi, alla

individuazione degli elaborati costitutivi e dei contenuti del progetto esecutivo riguardante le strutture e alla

definizione della modalità di controllo degli stessi, ai sensi dell’articolo 12, comma 1 e dell'articolo 4 comma 1,

della L.R. n. 19 del 2008.

1.1.3 PARAMETRI DI PROGETTO PER L'AZIONE SISMICA L’ immobile oggetto di intervento è situato in Bologna (BO), via Pietro Fiorini, ed è riportato nella fotografia seguente.






Fig. 1 Identificazione dell’ area oggetto di intervento L’ immobile oggetto di intervento ha destinazione d’ uso laboratori in tutti i livelli entro e fuori terra, nella sua interezza e totalità. A seguito della riclassificazione sismica del territorio nazionale, introdotta con l’Ordinanza del Presidente del Consiglio dei Ministri n. 3274 del 20 Marzo 2003, all’area in oggetto possono essere associati i seguenti parametri:

Comune: Bologna (BO) Zona: 3 Accelerazione di picco al suolo: ag = 0.15g Coefficiente di protezione sismica (DM96): I = 1.2 Grado di sismicità (DM96): S = 6 Coefficiente di intensità sismica (DM96): C = 0.04

L’analisi strutturale viene condotta in conformità a quanto richiamato dal capitolo 2.4 del D.M. 14.01.2008 e fa riferimento a edifici aventi la seguente classe d’uso e vita nominale e di riferimento:

Vita nominale della costruzione: VN ≥ 50 anni Classe d'uso della costruzione: III Coefficiente d’ uso CU = 1.5






Periodo di riferimento: VR = VN � CU = 75 anni

Ubicazione del Sito: Località: Bologna (BO), Via Fiorini 5 Latitudine (ED50): 44.498 Longitudine (ED50): 11.34 Categoria del suolo: C Fattore topografico: T1

1.1.4 DESCRIZIONE DEI MATERIALI DI IMPIEGO STRUTTURALE Nella progettazione delle opere strutturali si è fatto riferimento ai seguenti materiali impiegati:

1. Calcestruzzo: o Per strutture di fondazione (pali e platea):

C25/30 (Rck > 30 MPa) UNI EN 206 1:2001;






classe di lavorabilità : S4 diametro massimo inerte: 30 mm; classe di esposizione: XC2;

o Per opere controterra: C25/30 (Rck > 30 MPa) UNI EN 206 1:2001; classe di lavorabilità : S4 diametro massimo inerte: 30 mm; classe di esposizione: XC2;

o Per strutture in elevazione (pilastri e pareti): C28/35 (Rck > 35 MPa) UNI EN 206 1:2001; classe di lavorabilità : S5 diametro massimo inerte: 20 mm; classe di esposizione: XC3;

o Solette piene (impalcati principali): Calcestruzzo strutturale alleggerito, massa volumica ≤19 kN/m3 LC30/33 alleggerito (Rck > 33 MPa) UNI EN 206 1:2006, classe di esposizione: XC3, lavorabilità: S5, diametro massimo inerte: 20mm;

o Altre solette e rampe scale: C28/35 (Rck > 35 MPa) UNI EN 206 1:2006, classe di esposizione: XC3, lavorabilità: S5, diametro massimo inerte: 20mm;

2. Acciaio da c.a.: o B450C per barre, certificato e controllato in stabilimento; o B450A per reti elettrosaldate, certificato e controllato in stabilimento.

3. Acciaio da carpenteria: o Profilati in acciaio:

S275 JR – saldabile ove necessario, certificato e controllato in stabilimento; o Bulloneria:

viti: Classe 8.8; dadi: Classe 8; rosette: classe C50, saldabile ove necessario, certificato e controllato in stabilimento.

o Saldature: in conformità al punto 11.3.4.5 DM 14 Gennaio 2008 (NTC 2008)

1.1.5 CRITERI DI PROGETTAZIONE E MODELLAZIONE Per il calcolo strutturale si è fatto riferimento alla teoria dell’elasticità lineare e al principio della sovrapposizione degli effetti e più genericamente ai criteri espressi nella Scienza e nella Tecnica delle Costruzioni.






I calcoli sono stati condotti in parte manualmente e in parte con l’ausilio del codice di calcolo ad elementi finiti PROSap della 2S.I. Software e Servizi per l'Ingegneria S.r.l. implementato su elaboratori dotati di microprocessori Intel Core i7 con sistema operativo a 64 bit Windows 7 Professional. Il sottoscritto progettista ha preso visione dell’Attestato di Affidabilità del codice di calcolo di cui al punto fornito dal produttore e attestante l’affidabilità e l’idoneità al caso specifico, come richiesto al punto 10.2 della Norma. Gli orizzontamenti sono stati modellati con elementi tipo “shell” a quattro nodi, conferendo così ai solai l’effettiva rigidezza. Anche i pannelli murari sono stati modellati con analoghi elementi. Le forometrie di dimensioni rilevanti sono state inserite nel software di calcolo. 1.1.5.a MODELLAZIONE DELLA GEOMETRIA E DELLE PROPRIETA’ MECCANICHE La geometria della struttura e i rapporti reciproci tra gli elementi strutturali portati e portanti sono chiaramente individuati dalle immagini del modello strutturale riportate di seguito. In particolare, i pilastri sono modellati con elementi a due nodi tipo “beam”, i setti sono modellati con elementi a quattro nodi tipo “shell” a seconda della geometria degli stessi e quindi del tipo di elemento maggiormente rappresentativo. Analogamente gli orizzontamenti sono modellati con elementi guscio a quattro nodi vincolati rigidamente alle strutture verticali. Non è stato impostato il vincolo di piano rigido in corrispondenza degli orizzontamenti, realizzati con solette piene in c.a. questa scelta è dovuta all’individuazione, a nostro avviso, di un comportamento della struttura modellata più vicino a quello reale. L’introduzione dei piani rigidi avrebbe falsato tali risultati. Il modulo elastico nominale considerato per gli elementi in cls tradizionale è pari a 32600 N/mm2, per gli elementi in calcestruzzo alleggerito è 28 500 N/mm2, per gli elementi in acciaio è pari a 210 000 N/mm2..

1.1.5.b MODELLAZIONE DEI VINCOLI INTERNI ED ESTERNI Le strutture in calcestruzzo sono normalmente vincolate rigidamente tra loro. Sono stati realizzati due modelli: uno in cui la struttura è incastrata alla base, un altro in cui sono state modellate le strutture di fondazione.






Immagine del modello ad elementi finiti incastrato alla base

Immagine del modello ad elementi finiti con le strutture di fondazione

1.1.5.c MODELLAZIONE DELLE AZIONI I carichi sono quelli individuati al punto 2.6.2.. Il peso proprio di tutti gli elementi strutturali modellati è calcolato in automatico dal software utilizzato.






I carichi di piano, assegnati ai solai, sono stati inseriti mediante l’applicazione di carichi di superficie direttamente sui singoli elementi bidimensionali. In corrispondenza delle tamponature esterne sono stati applicati carichi lineari. Le masse sismiche sono ricavate a partire dai carichi introdotti e dai pesi propri

CLASSE DI DUTTILITA’

L’edificio è progettato in Classe di Duttilità Bassa (CD”B”), ai sensi del punto 7.2.1. della Normativa vigente.

FATTORE DI STRUTTURA

Il fattore di struttura di cui al punto 3.2.3.5 delle NTC2008, interviene nella definizione dello spettro di risposta per gli stati limite ultimi per tenere conto delle capacità dissipative della struttura. Tale fattore viene calcolato come indicato al punto 7.3.1: q = q0 KR

q0 valore massimo del fattore di struttura, che dipende dalla duttilità attesa dalla struttura. Dipende dalla tipologia strutturale

KR fattore riduttivo che dipende dalla regolarità o meno in altezza Al punto 7.4.3.1 la normativa vigente riporta la definzione di strutture miste equivalenti a pareti indicando come tali quelle strutture “nelle quali la resistenza alle azione verticali è affidata prevalentemente ai telai,

la resistenza alle azioni orizzontali è affidata in parte ai telai ed in parte alle pareti; se più del 50%

dell’azione orizzontale è assorbita dalle pareti si parla di strutture miste equivalenti a pareti”.

Negli elaborati allegati è ben visibile come il telaio sia l’elemento strutturale maggiormente diffuso, a cui quindi viene affidata prevalentemente la resistenza alle azioni verticali. Data la distribuzione delle pareti, risulta evidente che la percentuale di azione orizzontale assorbita dalle pareti è maggiore del 50%. La struttura in oggetto è definibile come struttura mista equivalente a pareti. Ottengo quindi: q = q0 KR

KR = 0,8 (strutture non regolari in altezza) tipologia strutturale = struttura mista telaio pareti / equivalente a pareti (par. 7.4.3) q0 = 3.0 αu / αu

αu / αu = 1.2 Kw = 1.0 (essendo la struttura non regolare in pianta si assume αu / αu = (1.0+1.2)/2 = 1.10 (par. 7.3.1)






Riassumendo: q = q0 KR Kw = 1.10 x 3.0 x 0.8 = 2.64

L’analisi dinamica modale è stata condotta per modi di vibrare considerando le prime 120 frequenze in modo da eccitare percentuali di massa superiori ai minimi di norma. Si allegano in formato digitale i tabulati indicativi del comportamento dinamico della struttura.

1.1.6 COMBINAZIONI DI CARICO e CARICHI AGENTI Le combinazioni utilizzate sono quelle previste dall’NTC 2008 al par. 2.5.3., in particolare si è considerato:

Per le verifiche di tipo STATICO: o (SLU): Combinazione Fondamentale (2.5.1)

γG1⋅G1 + γG2⋅G2 + γP⋅P + γQ1⋅Qk1 + γQ2⋅ψ02⋅Qk2 + γQ3⋅ψ03⋅Qk3 + …

o (SLE): Combinazione Caratteristica (Rara) (2.5.2)

G1 + G2 + P + Qk1 + ψ02⋅Qk2 + ψ03⋅Qk3 + …

o (SLE): Combinazione Frequente (2.5.3)

G1 + G2 + P + ψ11⋅Qk1 + ψ22⋅Qk2 + ψ23⋅Qk3 + …

o (SLE): Combinazione Quasi Permanente (2.5.4)

G1 + G2 + P + ψ21⋅Qk1 + ψ22⋅Qk2 + ψ23⋅Qk3 + …

Per le verifiche di tipo SISMICO: o (SLV), (SLO) e (SLD): Combinazione Sismica (2.5.5)

E + G1 + G2 + P + ψ21⋅Qk1 + ψ22⋅Qk2 + …

Considerando le combinazioni come sopra riportate, i coefficienti parziali che tengono conto dell’effetto favorevole o sfavorevole del carico in esame (Tab. 2.6.I) e gli Stati Limite considerati, si ottengono in totale 72 Combinazioni di Carico. Si osserva che per le verifiche di tipo sismico, il rispetto degli stati limite previsti dalla norma è conseguito:

Nei confronti degli SLE qualora siano rispettate le verifiche relative al solo SLD; Nei confronti degli SLU qualora siano rispettate le verifiche relative al solo SLV;

Secondo quanto indicato al par. 7.1 della Norma. Inoltre, poiché nel caso in esame la costruzione

possiede Classe d’Uso III, sono sviluppate le verifiche di sicurezza relative allo SLO, ai sensi dei paragrafi 7.2.4. e 7.3.7.3 della Norma.






L’azione E sismica combinata con le altre azioni si ricava come specificato al par. 3.2.4. I coefficienti parziali γG e γQ per la fattorizzazione delle azioni appartengono alla categoria A1 STR così

come definita in tabella 2.6.1 della Norma.

CARICHI PERMANENTI (Gk)

In accordo con la definizione riportata al paragrafo 2.5.1.2 delle NTC2008, si distinguono: o G1: carichi permanenti dovuti ai pesi propri degli elementi strutturali; o G2: carichi permanenti dovuti a pesi propri portati di elementi non strutturali

Per quanto riguarda la struttura in oggetto si ha: G1 – Peso Proprio degli elementi strutturali

Si considera in questa categoria il peso degli elementi strutturali portanti quali fondazioni, travi, pilastri, pareti e solai.

G2 – Peso Proprio degli elementi portati Si considera in questa categoria il peso di impianti, massetti, sottofondi, pavimenti, intonaci, tramezzi e tamponature.

CARICHI VARIABILI (Qk)

Carichi variabili: carichi legati alla destinazione d’uso (Qk) Si considerano i carichi variabili legati alla destinazione d’uso, così come definito al punto 3.1.4 della norma, in particolare si ha:

o Qk: Ambienti suscettibili di affollamento (C1) : 3.00 kN/m2 o Qk: Ambienti suscettibili di affollamento (C2 – balconi, ballatoi e scale comuni): 4.00 kN/m2 o Qk: Rimesse e parcheggi (F): 2.50 kN/m2

CARICHI VARIABILI: NEVE (Qk)

Si considera l’azione variabile da neve indicata nel paragrafo 3.4 delle NTC2008. Comune di Meldola: zona I mediterranea, h .s.l.m .< 200 m qs = i qsk CE Ct qsk (carico caratteristico) = 1.50 kN/m2 CE (coeff. di esposizione) = 1.0 Ct (coeff. termico) = 1.0

i30 (coeff. di forma) = 0.8 In totale quindi:






qs = 0.8 x 1.50 x 1.0 x 1.0 = Qk = 1.20 kN/m2

ANALISI DEI CARICHI SUGLI IMPALCATI

Si fa riferimento alle seguenti aree di carico:
















Si considera inoltre: Gk: Peso tamponatura esterna: 4.50 kN/m2





















1.1.7 METODO DI ANALISI Nella progettazione si è fatto uso dell’analisi lineare dinamica, così come descritto al punto 7.3.3.1 della Norma.

1.1.8 CRITERI DI VERIFICA AGLI STATI LIMITE Come di seguito riportato, vengono effettuate verifiche agli stati limite ultimi e di esercizio. Le prime prevedono verifiche di resistenza (compressione, flessione, presso flessione, etc), le seconde prevedono verifiche di deformabilità ed equilibrio, fessurazione limitazione delle tensioni, secondo quanto previsto dalla Norma nei casi specifici.

1.1.9 PRINCIPALI RISULTATI In questo paragrafo vengono riportati i principali risultati in termini di sollecitazioni e deformazioni, derivanti da analisi di tipo statico e dinamico.






RISULTATI DELL’ANALISI MODALE

I tabulati seguenti riportano il modo di vibrare, la frequenza, il periodo del modo in esame e la percentuale di massa eccitata dla modo in esame::

I modi di vibrare significativi per percentuale di massa eccitata sono il primo ed il terzo modo. Si riportano le deformate relative:






Deformata relativa al primo modo di vibrare






Deformata relativa al secondo modo di vibrare






Deformata relativa al terzo modo di vibrare






SINTESI DELLE DEFORMAZIONI SIGNIFICATIVE

VERIFICHE DEGLI SPOSTAMENTI DI INTERPIANO (SLD) Come specificato al punto 7.3.7.2 delle NTC2008 occorre verificare che gli spostamenti di interpiano non producano danni sugli elementi non strutturali, tali da rendere la costruzione temporaneamente inagibile. Tale verifica può essere ritenuta soddisfatta se è rispettata la condizione dr/h<0.005 cioè se lo spostamento di interpiano è inferiore allo 0.5% dell’altezza, sotto l’azione sismica di progetto relativa allo SLD.

Mappatura degli spostamenti di interpiano per SLD

VERIFICHE DEGLI SPOSTAMENTI DI INTERPIANO (SLO) Come specificato al punto 7.3.7.2 delle NTC2008 per gli edifici di Classe d’uso III e IV si deve verificare che l’azione sismica di progetto non produca danni agli elementi costruttivi senza funzione strutturale tali da rendere temporaneamente non operativa la costruzione. Nel caso in esame tale condizione può ritenersi soddisfatta se per l’azione sismica di progetto per lo SLO gli spostamenti di interpiano sono inferiori ai due terzi dei limiti imposti per lo SLD, in altre parole occorre verificare che risulti dr/h<0.0033.






Mappatura degli spostamenti di interpiano per SLO

SINTESI DELLE SOLLECITAZIONI SIGNIFICATIVE

Dall’analisi di tutte le Combinazioni di Carico processate le sollecitazioni ultime più gravose risultano essere quelle di tipo sismico (SLV), in quanto il contributo flessionale diventa dominante. Di seguito si riportano alcune immagini delle sollecitazioni degli elementi modellati come pilastri e trave. Successivamente, sotto forma di tabulato, sono evidenziate le sollecitazioni relative alle pareti più significative. Il software permette l’integrazione delle azioni complessive alla base della singola sezione per ottenere sollecitazioni globali in termini di N, Mx, My, Vx, Vy, da applicare nelle verifica della sezione in c.a. e delle fondazioni.

GIUDIZIO MOTIVATO DI ACCETTABILITA’ DEI RISULTATI

I risultati ottenuti dall’analisi agli elementi finiti sono stati confrontati con alcune semplici calcolazioni manuali:

o Si è stimato il peso della costruzione e dei carichi variabili con semplici operazioni manuali, calcolando volumi, aree ecc, e moltiplicando per i pesi specifici e per i valori unitari dei carichi.






Il peso complessivo è risultato di circa 31889 KN, tale valore è in effetti similare allo sforzo normale indicato dal software in condizioni di esercizio (quasi permanente) 33048 KN. Questo dimostra che il software ha computato correttamente i pesi delle strutture modellate e dei carichi dati.

o Per valutare che l’entità delle azioni sismiche restituita dal software alla base delle due pareti fosse corretta si è svolto un semplice calcolo di controllo: si è considerato il fabbricato come una mensola incastrata alla base, di altezza fuori terra circa pari a H = 12 m, si è quindi applicata ad H/2 = 6,0 una forza orizzontale pari a F = m x a. Per m si è considerata la massa prima stimata m = 31889 KN s2/m, per stimare a si è considerato lo spettro di progetto relativo allo SLV come precedentemente definito e sotto graficato:

Considerando il periodo del primo modo di vibrare significativo in direzione X nell’ordine di 0.63 sec, si è stimato un valore di a = 0.189 g. Si è così ottenuto un valore di F = 31889 x 0.189 = 6027 KN. Tale valore assume l’ordine di grandezza del massimo taglio alla base in direzione X registrato dal software, pari a 6018 KN. Si può quindi affermare che i risultati forniti dal software sono paragonabili a quelli ottenuti con semplici valutazioni manuali e per tanto considerati accettabili.

1.1.10 CARATTERISTICHE E AFFIDABILITA’ DEL CODICE DI CALCOLO Il sottoscritto progettista ha preso visione dell’Attestato di Affidabilità del codice di calcolo di cui al punto 2.2.F, fornito dal produttore e attestante l’affidabilità e l’idoneità al caso specifico, come richiesto al paragrafo 10.2 della Norma.






1.2 VERIFICA DEGLI ELEMENTI STRUTTURALI Si trattano in questo capitolo le verifiche di resistenza e deformabilità della struttura in elevazione e delle fondazioni, per le combinazioni di carico prescritte dalla Norma.

1.2.1 VERIFICA DEI SOLAI Come descritto nelle premesse, gli orizzontamenti sono realizzati con solette piene in calcestruzzo, dello spessore di 28 cm per i piani intermedi, e di 26 cm per il solaio di copertura. Tutti i solai sono realizzati in calcestruzzo strutturale alleggerito di classe LC 30/33, caratterizzati da massa volumica pari a 19 kN/m3. I solai sono incastrati sulle strutture di piedritto quali setti e pilastri e ad essi trasferiscono le azioni verticali ed orizzontali. Nel dimensionamento delle piastre sono state seguite le prescrizioni generali delle NTC 2008 e più specificatamente, cosi come indicato nella Norma stessa là dove questa rimanda a normative di comprovata validità, si sono seguite le indicazioni dell’Eurocodice 2 (Cap. 6, 9 e Appendice I) che contiene una trattazione più estesa della tipologia strutturale. Per gli stati limite ultimi (SLU) e (SLV) si svolgono le verifiche a flessione e taglio punzonamento, secondo le prescrizioni del capitolo 4 delle NTC 2008 e del capitolo 6 dell’EC2 rispettivamente. Per gli stati limite di esercizio si verificano la deformabilità, la fessurazione e le tensioni di esercizio secondo le indicazioni per gli stati limite corrispondenti contenute nelle NTC2008. In particolare, per lo stato limite di fessurazione si calcola l’apertura delle fessure per le combinazioni delle azioni frequente e quasi permanente, con riferimento a condizioni ambientali ordinarie ed armature poco sensibili, così come indicato nella tabella 4.1.IV della Norma. Si riportano i valori limite di apertura delle fessure nelle condizioni descritte: Stato limite di apertura delle fessure Combinazione frequente W3 0.4 cm Combinazione quasi permanente W2 0.3 cm Con riferimento allo stato limite di limitazione delle tensioni di cui al punto 4.1.2.2.5 della Norma, si riportano i valori massimi ammissibili in funzione della combinazione di carico in esame:

Combinazione di carico Quasi Permanente σc < 0.45 fck

Combinazione di carico Caratterisitca σc < 0.60 fck

σs < 0.80 fyk Per lo stato limite di deformabilità, come introdotto dalle NTC2008 ed esplicitato nell’Eurocodice 2, è possibile individuare il rapporto limite tra lunghezza dell’elemento inflesso e altezza utile della sezione in






funzione di parametri quali la condizione di vincolo della campata (K), la geometria della sezione (s) e il tasso di lavoro dell’armatura tesa per la combinazione di carico Quasi Permanente. In accordo con la formulazione contenuta nell’EC2 tale rapporto limite può essere ricavato secondo l’uguaglianza:

0

310

=

d

LKs

d

L

sσ

Dove 0

d

Lè una grandezza di riferimento ricavabile al par 7.4.2 dell’EC2, funzione del rapporto

geometrico di armatura e della resistenza caratteristica del calcestruzzo. In fase di verifica si controlla che l’altezza utile della sezione sia maggiore o uguale al valore minimo ricavato. 1.2.1.a VERIFICA DEL PRIMO SOLAIO H. 28 cm – CLS LC30/33 L’analisi del comportamento tenso deformativo del solaio a piastra è stata condotta sviluppando un modello ad elementi finiti specifico dove è stata utilizzata una mesh raffittita per meglio valutare lo stato tensionale nell’intorno di pilastri e setti.

Modello ad elementi finiti per l’analisi tenso deformativa del solaio a piastra

A titolo illustrativo, si riportano di seguito i diagrammi delle sollecitazioni flettenti il primo impalcato nelle direzioni globali X (orizzontale) ed Y (verticale), per la Combinazione di Carico Fondamentale (SLU) e per la combinazione sismica (SLV). Si sono “nascosti” quegli elementi che creavano puntuali anamalie calcolative.






Modello ad elementi finiti del secondo solaio – distribuzione dei momenti unitari attorno l’asse globale Y (Comb. Fondamentale SLU)

Modello ad elementi finiti del primo solaio – distribuzione dei momenti unitari attorno l’asse globale X (Comb. fondamentale SLU)






Modello ad elementi finiti del secondo solaio – distribuzione dei momenti unitari attorno l’asse globale Y (Comb. sismica SLV)

Modello ad elementi finiti del primo solaio – distribuzione dei momenti unitari attorno l’asse globale X (Comb. sismica SLV)






I risultati ottenuti mediante l’analisi ad elementi finiti del singolo impalcato sono stati confrontati con quelli ottenuti da schematizzazioni di porzioni di solaio risolte con metodi manuali, secondo modelli proposti dall’EC2 (Metodo di analisi del Telaio Equivalente – Appendice I) dove la campata tipo viene suddivisa in fasce di centrali e fasce di colonna con ridistribuzione dei momenti flettenti differenziata, così come illustrato nelle immagini seguenti estrapolate dalla Normativa.

Le verifiche di cui sopra sono state svolte considerando le sollecitazioni più cautelative derivanti dallo studio dei modelli ad elementi finiti e dagli schemi risolti manualmente appena descritti. L’armatura tipo per la piastra di solaio consiste in una rete inferiore di barre ø8 a maglia 10x10 cm con barre integrative, dove necessario, ø16. All’estradosso si dispone invece una rete di barre ø8 a maglia 10x10 cm a cui si integra, in corrispondenza dell’appoggio sul generico pilastro o setto, una griglia costituita da barre ø20 ø16 di lunghezza e passo variabili in funzione dell’andamento delle sollecitazioni. Ulteriori specifiche per la disposizione dei ferri sono descritte nelle tavole di progetto. Si riportano di seguito le verifiche per le sezioni fondamentali, considerando una porzione di piastra di larghezza unitaria pari a 100 cm e le relative sollecitazioni flettenti per metro di larghezza.






Le caratteristiche meccaniche dei materiali sono quelle indicate nel prospetto che segue: CALCESTRUZZO

Resistenza cubica caratteristica Rck 33 N/mm2 Resistenza cilindrica caratteristica fck 27.4 N/mm2 Coefficiente riduttivo αcc 0.85 Coefficiente parziale di sicurezza γM 1.5 Resistenza di calcolo a compressione fcd 15.52 N/mm2 Resistenza media a trazione fctm 2.76 N/mm2 Resistenza caratteristica a trazione fctk 1.91 N/mm2 Resistenza di calcolo a trazione fctd 1.27 N/mm2 ACCIAIO Resistenza caratteristica fyk 450 N/mm2 Coefficiente parziale di sicurezza γM 1.15 Resistenza di calcolo fyd 391 N/mm2 Modulo elastico E 210000 N/mm2 La tabella seguente riporta la legenda dei simboli usati nei tabulati di verifica che seguono: Larghezza della sezione B cm Altezza della sezione H cm Armatura tesa As cm2

Armatura compressa A’s cm2

Copriferro armatura tesa c cm Copriferro armatura compressa c’ cm Altezza utile della sezione d cm Momento sollecitante ultimo MEdu kNm Momento sollecitante (Rara) ME,RA KNm

Momento sollecitante (Frequente) ME,FR kNm Momento sollecitante (Q. Permanente) ME,QP kNm Momento resistente ultimo MRd kNm Indice di compressione (Q. Permanente) σc,QP/fck Indice di compressione (Q. Rara) σc,RA/fck Indice di trazione (Rara) σs,RA/fck Apertura delle fessure (Q. Permanente) wd,QP mm Apertura delle fessure (Frequente) wd,FR mm Altezza utile minima per la deformabilità (Q. permanente) dmin,QP cm VERIFICHE PER AZIONI FLETTENTI SEZIONE DI APPOGGIO Per la sezione di appoggio in corrispondenza del pilastro, dove l’armatura tesa è quella di estradosso, si verifica il momento resistente in condizioni di stato limite ultimo (SLU – SLV); per gli stati limite di esercizio si verificano lo stato limite di fessurazione e quello di limitazione delle tensioni secondo quanto descritto sopra:






VERIFICA SEZIONE SU PILASTRO A4 ARMATURA TESA ESTRADOSSO

b h As A’s c φ20 c φ8 c’φ8 MEdu VEdu ME,RA ME,FR ME,QP cm cm cm2 cm2 cm cm cm

kNm kN kNm kNm kNm

100 28 20,70 10φ8+5φ20

5,00 10φ8 3,5 6,9 2,9 150,0 130 96,0 87,0 84,0

MRd VRd σc,QP/fck σc,RA/fck σs,RA/fck wd,QP wd,FR kNm kN mm mm 160 150 0,38 0,43 0,57 0,16 0,17

SEZIONE DI CAMPATA FASCIA CENTRALE Si verifica la sezione di campata dove è massimo il momento flettente positivo che tende le fibre di intradosso. Si verifica il momento resistente in condizioni di stato limite ultimo (SLU – SLV); per gli stati limite di esercizio si verificano lo stato limite di fessurazione, di limitazione delle tensioni e di deformabilità:

VERIFICA SEZIONE IN CAMPATA TRA FILO A e FILO B ARMATURA TESA INTRADOSSO b h As A’s c φ12 c φ8 c’φ8 MEdu VEdu ME,RA ME,FR ME,QP

cm cm cm2 cm2 cm cm cm

kNm kN kNm kNm kNm

100 28 7,26 10φ8+2φ12

5,00 10φ8 5,5 2,8 6,9 68,0 87 48,0 42,0 40,0

MRd VRd σc,QP/fck σc,RA/fck σs,RA/fck wd,QP wd,FR dmin,QP kNm kN mm mm cm 75,3 111 0,24 0,28 0,72 0,21 0,22 18,8

Per la deformabilità il rapporto di riferimento (L/d)0 si trova utilizzando la formula (7.16.a) al par 7.4.2 dell’EC2:

2/3

00

0

12.35.111

−++=

ρ

ρ

ρ

ρckck ff

d

L (7.16.a)






Dove ckf

3

0 10−=ρ è il rapporto geometrico di armatura di riferimento e ρ è il rapporto di armatura

richiesta per resistere ai carichi di progetto. Come esplicitato per determinare l’altezza utile minima effettiva si considera poi un fattore K =1.3 che tiene conto del sistema statico considerato, un fattore di forma della sezione s = 1 per la sezione rettangolare, una luce di calcolo L=690 cm e cautelativamente un

valore di tensione nelle barre di acciaio per la combinazione in oggetto, 310=sσ MPa.

1.2.1.b VERIFICA DEL TERZO SOLAIO H. 26 cm – CLS LC30/33

Modello ad elementi finiti per l’analisi tenso deformativa del solaio a piastra di copertura

A titolo illustrativo, si riportano di seguito i diagrammi delle sollecitazioni flettenti il primo impalcato nelle direzioni globali X (orizzontale) ed Y (verticale), per la Combinazione di Carico Fondamentale (SLU) e per la combinazione sismica (SLV). Si sono “nascosti” quegli elementi che creavano puntuali anamalie calcolative.






Modello ad elementi finiti del secondo solaio – distribuzione dei momenti unitari attorno l’asse globale Y (Comb. Fondamentale SLU)

Modello ad elementi finiti del primo solaio – distribuzione dei momenti unitari attorno l’asse globale X (Comb. fondamentale SLU)






Modello ad elementi finiti del secondo solaio – distribuzione dei momenti unitari attorno l’asse globale X (Comb. sismica SLV)

Modello ad elementi finiti del primo solaio – distribuzione dei momenti unitari attorno l’asse globale Y (Comb. sismica SLV)






I risultati ottenuti mediante l’analisi ad elementi finiti del singolo impalcato sono stati confrontati con quelli ottenuti da schematizzazioni di porzioni di solaio risolte con metodi manuali, secondo modelli proposti dall’EC2 (Metodo di analisi del Telaio Equivalente – Appendice I) dove la campata tipo viene suddivisa in fasce di centrali e fasce di colonna con ridistribuzione dei momenti flettenti differenziata, così come illustrato nelle immagini seguenti estrapolate dalla Normativa.

Le verifiche di cui sopra sono state svolte considerando le sollecitazioni più cautelative derivanti dallo studio dei modelli ad elementi finiti e dagli schemi risolti manualmente appena descritti. L’armatura tipo per la piastra di solaio consiste in una rete inferiore di barre ø8 a maglia 10x10 cm con barre integrative, dove necessario, ø16. All’estradosso si dispone invece una rete di barre ø8 a maglia 10x10 cm a cui si integra, dove necessario, una griglia costituita da barre ø20 ø16 di lunghezza e passo variabili in funzione dell’andamento delle sollecitazioni. Ulteriori specifiche per la disposizione dei ferri sono descritte nelle tavole di progetto. Si riportano di seguito le verifiche per le sezioni fondamentali, considerando una porzione di piastra di larghezza unitaria pari a 100 cm e le relative sollecitazioni flettenti per metro di larghezza. Le caratteristiche meccaniche dei materiali sono quelle indicate nel prospetto che segue:






CALCESTRUZZO

Resistenza cubica caratteristica Rck 33 N/mm2 Resistenza cilindrica caratteristica fck 27.4 N/mm2 Coefficiente riduttivo αcc 0.85 Coefficiente parziale di sicurezza γM 1.5 Resistenza di calcolo a compressione fcd 15.52 N/mm2 Resistenza media a trazione fctm 2.76 N/mm2 Resistenza caratteristica a trazione fctk 1.91 N/mm2 Resistenza di calcolo a trazione fctd 1.27 N/mm2 ACCIAIO Resistenza caratteristica fyk 450 N/mm2 Coefficiente parziale di sicurezza γM 1.15 Resistenza di calcolo fyd 391 N/mm2 Modulo elastico E 210000 N/mm2 La tabella seguente riporta la legenda dei simboli usati nei tabulati di verifica che seguono: Larghezza della sezione B cm Altezza della sezione H cm Armatura tesa As cm2

Armatura compressa A’s cm2

Copriferro armatura tesa c cm Copriferro armatura compressa c’ cm Altezza utile della sezione d cm Momento sollecitante ultimo MEdu kNm Momento sollecitante (Rara) ME,RA KNm

Momento sollecitante (Frequente) ME,FR kNm Momento sollecitante (Q. Permanente) ME,QP kNm Momento resistente ultimo MRd kNm Indice di compressione (Q. Permanente) σc,QP/fck Indice di compressione (Q. Rara) σc,RA/fck Indice di trazione (Rara) σs,RA/fck Apertura delle fessure (Q. Permanente) wd,QP mm Apertura delle fessure (Frequente) wd,FR mm Altezza utile minima per la deformabilità (Q. permanente) dmin,QP cm VERIFICHE PER AZIONI FLETTENTI SEZIONE DI APPOGGIO Per la sezione di appoggio in corrispondenza del pilastro, dove l’armatura tesa è quella di estradosso, si verifica il momento resistente in condizioni di stato limite ultimo (SLU – SLV); per gli stati limite di esercizio si verificano lo stato limite di fessurazione e quello di limitazione delle tensioni secondo quanto descritto sopra:






VERIFICA SEZIONE SU SETTO FILO B ARMATURA TESA ESTRADOSSO

b h As A’s c φ16 c φ8 c’φ8 MEdu VEdu ME,RA ME,FR ME,QP cm cm cm2 cm2 cm cm cm

kNm kN kNm kNm kNm

100 26 15,05 10φ8+5φ16

5,00 10φ8 5,5 6,1 2,9 77,0 80 58,0 52,0 51,0

MRd VRd σc,QP/fck σc,RA/fck σs,RA/fck wd,QP wd,FR kNm kN mm mm 85 132 0,31 0,27 0,43 0,16 0,13

SEZIONE DI CAMPATA FASCIA CENTRALE Si verifica la sezione di campata dove è massimo il momento flettente positivo che tende le fibre di intradosso. Si verifica il momento resistente in condizioni di stato limite ultimo (SLU – SLV); per gli stati limite di esercizio si verificano lo stato limite di fessurazione, di limitazione delle tensioni e di deformabilità:

VERIFICA SEZIONE IN CAMPATA TRA FILO A e FILO B ARMATURA TESA INTRADOSSO b h As A’s c φ16 c φ8 c’φ8 MEdu VEdu ME,RA ME,FR ME,QP

cm cm cm2 cm2 cm cm cm

kNm kN kNm kNm kNm

100 26 9,02 10φ8+2φ16

5,00 10φ8 5,7 2,9 6,9 66,0 60 50,0 44,0 43,0

MRd VRd σc,QP/fck σc,RA/fck σs,RA/fck wd,QP wd,FR dmin,QP kNm kN mm mm cm 74,2 115 0,24 0,27 0,62 0,18 0,18 21,8

Per la deformabilità il rapporto di riferimento (L/d)0 si trova utilizzando la formula (7.16.a) al par 7.4.2 dell’EC2:

2/3

00

0

12.35.111

−++=

ρ

ρ

ρ

ρckck ff

d

L (7.16.a)

Dove ckf

3

0 10−=ρ è il rapporto geometrico di armatura di riferimento e ρ è il rapporto di armatura

richiesta per resistere ai carichi di progetto. Come esplicitato per determinare l’altezza utile minima effettiva si considera poi un fattore K =1.0 che tiene conto del sistema statico considerato, un fattore di forma della sezione s = 1 per la sezione rettangolare, una luce di calcolo L=690 cm e cautelativamente un

valore di tensione nelle barre di acciaio per la combinazione in oggetto, 310=sσ MPa.






1.2.1.c VERIFICHE A TAGLIO PUNZONAMENTO Nel caso di solette piene poggiate su elementi verticali quali pilastri è necessario verificare l’impalcato nei confronti del punzonamento. L’azione che può provocare il punzonamento è data dal carico trasferito dall’impalcato all’elemento di sostegno e, nel caso in esame, può essere stimata come la differenza di sforzo normale tra la base del pilastro sovrastante l’impalcato e la sezione di testa del pilastro inferiore, valutato con riferimento alla Combinazione di Carico Fondamentale. Per le verifiche si è fatto riferimento alle prescrizioni di cui al par. 6.4 dell’EC2, così come indicato dalle NTC2008. In particolare è richiesta una verifica della tensione tangenziale presente sulla superficie trasversale corrispondente alla faccia del pilastro e una seconda verifica in corrispondenza del perimetro di controllo u1 distante 2d dalla faccia del pilastro, dove d è l’altezza utile della sezione.

Modello di verifica a punzonamento allo stato limite ultimo (fig. 6.12 EC2)

Il taglio unitario (tensione tangenziale) resistente in corrispondenza della faccia del pilastro vale:

cdRd fv ν5.0max,

= con 5.1

25016.0

−= ckfν ;

Il taglio unitario (tensione tangenziale) resistente in corrispondenza della faccia del perimetro di controllo u1 vale:

3/1

,, )100( ckcRdcRd fkCv ρ= con d

k200

1+= (6.47)






Il taglio (tensione tangenziale) sollecitante vale:

ud

Vv Ed

Ed β= (6.38)

Dove u è il perimetro di verifica considerato e β è un fattore che tiene conto dell’eccentricità della

reazione d’appoggio rispetto al perimetro di verifica e può essere posto uguale a 1.15 per la verifica a filo pilastro e uguale a 1 per la verifica sul perimetro di controllo. Di seguito i simboli utilizzati nel tabulato di verifica:

perimetro a filo pilastro u0 cm Perimetro di controllo u1 cm Altezza utile della sezione d cm Taglio sollecitante ultimo VEdu Taglio unitario sollecitante sul perimetro a filo pilastro vEdu0 N/mm2

Taglio unitario sollecitante sul perimetro di controllo vEdu1 N/mm2

Taglio unitario resistente sul perimetro a filo pilastro vRd,max N/mm2 Taglio unitario resistente sul perimetro di controllo vRd,c N/mm2

VERIFICHE PUNZONAMENTO SECONDO SOLAIO sp 28 cm – piano q.p.f. + 4.00 m (LC30/33) Come detto questo tipo di solaio è costituito da una soletta piena di altezza 28 cm realizzata con cls alleggerito classe LC30/33. La verifica riportata interessa la sezione sommitale del pilastro P9, dove il rapporto tra perimetro del pilastro (sez.30 x 50) e lo sforzo agente VEdu =1296 – 755 = 541 KN è il più gravoso. Si ha: VERIFICA A TAGLIO PUNZONAMENTO PER PILASTRO P9 SEZ. 30 x 50 u0 u1 d VEdu vEdu0 vRd,max vEdu1 vRd,c cm cm cm kN N/mm2 N/mm2 N/mm2 N/mm2

160 554 23.0 541 1.69 < 3.03 0.45 < 0.49 Le verifiche sono soddisfatte. VERIFICHE PUNZONAMENTO SECONDO SOLAIO sp 26 cm– piano q.p.f. + 12.00 m (LC30/33) Come detto questo tipo di solaio è costituito da una soletta piena di altezza 26 cm realizzata con cls alleggerito classe LC30/33. La verifica riportata interessa la sezione sommitale del pilastro P7, dove il rapporto tra perimetro del pilastro (sez.30 x 30) e lo sforzo agente VEdu = 310 KN è il più gravoso. Si ha:






VERIFICA A TAGLIO PUNZONAMENTO PER PILASTRO P9 SEZ. 30 x 30 u0 u1 d VEdu vEdu0 vRd,max vEdu1 vRd,c cm cm cm kN N/mm2 N/mm2 N/mm2 N/mm2

120 456 21.0 310 1.41 < 3.03 0.33 < 0.50 Le verifiche sono soddisfatte.

1.2.2 VERIFICA DEI PILASTRI I pilastri devono essere verificati nei confronti degli stati limite ultimi e di esercizio secondo le prescrizioni dei capitoli 4 e 7 delle NTC 2008. In particolare, per gli stati limite ultimi, relativamente ai risultati ottenuti per combinazione Fondamentale e Sismica (SLV) si eseguono verifiche a pressoflessione deviata considerando lo sforzo normale ultimo NEdu combinato con i momenti ultimi agenti nei due piani principali della sezione My,Edu ed Mz,Edu. La verifica a pressoflessione viene svolta costruendo il dominio di resistenza della sezione nello spazio N My Mz e valutando se il punto individuato dalla terna di azioni sollecitanti ricade all’interno del dominio.

Verifica a pressoflessione dominio N My Mz

La figura mostra la sezione nel piano My Mz del dominio di resistenza, individuata per un fissato valore di sforzo normale, il punto individuato rappresenta la coppia di momenti sollecitanti per lo sforzo normale fissato. La verifica può essere sinteticamente descritta riportando l’indice di resistenza IR, cioè il rapporto tra la lunghezza complessiva del vettore che collega l’origine al perimetro del dominio, attraversando il punto individuato dalla coppia sollecitante e la distanza della coppia sollecitante dall’origine, misurata lungo il vettore. Se l’indice di resistenza è minore o uguale all’unità la verifica è soddisfatta. Le prescrizioni per azioni sismiche (par. 7.4.4.2.2.1) richiedono inoltre di verificare che la massima sollecitazione di compressione non ecceda il 65% della resistenza della sezione di solo calcestruzzo.






Al fine di escludere la formazione di meccanismi inelastici dovuti al taglio, le sollecitazioni di taglio da utilizzare per le verifiche e il dimensionamento delle armature si ottengono dalla condizione di equilibrio del pilastro soggetto all’azione dei momenti resistenti nelle sezioni di estremità superiore ed inferiore. In Formule:

P

i

RdC

s

RdC

RdEdl

MMV

,,+

= γ (7.4.5)

Il taglio resistente viene calcolato come indicato al punto 4.1.2.1.3.2. La resistenza a taglio trazione dell’armatura trasversale, con staffe disposte a 90 gradi rispetto all’asse, è valutata come:

θctgfs

AdV yd

sw

Rsd 9,0= (4.1.18)

La resistenza a taglio compressione delle bielle di calcestruzzo compresso d’anima vale:

)1/('9,02θθα ctgctgfdbV cdcwRcd += (4.1.19)

Dove in particolare θ è l’inclinazione delle bielle di calcestruzzo compresso e deve rispettare la

condizione:

5,21 ≤≤ θctg

La resistenza a taglio è il minimo valore tra VRsd e VRcd. Per gli stati limite di esercizio si verifica stato limite di limitazione delle tensioni di cui al punto 4.1.2.2.5 della Norma. Si riportano i valori massimi ammissibili in funzione della combinazione di carico in esame:

Combinazione di carico Quasi Permanente σc < 0.45 fck

Combinazione di carico Caratterisitca σc < 0.60 fck

σs < 0.80 fyk I pilastri possono essere raggruppati per tipologie aventi stessa sezione e stessa armatura. Le verifiche qui riportate sono quelle più gravose considerando per la pressoflessione la più sfavorevole combinazione di sforzo normale e momenti flettenti. Le tabelle seguenti riportano i valori delle caratteristiche meccaniche dei materiali CALCESTRUZZO Resistenza cubica caratteristica Rck 35 N/mm2 Resistenza cilindrica caratteristica fck 29.05 N/mm2 Coefficiente riduttivo αcc 0.85 Coefficiente parziale di sicurezza γM 1.5






Resistenza di calcolo a compressione fcd 16.46 N/mm2 Resistenza media a trazione fctm 2.83 N/mm2 Resistenza caratteristica a trazione fctk 1.98 N/mm2 Resistenza di calcolo a trazione fctd 1.32 N/mm2 ACCIAIO Resistenza caratteristica fyk 450 N/mm2 Coefficiente parziale di sicurezza γM 1.15 Resistenza di calcolo fyd 391 N/mm2 Modulo elastico E 210000 N/mm2 Segue la legenda dei simboli utilizzati nei tabulati di verifica: Base pilastro b cm Altezza pilastro h cm Armatura parallela all’asse locale y (su un lato) Asy cm2

Armatura parallela all’asse locale z (su un lato) Asz cm2

Copriferro armatura c cm Altezza utile della sezione ortogonale all’asse locale y dy cm Altezza utile della sezione ortogonale all’asse locale z dz cm Diametro delle staffe Asw mm Numero dei bracci della staffa br Passo delle staffe s cm Momento sollecitante ultimo nel piano ortogonale all’asse locale y My,Edu kNm Momento sollecitante ultimo nel piano ortogonale all’asse locale z Mz,Edu kNm Sforzo normale ultimo NEdu kN Momento sollecitante (Rara) nel piano ortogonale all’asse locale y My,E,RA KNm

Momento sollecitante (Q. Permanente) nel piano ortogonale all’asse locale y My,E,QP kNm Momento sollecitante (Rara) nel piano ortogonale all’asse locale z Mz,E,RA KNm

Momento sollecitante (Q. Permanente) nel piano ortogonale all’asse locale z Mz,E,QP kNm Indice di resistenza a pressoflessione IR kNm Taglio sollecitante ultimo nel piano ortogonale all’asse locale y Vy,Ed kN Taglio sollecitante ultimo nel piano ortogonale all’asse locale z Vy,Ed kN Taglio resistente ultimo nel piano ortogonale all’asse locale y Vy,Rd kN Taglio resistente ultimo nel piano ortogonale all’asse locale z Vz,Rd kN Indice di compressione (Q. Permanente) σc,QP/fck Indice di compressione (Q. Rara) σc,RA/fck Indice di trazione (Rara) σs,RA/fck

Si riporta una sintesi delle principali componenti di sollecitazione:






Sforzo normale – Inviluppo Combinazioni Sismiche

Mx – Inviluppo Combinazioni Sismiche






My – Inviluppo Combinazioni Sismiche

Sforzo normale – Combinazione Fondamentale






Mx – Combinazione Fondamentale

My – Combinazione Fondamentale






1.2.2.a VERIFICA DELLO SFORZO ASSIALE PER COMBINAZIONI SISMICHE Come indicato al punto 7.4.4.2.2.1 occorre valutare che lo sforzo normale relativo alle combinazioni sismiche sia inferiore al 65% della resistenza della sezione di solo calcestruzzo, valutata come 0.65xAcxfcd. La tabella seguente riporta per le tipologie di sezione descritte il confronto tra il massimo sforzo normale derivante dall’analisi e il valore limite, indicando la percentuale del valore sollecitante sulla resistenza totale della sezione di solo calcestruzzo. CALCESTRUZZO Ned( sismico) 0.65xAcxfcd % kN kN Sezione 40x50 1630 2139 76 Sezione 30x50 1303 1605 81 Sezione 30x40 680 1283 53 Sezione 30x30 340 963 35 Le verifiche sono soddisfatte. 1.2.2.b VERIFICA A PRESSOFLESSIONE E TAGLIO I tabulati che seguono riportano le verifiche a pressoflessione che generano i peggiori indici di resistenza registrati, per le combinazioni statica e sismica. Analogamente per lo stato limite di limitazione delle tensioni si riporta la verifica che genera i valori di tensioni più vicini al limite. Si verifica quindi una sezione ideale con la peggiore combinazione possibile delle azioni. Il taglio sollecitante è funzione dei momenti resistenti di sommità, quindi varia con lo sforzo normale presente, viene calcolato per la situazione più sfavorevole. PILASTRI P7 – P8 – P9 – P10 P11 – P13 – P15 P16 P18 PILASTRI 40x50 – 8 Ø 24 TIPO DI SEZIONE b h Asx Asy c dy dz Asw br s cm cm cm2 cm2 cm cm cm cm2 cm 40 50 13.56 3φ24 13.56 3φ24 5,2 34,8 44,8 φ10 2 11

Si considera la situazione più gravosa, cioè il P7 (B 3) prima elevazione, combinazione 31.






P. FLES. STATICA (SLV) P.FLES. SISMICA (SLV) TAGLIO Nedu Mx,Edu My,Edu IR Nedu Mx,Edu My,Edu IR Vx,Ed Vy,Ed Vx,Rd Vy,Rd kN kNm kNm kN kNm kNm kN kN kN kN

1056 140 52 0.43 997 345 100 0.99 205 159 563 437






Verifica a pressoflessione dominio N Mx My (comb. Sismica)

LIMIT. TENSIONI (SLE)

NE,RA NE,QP Mx,E,RA Mx,E,QP My,E,RA My,E,QP σc,QP/fck σc,RA/fck σs,RA/fyk kN kN kNm kNm kNm kNm 796 745 105 99 39 38 0.31 0.37 0.10

PILASTRI P6 P12 P14 – P17 – P20 PILASTRI 30x50 – 8 Ø 24 TIPO DI SEZIONE b h Asx Asy c dx dy Asw br s cm cm cm2 cm2 cm cm cm cm2 cm 30 50 13.56 3φ24 13.56 3φ24 5,2 24,8 44,8 φ10 2 11

Si considera la situazione più gravosa, cioè il P6 (C 1) prima elevazione.






P. FLES. STATICA (SLV) P.FLES. SISMICA (SLV) TAGLIO Nedu Mx,Edu My,Edu IR Nedu Mx,Edu My,Edu IR Vx,Ed Vy,Ed Vx,Rd Vy,Rd kN kNm kNm kN kNm kNm kN kN kN kN 728 38 1 0.11 582 278 27 0.86 161 86 435 312









PILASTRI P1 – P2 – P3 – P4 – P5 – P7 – P8 – P9 – P12 – P13 P14 – P17 – P18 – P19 – P20 – P21 – P22 PILASTRI 30x50 – 8 Ø 20

TIPO DI SEZIONE b h Asx Asy c dx dy Asw br s cm cm cm2 cm2 cm cm cm cm2 cm 30 50 9.42 3φ20 9.42 3φ20 5 25 45 φ10 2 11 Si considera la situazione più gravosa, cioè il P12 (C 1) seconda elevazione, combinazione 42.






P. FLES. STATICA (SLV) P.FLES. SISMICA (SLV) TAGLIO Nedu Mx,Edu My,Edu IR Nedu Mx,Edu My,Edu IR Vz,Ed Vy,Ed Vz,Rd Vy,Rd kN kNm kNm kN kNm kNm kN kN kN kN

1078 105 27 0.43 729 257 7 0.88 152 85 455 326









PILASTRI da P1 a P22 PILASTRI 30x40 – 8 Ø 20

TIPO DI SEZIONE b h Asy Asz c dy dz Asw br s cm cm cm2 cm2 cm cm cm cm2 cm 30 40 9.42 3φ20 9.42 3φ20 5 25 35 φ10 2 15 Si considera la situazione più gravosa, cioè il P12 (C 1) seconda elevazione, combinazione 42.






P. FLES. STATICA (SLV) P.FLES. SISMICA (SLV) TAGLIO Nedu Mx,Edu My,Edu IR Nedu Mx,Edu My,Edu IR Vz,Ed Vy,Ed Vz,Rd Vy,Rd kN kNm kNm kN kNm kNm kN kN kN kN 657 103 33 0.58 263 156 13 0.88 96 66 312 230









PILASTRI da P7 – P8 – P9 – P10 – P11 P13 – P18 – P19 – P23 – P24 – P25 PILASTRI 30x30 – 8 Ø 20

TIPO DI SEZIONE b h Asx Asy c dx dy Asw br s cm cm cm2 cm2 cm cm cm cm2 cm 30 30 6.03 3φ16 6.03 3φ16 4.8 25.2 25.2 φ10 2 12/18






Si considera la situazione più gravosa, cioè il P8 (B 4) terza elevazione, combinazione 37.

P. FLES. STATICA (SLV) P.FLES. SISMICA (SLV) TAGLIO Nedu Mx,Edu My,Edu IR Nedu Mx,Edu My,Edu IR Vz,Ed Vy,Ed Vz,Rd Vy,Rd kN kNm kNm kN kNm kNm kN kN kN kN 240 78 12 0.72 173 93 6 0.84 60 60 192 192









1.2.2.c EFFETTI DEL SECONDO ORDINE NEI PILASTRI Si dimostra che la snellezza degli elementi pilastro è inferiore ala snellezza limite, si possono quindi trascurare gli effetti del secondo ordine ai sensi del punto 4.1.2.1.7.2 della Norma. La verifica si svolge per tipologia di sezione, considerando per ognuna il massimo sforzo normale registrato. La presenza di momenti flettenti concordi all’estremità del pilastro, che genera un contributo migliorativo, non viene tenuta in conto.






Si riporta la verifica estesa per la sezione rettangolare 30x50, per le altre sezioni si riportano i risultati in maniera sintetica. Calcolo della snellezza limite per sezione 30x50:

λlim

=15.4C

ν (4.1.33)

Dove ν è lo sforzo assiale adimensionale pari a )/( cdced fAN=ν = 0.84 dove Ned = 1718 KN.

mrC −= 7.1 = 1.7, con mr pari al rapporto tra il minore e il maggiore dei momenti flettenti alle

estremità, positivo se discordi. I momenti sono concordi quindi a favore di sicurezza si pone mr = 0. Il

valore della snellezza limite è quindi: 17.3181.0

7.14.15lim ==λ

La snellezza del pilastro valuta come rapporto tra la lunghezza libera di inflessione e il raggio di inerzia della sezione di calcestruzzo non fessurato. La lunghezza libera di inflessione può essere valutata pari a 0.7Lp, dove Lp è la lunghezza del pilastro incastrato alle estremità, nel caso in esame è pari a 376 cm. Il

raggio di inerzia minimo per la sezione vale 8.66 cm. Si ha quindi: il /0=λ = 30.4. Si ha quindi

limλλ < , la verifica è soddisfatta.

La tabella seguente riassume sinteticamente i risultati per le sezioni coinvolte:

1.2.3 VERIFICA DELLE PARETI Per quanto riguarda il sistema delle pareti, la determinazione delle sollecitazioni di calcolo, le verifiche di resistenza e lo sviluppo dei dettagli costruttivi avvengono secondo le prescrizioni dei capitoli 4 e 7 delle NTC 2008. In particolare, per le pareti modellate con l’uso di elementi bidimensionali tipo “shell”, lo stato tensionale derivante dall’analisi in termini di tensioni puntuali viene integrato sull’area della sezione della parete definita in modo da ricavare valori globali di sollecitazione per la parete in termini di sforzo normale, momento flettente e taglio. Per quanto riguarda la determinazione delle azioni di calcolo, il diagramma dei momenti flettenti è ottenuto per traslazione verso l’alto dell’inviluppo del diagramma dei momenti derivanti dall’analisi, ai

PILASTRO Ned Lp λlim λ Sezione 40x50 1903 306 34.4 18.5 Sezione 40x50 1234 524 42.7 31.8 Sezione 30x50 1718 376 31.2 30.4 Sezione 30x40 780 372 41.6 30 Sezione 30x30 401 372 50.3 30






sensi del punto 7.4.4.5.1. La traslazione può essere assunta pari all’altezza critica della parete; tale valore è assunto pari all’altezza della prima elevazione, ai sensi della norma. Il diagramma del taglio può essere sostituito dal diagramma di inviluppo di figura 7.4.2 della norma, di seguito riportato:

Dove il taglio alla base derivante dall’analisi è incrementato del 50% e il valore minimo in sommità è pari almeno alla metà del valore ottenuto per la sezione di base. I dettegli costruttivi rispettano le prescrizioni di cui al punto 7.4.6.4. In particolare alle estremità della parete si individua una zona confinata di lunghezza pari al massimo valore tra il 20% della lunghezza della parete stessa e 1.5 volte il suo spessore. In tale zona si dispongono armature longitudinali in percentuale compresa tra l’1% e il 4% dell’area di calcestruzzo e apposite armature trasversali secondo le indicazioni della Norma. Vengono mantenute zone periferiche con caratteristiche analoghe anche nelle elevazioni superiori sino alla sommità della parete. Le verifiche di resistenza si svolgono con riferimento al punto 7.4.4.5.2, in particolare si verifica che lo sforzo normale non ecceda il 40% della resistenza a compressione della sezione di solo calcestruzzo, mentre le verifiche a pressoflessione deviata e taglio si svolgono come indicato per i pilastri ai sensi della Norma. Si svolge anche la verifica a rottura per scorrimento sui possibili piani di scorrimento quali le riprese di getto poste all’interno delle zone critiche. Il taglio resistente, valutato ai sensi del punto 7.4.4.5.2.2, deve risultare almeno pari al taglio sollecitante valutato come descritto sopra. La struttura oggetto di relazione prevede due differenti tipologie di pareti: pareti semplici pareti composte ( zona vano ascensore scala)

Di seguito si riporta la verifica di un elemento per tipologia.






1.2.3.a PARETE 20 x 490 L’elemento si estende per l’intera altezza del fabbricato, dalla quota di imposta del sistema fondale 4.10 m, fino a + 11.76 m.






Le tabelle seguenti riportano i valori delle caratteristiche meccaniche dei materiali: CALCESTRUZZO Resistenza cubica caratteristica Rck 35 N/mm2 Resistenza cilindrica caratteristica fck 29.05 N/mm2 Coefficiente riduttivo αcc 0.85 Coefficiente parziale di sicurezza γM 1.5 Resistenza di calcolo a compressione fcd 16.46 N/mm2 Resistenza media a trazione fctm 2.83 N/mm2 Resistenza caratteristica a trazione fctk 1.98 N/mm2 Resistenza di calcolo a trazione fctd 1.32 N/mm2 ACCIAIO Resistenza caratteristica fyk 450 N/mm2 Coefficiente parziale di sicurezza γM 1.15 Resistenza di calcolo fyd 391 N/mm2 Modulo elastico E 210000 N/mm2 Si riportano i tabulati con le diverse combinazioni SLU (1 4), SLE (5 13) e SLV (14 45), dove : Fx azione tagliante lungo X Fy azione tagliante lungo Y Fz azione assiale lungo z Rz azione flessionale attorno ad x Ry azione flessionale attorno a y






Azioni di analisi di fondazione






Azioni di analisi quota 0.00






VERIFICA A SFORZO NORMALE

Si riporta il confronto tra il massimo sforzo normale registrato per le combinazioni sismiche nelle sezioni di diverso spessore ed il massimo sforzo normale ammissibile, con riferimento al punto 7.4.4.5.2 CALCESTRUZZO Ned( sismico) 0.40xAcxfcd kN kN Sezione 30x130 1906 6428 VERIFICA A PRESSOFLESSIONE Si calcola il dominio di resistenza N Mz My, e si individua l’indice di resistenza IR per ogni combinazione, cioè il rapporto tra la lunghezza complessiva del vettore che collega l’origine alla superficie esterna del dominio, attraversando il punto individuato dalla terna sollecitante e la distanza della terna sollecitante dall’origine, misurata lungo il vettore. Se l’indice di resistenza è minore o uguale all’unità la verifica è soddisfatta (in tabella i risultati per la peggiore combinazione sismica). Come riportato al punto 7.4.4.5.1 della Normativa Tecnica, il diagramma dei momenti di calcolo lungo la parete è dato dalla traslazione verso l’alto dell’inviluppo del diagramma derivante dall’analisi. Tale traslazione viene fatta per un’altezza pari a quella critica (nel caso in esame è pari all’altezza della prima elevazione). Inoltre l’adozione di un fattore di struttura maggiore di 2, porta a verificare la sezione con uno sforzo assiale pari al +/ 50% rispetto quello ottenuto dall’analisi. Come indicato negli elaborati grafici, sono state individuate due differenti tipologie di armatura: una da adottare per la prima e seconda elevazione, l’altra valida per la terza e quarta elevazione. Si riporta la verifica per la seconda elevazione, considerando la combinazione più gravosa. Combinazione 35 N = 396 KN (50% sforzo assiale seconda elevazione) Mx = 13915 KNm ( azione flettente prima elevazione) My = 120 KNm ( azione flettente prima elevazione) I.R. = 0.97






Verifica a pressoflessione (comb. Sismica 39)

VERIFICHE A TAGLIO E SCORRIMENTO

Per quanto riguarda la verifica a taglio si considerano il massimo taglio registrato nella direzione di sviluppo della sezione, amplificati del 50%: FXmax = 1408 kN x 1.50 = 2112 kN Si calcola il valore del taglio resistente della parete che deve risultare maggiore del valore del taglio amplificato. Parete VRd= 3593 KN > 2112 KN VRd,s= 3253 KN > 2112 KN La verifica a taglio e scorrimento è soddisfatta.






c 2 cm

FERRI VERTICALI 8+8 Ø20/10"NELLA ZONA CONFINATA

SEZIONE SETTO FILO 10 490x20 ELEVAZIONE 1 ARMATURA scala 1:20

FERRI ORIZZONTALI Ø8/10" L=515


485

485

15

15

15

15

c 2 cm

100100

ZONA CONFINATA ZONA CONFINATAUNCINI Ø6/ passoverticale 10",in orizzontaleun uncino ogni 2 ferri verticali

UNCINI Ø6/ passoverticale 10",in orizzontaleun uncino ogni 2 ferri verticali

20

490287

FERRI VERTICALI25+25 Ø16/10"

UNCINI Ø6/9 x mqnella zona "centrale"

FERRI VERTICALI25+25 Ø16 /10"

FERRI VERTICALI 8+8 Ø20/10"NELLA ZONA CONFINATA

1.2.3.b VERIFICA DELLA PARETE VANO ASCENSORE SCALA 2 Questa parete è definita “composta”, in quanto costituita da più pareti semplici, reciprocamente interconnesse. La parete presenta tutte e quattro le elevazioni invariate. Lo spessore è di 20 cm per i due setti paralleli, mentre per quello trasversale è di 25 cm; il calcestruzzo utilizzato è del tipo C28/35. Per maggiore chiarezza si riporta di seguito una vista assonometrica del vano ascensore .






Vista assonometrica del vano ascensore 2

Si riportano i tabulati con le diverse combinazioni SLU (1 4), SLE (5 13) e SLV (14 45), dove : Fx azione tagliante lungo X Fy azione tagliante lungo Y Fz azione assiale lungo z Rz azione flessionale attorno ad x Ry azione flessionale attorno a y






Azioni di analisi di fondazione






Azioni di analisi quota 0.00






Le tabelle seguenti riportano i valori delle caratteristiche meccaniche dei materiali: CALCESTRUZZO Resistenza cubica caratteristica Rck 35 N/mm2 Resistenza cilindrica caratteristica fck 29.05 N/mm2 Coefficiente riduttivo αcc 0.85 Coefficiente parziale di sicurezza γM 1.5 Resistenza di calcolo a compressione fcd 16.46 N/mm2 Resistenza media a trazione fctm 2.83 N/mm2 Resistenza caratteristica a trazione fctk 1.98 N/mm2 Resistenza di calcolo a trazione fctd 1.32 N/mm2 ACCIAIO Resistenza caratteristica fyk 450 N/mm2 Coefficiente parziale di sicurezza γM 1.15 Resistenza di calcolo fyd 391 N/mm2 Modulo elastico E 200000 N/mm2 VERIFICA A SFORZO NORMALE Si riporta il confronto tra il massimo sforzo normale registrato per le combinazioni sismiche nelle sezioni di diverso spessore ed il massimo sforzo normale ammissibile, con riferimento al punto 7.4.4.5.2 CALCESTRUZZO Ned( sismico) 0.40xAcxfcd kN kN Sezione 2778 10732 VERIFICA A PRESSOFLESSIONE Si calcola il dominio di resistenza N Mz My, e si individua l’indice di resistenza IR per ogni combinazione, cioè il rapporto tra la lunghezza complessiva del vettore che collega l’origine alla superficie esterna del dominio, attraversando il punto individuato dalla terna sollecitante e la distanza della terna sollecitante dall’origine, misurata lungo il vettore. Se l’indice di resistenza è minore o uguale all’unità la verifica è soddisfatta (in tabella i risultati per la peggiore combinazione sismica). Come riportato al punto 7.4.4.5.1 della Normativa Tecnica, il diagramma dei momenti di calcolo lungo la parete è dato dalla traslazione verso l’alto dell’inviluppo del diagramma derivante dall’analisi. Tale traslazione viene fatta per un’altezza pari a quella critica (nel caso in esame è pari all’altezza della prima elevazione). Inoltre l’adozione di un fattore di struttura maggiore di 2, porta a verificare la sezione con uno sforzo assiale pari al +/ 50% rispetto quello ottenuto dall’analisi. Come indicato negli elaborati grafici, sono state individuate due differenti tipologie di armatura: una da adottare per la prima e seconda elevazione, l’altra valida per la terza e quarta elevazione.






Si riporta la verifica per la seconda elevazione, considerando la combinazione più gravosa. Combinazione 16 N = 1100 KN (50% sforzo assiale seconda elevazione) Mx = 11577 KNm ( azione flettente prima elevazione) My = 3596 KNm ( azione flettente prima elevazione) I.R. = 0.97

Verifica a pressoflessione (comb. Sismica 39)

VERIFICHE A TAGLIO E SCORRIMENTO

Per quanto riguarda la verifica a taglio si considerano i massimi tagli registrati nella sezione, amplificati del 50%: FXmax = 1049 kN x 1.50 = 1574 kN FYmax = 1483 kN x 1.50 = 2225 kN Si considera il taglio in ciascuna direzione assorbito dalle pareti che si sviluppano nella direzione stessa. Si calcola il valore del taglio resistente di ogni singolo braccio di parete e poi si verifica se la somma dei vari contributi risulta essere maggiore del valore del taglio amplificato FXmax FYmax.






Parete lungo X VRd= 1755 KN > 1574 KN VRd,s= 1623 KN > 1574 KN La verifica a taglio e scorrimento lungo X è soddisfatta. Pareti lungo Y VRd= 2185 KN VRd,s= 1574 KN VRd= 2185 x 2 = 4370 KN > 2225 KN VRd,s= 1574 x 2 = 3148 KN > 2225 KN La verifica a taglio e scorrimento lungo Y è soddisfatta.

SEZIONE VANO ASCENSORE 2 ELEVAZIONE 1 E 2 ARMATURA scala 1:20



296

296

15

15

15

15

15

15

19

6

15

15

19

6

FERR

I ORI

ZZON

TALI

Ø8/1

0" L=

226

FERR

I ORI

ZZON

TALI

Ø8/1

0" L=

226



296

296

15

15

15

15

c 2 cm c 2 cm

FERRI VERTICALI 5+5 Ø20NELLA ZONA CONFINATA


FERRI VERTICALI1+1 Ø16/15"

NELLA ZONA CENTRALE

UNCI

NI Ø

6/9 x

mqne

lla zo

na "c

entra

le"

FERR

I VER

TICA

LI 15

+15 Ø

20

15

FERRI VERTICALI 1+1 Ø16/15"NELLA ZONA CENTRALE

c 2 cm c 2 cm

FERRI VERTICALI 5+5 Ø20NELLA ZONA CONFINATA


60 60

5050

60 60

20





20

ZONA CONFINATA ELEV.1 ZONA CONFINATA ELEV.1

ZONA CONFINATA ELEV.1 ZONA CONFINATA ELEV.1

25

y

x






1.2.4 VERIFICA DELLA STRUTTURA DI ACCIAIO In corrispondenza della copertura dell’edificio si erige una struttura metallica, di cui si riporta l’ingombro nella sottostante pianta ( campitura in grigio).

Pianta copertura metallica

Da un punto di vista strutturale, si individuano quattro differenti tipologie costruttive, così evidenziate:

Pianta chiave delle tipologie strutturali della copertura metallica






• TIPOLOGIA 1

Sezione Fronte Nord Est

La prima tipologia strutturale è caratterizzata da una trave IPE 300, la cui imposta coincide con quella del solaio a q.p.f. +12.00 e ad esso collegata tramite zanche saldate all’anima. Il profilo si sviluppa lungo il filo A della griglia strutturale ed è collegata ai sottostanti tubolari metallici 250x150x12 tramite bullonatura. In corrispondenza dell’ala superiore dell’IPE300 vengono bullonate le sottostrutture descritte in seguito. La tipologia costruttiva dei profili ha portato all’individuazione di due successivi step costruttivi:

1 Assemblaggio in officina dei tre profili che determinano l’andamento ad L della struttura: montanti HEA 120 posti ad interasse costante, a sostegno della trave HEA140, collegata a sua volta a profili IPE 100 posti al medesimo interasse dei montanti. Tutti i collegamenti sono realizzati con saldatura. Si determinano così n.5 sottostrutture le cui dimensioni sono riportate negli elaborati grafici;

2 Collegamento in cantiere delle varie parti di struttura mediante giunto bullonato a completo rispritino di resistenza in corrispondenza delle HEA140 (si veda dett.8 tav. ES13) e mediante collegamento bullonato con IPE 300.

• TIPOLOGIA 2 La seconda tipologia strutturale è caratterizzata da montanti HEA 120 la cui estremità inferiore è collegata al bordo del solaio di copertura, mentre quella superiore prevede un profilo longitudinale HEB 160, atto a sostenere i profili IPE 100, posti ad interasse variabile, la cui forma ad L permetterà il futuro posizionamento dei pannelli.






Sezione Fronte Nord Ovest e Sud Ovest

• TIPOLOGIA 3

Sezione Fronte Sud Ovest

La seconda tipologia costruttiva è caratterizzata da tre orditure strutturali:

prima orditura : n. 4 profili IPE 300 sono posti in corrispondenza del solaio di copertura; un’estremità è collegata al sottostante tubolare 250x150x12, l’altra è annegata all’interno del getto del solaio q.p.f. 12.00 m e raggiunge la testa dei pilastri posti sul filo 3 della griglia strutturale. In corrispondenza dell’ala superiore delle IPE300 spiccano i montanti HEA 120 che fungono da sostegno alla struttura metallica soprastante;






seconda orditura : n.2 profili IPE 160 si sviluppano lungo la direzione longitudinale della pensilina metallica. Questi elementi sono irrigiditi da profili di ugual sezione disposti in luce ai precedenti, con un passo di circa 142 cm.

terza orditura : profili IPE 100, di sostegno ai pannelli, posti al medesimo interasse dei sottostanti IPE 160 e su cui poggiano mediante montanti in acciaio.

In analogia alla prima tipologia costruttiva, anche questa porzione di struttura prevede n. 3 sottostrutture. I profili HEA 120, IPE 160 e IPE 100 vengono saldati in officina (STEP 1) e successivamente assemblati in cantiere mediante giunto bullonato a completo rispritino di resistenza in corrispondenza dei profili longitudinali IPE160 (STEP 2 si veda dett.7 tav. ES13).

• TIPOLOGIA 4

Sezione Fronte Sud Est

La quarta tipologia presenta alcune analogia con la precedente. Infatti anch’ essa presenta tre orditure strutturali:

prima orditura : n. 4 profili IPE 300 sono posti in corrispondenza del solaio di copertura; un’estremità è collegata al sottostante tubolare 250x150x12, l’altra è annegata all’interno del getto del solaio q.p.f. 12.00 m e raggiunge la testa dei pilastri posti sul filo B della griglia strutturale. In corrispondenza dell’ala superiore delle IPE300 spiccano i montanti HEA 120 che fungono da sostegno alla struttura metallica soprastante;

seconda orditura : n.2 profili HEB 160 si sviluppano lungo la direzione longitudinale della pensilina metallica. Questi elementi sono irrigiditi da profili IPE 160 disposti in luce ai precedenti, con un passo di circa 106 cm.

terza orditura : profili IPE 100, di sostegno ai pannelli, posti al medesimo interasse dei sottostanti IPE 160 trasversale e su cui poggiano mediante montanti in acciaio.






A differenza delle precedenti tipologie, questa presenta un unico assemblaggio in officina dato dallo spezzone a sbalzo di IPE 160, che viene saldato al profilo HEB160 disposto lungo il filo C della griglia strutturale. Si riportano di seguito le verifiche dei profili più sollecitati della struttura metallica appena descritta. 1.2.4.a PROFILO TUBOLARE 250x150x12 I profili in oggetto risultano essere soggetti a pressoflessione deviata. Si esegue quindi la verifica di instabilità a compressione secondo l’espressione (4.2.43) e quellla a pressoflessione deviata secondo l’ espressione (4.2.40) della Normativa tecnica vigente. Parametri di calcolo e sollecitazioni (l’asse x x è l’asse forte del profilo mentre l’asse y y è quello debole):

E fyk γm0 γm1 NEd

N/mm2 N/mm2 kN

210000 275 1.05 1.05 210

Verifica di instabilità Il profilo utilizzato è un tubolare 250x150x12, con l’ausilio di quanto indicato nella Tab. 4.2.III delle NTC2008, si determina la classificazione della sezione del profilo. Se d/t ≤ 50 ε2 allora il profilo appartiene alla classe 1 Si pone ε2=0.85, per l’acciaio S275 Dato le caratteristiche geometriche del profilo, si ottiene: d/t = 20.83 ≤ 50 ε2 = 42.50 Il profilo appartiene alla classe 1. L’altezza libera considerata è pari a 4,0 m, e si assume β =1.

PROFILO A b h t ix iy L0x=Lx β L0y=Ly β λx λy

cm2 mm mm mm cm cm cm cm tubolare

250x150x12 84.1 150 250 12 8.72 5.86 400 400 46 68 Valutazione del fattore di riduzione χ (instabilità al carico di punta):

λsegnato α (c) φ χ min

0.79 0.49 0.95 0.45

Lo sforzo normale resistente vale Nb,rd = χAfyk / γM1 = 991 kN > NEd = 210 kN

Verifica a pressoflessione deviata






Le sollecitazioni flessionali massime nelle due direzioni. Parametri di calcolo e sollecitazioni:

E fyk γm0 Mx,max My,max NEd

N/mm2 N/mm2 kNm kNm kN

210000 275 1.05

61 61 275

1,

,

,

, ≤+RdNy

Edy

RdNx

Edx

M

M

M

M in quanto 2.0125.0

,

<=<Rdpl

Ed

N

Nn

dove:

0

,

M

fpl

RdN

ykW

Mγ

⋅=

Caratteristiche del profilo e momenti resistenti nelle due direzioni:

Wx pl,Rd Wy pl,Rd γm0 MNx,Rd MNy,Rd

cm3 cm3 kNm kNm

655 460 1.05

171.5 120.5

186.05.120

61

5.171

61≤=+

La verifica risulta soddisfatta. 1.2.4.b NODO PROFILO TUBOLARE 250x150x12 – STRUTTURA C.A.

Si realizza un vincolo di incastro tra pilastro in acciaio e sottostante struttura in c.a. Il collegamento è costituito da una piastra di dimensioni 300x400x12, saldata alla base del montante e ancorata alla struttura in c.a. con 12 tirafondi M20. Secondo quanto richiesto dalla normativa al punto 7.5.4.6, il nodo deve quindi possedere una sovraresistenza rispetto alla colonna valutabile secondo l’ espressione 7.5.13 delle Norme:

)(1.1 ,,, EdRdplCRdRdC NMM ⋅⋅≥ γ Dove γRd = 1,15 per S275, e Mc,pl,Rd(Ned) è il momento plastico resistente della colonna, valutato per lo sforzo normale agente. Sviluppando il secondo membro della (7.5.13) si ha:






MC,Rd,x ≥ 1,1 x 1,15 x 171.5 = 216.9 kNm; MC,Rd,y ≥ 1,1 x 1,15 x 120.5 = 152.4 kNm; Si considera come area resistente la sezione di calcestruzzo 300 x 400 mm, quale impronta della piastra, armata con 12 tirafondi M 20. I momenti resistenti valgono: MC,Rd,x= 291.7 kNm > 216.9 kNm; MC,Rd,y= 208.5 kNm > 152.4 kNm. Le verifiche nelle due direzioni risultano soddisfatte. 1.2.4.c PROFILO IPE 300 La prima orditura dellla struttura metallica di copertura è costituita da profili metallici IPE 300;

un’estremità del profilo è collegata al sottostante tubolare 250x150x12, mentre l’altra è annegata all’interno del getto del solaio q.p.f. 12.00 m e raggiunge la testa dei pilastri sottostanti di c.a. Le travi hanno una quota di imposta pari a quella dell’ ultimo solaio in c.a., come si può notare dagli elaborati allegati. Nella pianta seguente si evidenziano i profili IPE300 maggiormente sollecitati, oggetto della seguente verifica.

Pianta prima orditura tipologia 3 – IPE 300

Le sollecitazioni di calcolo sono state ottenute considerando uno schema statico di trave semplicemente appoggiata, soggetta al peso proprio, pari a 0.5 kN/m, e ad una forza concentrata dovuta al contributo dei carichi in elevazione, pari a 22kN, e applicata a 2.30 m dall’ estremo sinistro del profilo.






Si riportano i tabulati delle verifiche: PROFILO IPE 300 Tipo di acciaio S275 JR Tipo di profilo IPE 300 Classe di sezione (flessione) 1 Area 53.81 cm2 Area di taglio Av 25.68 cm2 Lunghezza trave L 600 cm

Modulo di resistenza plastico Wpl 628.40 cm3

Momento di inerzia J 8356 cm4 Momento resistente ultimo MRd = Wpl fyk /γM0 164.60 kNm Massimo momento sollecitante MEd 34.00 kNm < MRd Taglio resistente ultimo VCRd = Av fyk / √3 γM0 485.40 kN Massimo taglio sollecitante ** VEd 15.50 kN < VCRd Freccia max IPE300 Umax = 5 ql4/ 384 EJ 0.6 cm < L / 250 Le verifiche risultanto soddisfatte. 1.2.4.d PROFILO IPE 160 I profili IPE 160 maggiormente sollecitati risultano essere quelli appartenenti alla seconda orditura della tipologia costruttiva n. 3. Nella pianta sottostante sono individuati i profili oggetto di verifica:

Pianta seconda orditura tipologia 3 – IPE160

Le sollecitazioni di calcolo sono state ottenute considerando uno schema statico di trave continua su quattro appoggi, soggetta ad un carico uniformemente distribuito pari a q = 4.35 kN/m (SLU).






Si riportano i tabulati delle verifiche: PROFILO IPE 160 Tipo di acciaio S275 JR Tipo di profilo IPE 160 Classe di sezione (flessione) 1 Area 20.09 cm2 Area di taglio Av 9.66 cm2 Lunghezza trave Lmax 600 cm

Modulo di resistenza plastico Wpl 123.90 cm3

Momento di inerzia J 869.3 cm4 Momento resistente ultimo MRd = Wpl fyk /γM0 32.45 kNm Massimo momento sollecitante MEd 18.10 kNm < MRd Taglio resistente ultimo VCRd = Av fyk / √3 γM0 183.50 kN Massimo taglio sollecitante VEd 16.40 kN < VCRd Freccia max IPE160 Umax = 5 ql4/ 384 EJ 1.8 cm < L / 250 Le verifiche risultanto soddisfatte.

1.2.4.e PROFILO HEB 160

I profili HEB 160 maggiormente sollecitati risultano essere quelli appartenenti alla seconda orditura della tipologia costruttiva n. 4. Nella pianta sottostante sono individuati i profili oggetto di verifica:

Pianta seconda orditura tipologia 4 – HEB 160

Le sollecitazioni di calcolo sono state ottenute considerando uno schema statico di trave su due appoggi con sbalzo in estremità, soggetta ad un carico uniformemente distribuito pari a q = 8 kN/m (SLU).






Sezione tipologia 4

Si riportano i tabulati delle verifiche: PROFILO HEB 160 Tipo di acciaio S275 JR Tipo di profilo HEB 160 Classe di sezione (flessione) 1 Area 54.25 cm2 Area di taglio Av 17.59 cm2 Lunghezza trave appoggio appogio L1 600 cm

Lunghezza trave a mensola L2 375 cm

Modulo di resistenza plastico Wpl 354 cm3

Momento di inerzia J 2492 cm4 Momento resistente ultimo MRd = Wpl fyk /γM0 92.71 kNm Massimo momento sollecitante MEd 21.52 kNm < MRd Taglio resistente ultimo VCRd = Av fyk / √3 γM0 629.00 kN Massimo taglio sollecitante VEd 12.80 kN < VCRd Freccia max HEB160 MENSOLA Umax = qL24/ 8 EJ 2.50 cm < 2L / 250 Le verifiche risultanto soddisfatte.

1.2.4.f PROFILO HEA 140 Il profilo HEA 140 appartenente alla tipologia costruttiva n.1 è soggetto a flessione deviata. Lo schema statico adottato è quello di trave continua su più appoggi soggetta a due carichi uniformemente distributi disposti lungo gli assi del profilo: q1 = 2,2 kN/m q2 = 3,0 kN/m






Sezione tipologia 1

Parametri di calcolo e sollecitazioni del profilo HEA140:

E fyk Mx,max My,max

N/mm2 N/mm2 kNm kNm

210000 275

10 13.5

Caratteristiche del profilo e momenti resistenti nelle due direzioni:

Wx pl,Rd Wy pl,Rd γm0 Mpl,x,Rd Mpl,y,Rd

cm3 cm3 kNm kNm

173.5 84.9 1.05

45.4 22.2

Per la verifica a flessione deviata si utilizza l’espressione presente al punto 4.2.40 delle Norme Tecniche vigenti (il profilo appartiene alla classe 1 ):

1,

,

,

, ≤+RdNy

Edy

RdNx

Edx

M

M

M

M

Nel caso in esame si ottiene:

183.02.22

5.13

4.45

10≤=+

La verfica risulta soddisfatta.






1.2.4.g NODO A COMPLETO RIPRISTINO DI SEZIONE – IPE 160 Si realizza il nodo a completo ripristino di sezione. Questa soluzione viene adottata per ovviare a possibili problematiche costruttive e per garantire la continuità strutturale della trave IPE 160 posta in copertura. Si procede con il calcolo del momento plastico trasferibile dal profilo: Mpl,Rd = Wpl,y x fy/γm0 = 124 x2750 /1,05 = 32,47 KNm (4.2.4.1.2 NTC 2008) Si procede con il calcolo del momento plastico trasferibile dalle ali: Mf,pl,Rd = b x tf x fy x (h tf)/γm0 = 82 x 7,4 x 275 x (160 – 7,4)/1,05 = 24,25 KNm La forza massima di scorrimento agente sulle ali è : Ff,Rd = Mf,pl,Rd / (h tf) = 32,47 / (0,16 0,0074) = 212 KN Resistenza dei bulloni M12 per ciascun piano di taglio: Fv,Rd = 0,6 x As x fub / γm2 = 0,6 x 84 x 800 / 1,25 = 32,2 KN

• VERIFICA GIUNTO DI ALA 8+8M12 Resistenza del giunto offerta dai bulloni: si adottano 8 M12, si considera la situazione più sfavorevole, quindi si ha un piano di taglio conferiti dalla presenza del coprigiunto di ala: M1j,Rd = n x nb x Fv,Rd x ( h tf) =2 x 4 x 32,2 x (0,16 0,0074) = 39,3 KNm > Mf,pl,Rd Resistenza del giunto offerta dal rifollamento delle ali: Fb,Rd= α x 2,5 x fub x d x t / γm2 = 0,64 x 2,5 x 430 x 12 x 7,4 / 1,25 = 48,8 KN M3j,Rd = n x Fb,Rd x (h – tf ) = 4 x 48,8 x ( 0,16 0,0074) = 29,8 KNm > Mf,pl,Rd Resistenza del giunto offerta dal rifollamento dei coprigiunti: Fb,Rd= α x 2,5 x fub x d x t / γm2 = 0,64 x 2,5 x 430 x 12 x 10 x 2 / 1,25 =132 KN M4j,Rd = n x Fb,Rd x (h – tf ) = 4 x 132 x ( 0,16 0,0074) = 80,5 KNm > Mf,pl,Rd Resistenza del giunto offerta dalla sezione lorda dei coprigiunti: Fc,Rd = ( l1 + l2 ) x tc x fy/ γm0 = (80+29+29) x 10 x 275/1,05 = 361 KN M5j,Rd = Fc,Rd x (h – tf ) = 361 x ( 0,16 0,0074) = 55 KNm > Mf,pl,Rd Resistenza del giunto offerta dalla sezione netta dei coprigiunti: Fc,net,Rd = 0,9 x ( l1 + l2 ) x tc x fu/ γm2 – 0,9 x nfila x nc x d0 x tc x fu/ γm2 = 0,9 x (80+29+29) x 10 x 430/1,25 – 0,9 x 2 x 2 x 13 x 10 x 430/1,25 = 266 KN M6j,Rd = Fc,Rd x (h – tf ) = 266 x ( 0,16 0,0074) = 40,6 KNm > Mf,pl,Rd

• VERIFICA GIUNTO DI ANIMA 6+6 M12 Forza di taglio sull’anima VEd = 16,4 KN Forza normale N = 0 KN Momento agente sull’anima Mw,pl,Rd = Mpl,Rd – Mf,pl,Rd = 32,47 – 24,25 = 8,22 KNm






Momento torcente di trasporto T = VEd x e = 16,4 x 0,085 = 2 KNm Momento torcente totale TEd = T + Mw,pl,Rd = 2 + 8,22 = 10,22 KNm Fv,Rd = 0,6 x As x fub / γm2 = 0,6 x 84 x 800 / 1,25 = 32,2 KN Verifica resistenza bulloni Vz = VEd /(n x nb) = 16,4 / ( 2 x 6 ) = 1,4 KN Vz = TEd x zmax/[ 2 x Σ(zi2 + xi2)] = 10,22 x 0,03 / [ 2 x (0,042 x 2 x 2 + 0,032 x 3 x 2)] = 13 KN Vx = TEd x xmax/[ 2 x Σ(zi2 + xi2)] = 10,22 x 0,04 / [ 2 x (0,042 x 2 x 2 + 0,032 x 3 x 2)] = 17,3 KN FV,Ed = [(1,4 + 13)2 + 17,32]1/2 = 22,5 KN Tasso di lavoro dei bulloni δ = FV,Ed / FV,Rd = 22,5 / 32,2 =0,70 < 1 Verifica di rifollamento dei coprigiunti di anima Azione di rifollamento in direzione z : Fbz,Ed = 2 x (1,4 + 13) = 28,8 KN Azione di rifollamento in direzione x : Fbx,Ed = 2 x 17,3 = 34,6 KN Fbz,Rd= α x 2,5 x fub x d x t / γm2 = 0,512 x 2,5 x 430 x 12 x 2 x 10 / 1,25 = 105 KN > Fbz,Ed e > Fbx,Ed Verifica della sezione lorda dei coprigiunti di anima Wc,pl = 50 cm3 Mc,Rd = Wc,pl x fy/ γm0 = 50000 x 275 / 1,05 = 13,1 KNm > Mw,pl,Rd

Vc,Rd = Ac x fy/ (γm0 x 31/2) = 1 x 100 x 10 x 275 /( 1,05 x 3 ½ ) = 151 KN > VEd

Verifica della sezione netta dei coprigiunti di anima Wc,net,pl = 34,4 cm3 Mc,Rd = Wc,net,pl x fu/ γm2 = 34400 x 430 / 1,25 = 11,8 KNm > Mw,pl,Rd

Ac,net = 1480 mm2 Vc,Rd = Ac,net x fu/ (γm2 x 31/2) = 1480 x 430 /( 1,25 x 3 ½ ) = 293 KN > VEd

Verifica di rifollamento dell’anima della trave Azione di rifollamento in direzione z : Fbz,Ed = 2 x (1,4 + 13) = 28,8 KN Azione di rifollamento in direzione x : Fbx,Ed = 34,6 KN Fbz,Rd= α x 2,5 x fub x d x tw / γm2 = 1,0 x 2,5 x 430 x 12 x 5 / 1,25 = 64,5 KN > Fbz,Ed Fbx,Rd= α x 2,5 x fub x d x tw / γm2 = 0,77 x 2,5 x 430 x 12 x 5 / 1,25 =39,7 KN > Fbx,Ed 1.2.4.h NODO A COMPLETO RIPRISTINO DI SEZIONE – HEA 140 Si realizza il nodo a completo ripristino di sezione. Questa soluzione viene adottata per ovviare a possibili problematiche costruttive e per garantire la continuità strutturale della trave HEA 140 posta in copertura. Si procede con il calcolo del momento plastico trasferibile dal profilo: Mpl,Rd = Wpl,y x fy/γm0 = 173,5 x 2750 /1,05 = 45,44 KNm (4.2.4.1.2 NTC 2008)






Si procede con il calcolo del momento plastico trasferibile dalle ali: Mf,pl,Rd = B x tf x fy x (h tf)/γm0 = 140 x 8,5 x 275 x (133 – 8,5)/1,05 = 38,80 KNm La forza massima di scorrimento agente sulle ali è : Ff,Rd = Mf,pl,Rd / (h tf) = 38,80 / (0,133 0,0085) = 311 KN Resistenza dei bulloni M16 per ciascun piano di taglio: Fv,Rd = 0,6 x As x fub / γm2 = 0,6 x 157 x 800 / 1,25 = 60,2 KN

• VERIFICA GIUNTO DI ALA 8+8M16 Resistenza del giunto offerta dai bulloni: si adottano 8 M16, si considera la situazione più sfavorevole, quindi si ha un piano di taglio conferiti dalla presenza del coprigiunto di ala: M1j,Rd = n x nb x Fv,Rd x ( h tf) =2 x 4 x 60,2 x (0,133 0,0085) = 59,96 KNm > Mf,pl,Rd Resistenza del giunto offerta dal rifollamento delle ali: Fb,Rd= α x 2,5 x fub x d x t / γm2 = 0,69 x 2,5 x 430 x 16 x 8,5 / 1,25 = 80,7 KN M3j,Rd = n x Fb,Rd x (h – tf ) = 4 x 80,7 x ( 0,133 0,0085) = 40,2 KNm > Mf,pl,Rd Resistenza del giunto offerta dal rifollamento dei coprigiunti: Fb,Rd= α x 2,5 x fub x d x t / γm2 = 0,39 x 2,5 x 430 x 16 x 10 x 2 / 1,25 =107 KN M4j,Rd = n x Fb,Rd x (h – tf ) = 4 x 107 x ( 0,133 0,0085) = 53,3 KNm > Mf,pl,Rd Resistenza del giunto offerta dalla sezione lorda dei coprigiunti: Fc,Rd = ( l1 + l2 ) x tc x fy/ γm0 = (140+55+55) x 10 x 275/1,05 = 654 KN M5j,Rd = Fc,Rd x (h – tf ) = 654 x ( 0,133 0,0085) = 81 KNm > Mf,pl,Rd Resistenza del giunto offerta dalla sezione netta dei coprigiunti: Fc,net,Rd = 0,9 x ( l1 + l2 ) x tc x fu/ γm2 – 0,9 x nfila x nc x d0 x tc x fu/ γm2 = 0,9 x (140+55+55) x 10 x 430/1,25 – 0,9 x 2 x 2 x 17 x 10 x 430/1,25 = 563 KN M6j,Rd = Fc,Rd x (h – tf ) = 563 x ( 0,133 0,0085) = 70,1 KNm > Mf,pl,Rd

• VERIFICA GIUNTO DI ANIMA 6+6 M16 Forza di taglio sull’anima VEd = 5 KN Forza normale N = 0 KN Momento agente sull’anima Mw,pl,Rd = Mpl,Rd – Mf,pl,Rd = 45,44 – 38,80 = 6,7 KNm Momento torcente di trasporto T = VEd x e = 5 x 0,085 = 0,5 KNm Momento torcente totale TEd = T + Mw,pl,Rd = 0,5 + 6,7 = 7,2 KNm Fv,Rd = 0,6 x As x fub / γm2 = 0,6 x 157 x 800 / 1,25 = 60,2 KN






Verifica resistenza bulloni Vz = VEd /(n x nb) = 5 / ( 2 x 6 ) = 0,5 KN Vz = TEd x zmax/[ 2 x Σ(zi2 + xi2)] = 7,2 x 0,03 / [ 2 x (0,042 x 2 x 2 + 0,032 x 3 x 2)] = 9,2 KN Vx = TEd x xmax/[ 2 x Σ(zi2 + xi2)] = 7,2 x 0,04 / [ 2 x (0,042 x 2 x 2 + 0,032 x 3 x 2)] = 12,2 KN FV,Ed = [(0,5 + 9,2)2 + 12,22]1/2 = 15,6 KN Tasso di lavoro dei bulloni δ = FV,Ed / FV,Rd = 15,6 / 60,2 =0,26 < 1 Verifica di rifollamento dei coprigiunti di anima Azione di rifollamento in direzione z : Fbz,Ed = 2 x (0,5 + 9,2) = 19,4 KN Azione di rifollamento in direzione x : Fbx,Ed = 2 x 12,2 = 24,4 KN Fbz,Rd= α x 2,5 x fub x d x t / γm2 = 0,39 x 2,5 x 430 x 16 x 2 x 10 / 1,25 = 107 KN > Fbz,Ed e > Fbx,Ed Verifica della sezione lorda dei coprigiunti di anima Wc,pl = 50 cm3 Mc,Rd = Wc,pl x fy/ γm0 = 50000 x 275 / 1,05 = 13,1 KNm > Mw,pl,Rd

Vc,Rd = Ac x fy/ (γm0 x 31/2) = 1 x 100 x 10 x 275 /( 1,05 x 3 ½ ) = 151 KN > VEd

Verifica della sezione netta dei coprigiunti di anima Wc,net,pl = 34,4 cm3 Mc,Rd = Wc,net,pl x fu/ γm2 = 34400 x 430 / 1,25 = 11,8 KNm > Mw,pl,Rd

Ac,net = 1480 mm2 Vc,Rd = Ac,net x fu/ (γm2 x 31/2) = 1480 x 430 /( 1,25 x 3 ½ ) = 293 KN > VEd

Verifica di rifollamento dell’anima della trave Azione di rifollamento in direzione z : Fbz,Ed = 2 x (0,5 + 9,2) = 19,4 KN Azione di rifollamento in direzione x : Fbx,Ed = 2 x 12,2 = 24,4 KN Fbz,Rd= α x 2,5 x fub x d x tw / γm2 = 0,39 x 2,5 x 430 x 16 x 5,5 / 1,25 = 29,5 KN > Fbz,Ed Fbx,Rd= α x 2,5 x fub x d x tw / γm2 = 0,39 x 2,5 x 430 x 16 x 5,5 / 1,25 =29,5 KN > Fbx,Ed (cautelativamente si è assunto α = 0,39 per entrambe le situazioni)

1.2.5 VERIFICA STRUTTURA PENSILINE DI ACCIAIO Nello specifico si tratta nella verifica di:

1. Pensilina 1 2. Pensilina 2 3. Pensilina piano di carico 4. Pensilina di ingresso






Individuazione degli elementi oggetto di verifica

1. PENSILINA 1

> ANALISI DEI CARICHI

Pensilina di collegamento nuovo/esistente E2

Gk Permanenti

G1.1 Peso Proprio Lamiera grecata 0,10 kN/m2

G2.1 Portato Soletta collaborante sp medio = 4,5 cm 1,20 kN/m2

G2.2 Portato Riempimento alleggerito pendenziato 0,90 kN/m2

G2.3 Portato kN/m2

G2.4 Portato kN/m2

G2.5G2.6

Gk Totale 2,20 kN/m2

Qk Variabili

Q1 Neve 1,20 kN/m2

Q2Q3

Qk Totale 1,20 kN/m2

WSLE Carico complessivo SLE statico 3,40 kN/m2

WSLU Carico complessivo SLU statico 4,66 kN/m2

WSLV Carico complessivo SLV sismico 2,92 kN/m2

Area / Impalcato :






Come si evince dall’elaborato strutturale ES 23, la struttura a collegamento del nuovo ampliamento è caratterizzata da due porzioni che presentano medesima soluzione costruttiva, ma differente schema statico.

Si riportano entrambe le verifiche:

“schema statico 1”

165155

q SLU = 4,66 x 1,75 (area di influenza) + 0,2 x 1,3 = 8,40 kN/m q SLE = 3,40 x 1,75 (area di influenza) + 0,2 = 6,15 kN/m PROFILO HEB 100 Tipo di acciaio S275 JR Tipo di profilo HEB 100 Classe di sezione (flessione) 1 Area 26.04 cm2 Area di taglio Av 6 cm2 Modulo di resistenza plastico Wpl 104.2 cm3

Momento di inerzia J 449.5 cm4






Momento resistente ultimo MRd = Wpl fyk /γM0 27.29 kNm Massimo momento sollecitante MEd 12 kNm < MRd Taglio resistente ultimo VRd = Av fyk / √3 γM0 90.70 kN Massimo taglio sollecitante ** VEd 19.60 kN < VRd Freccia max HEB 100 Umax = ql4/ 8 EJ 0.6 cm < L / 250 Le verifiche risultano soddisfatte.

“schema statico 2” – trave semplicemente appoggiata L = 3,85 m

q SLU = 4,66 x 1,70/2 (area di influenza) + 0,2 x 1,3 = 4,30 kN/m q SLE = 3,40 x 1,70/2 (area di influenza) + 0,2 = 3,10 kN/m PROFILO HEB 100 Tipo di acciaio S275 JR Tipo di profilo HEB 100 Classe di sezione (flessione) 1 Area 26.04 cm2 Area di taglio Av 6 cm2 Modulo di resistenza plastico Wpl 104.2 cm3

Momento di inerzia J 449.5 cm4 Momento resistente ultimo MRd = Wpl fyk /γM0 27.29 kNm Massimo momento sollecitante MEd 8 kNm < MRd Taglio resistente ultimo VRd = Av fyk / √3 γM0 90.70 kN Massimo taglio sollecitante ** VEd 8.5 kN < VRd Freccia max HEB 100 Umax = 5ql4/ 384 EJ 1.0 cm < L / 250 Le verifiche risultano soddisfatte.

2. PENSILINA 2 Questa pensilina presenta medesima analisi dei carichi della precedente. In questo caso si identifica un singolo schema di carico, coincidente con quello denominato 2 in precedenza. In questo caso la luce di calcolo è L= 2,45. Visto le precedenti valutazioni, si possono considerare automaticamente le verifiche di resistenza e deformazione anche per questa configurazione.

3. PENSILINA PIANO DI CARICO






Osservando l’elaborato ES22 si evidenziano le caratteristiche principali di questa pensilina metallica a sbalzo: i tre profili principali HEA 160 presentano un’estremità collegata rigidamente a profilo a sua volta collegato alla nuova soletta di c.a., mentre l’altra è sostenuta da tirante in acciaio ancorato al solaio sovrastante. I calcoli sono stati condotti in parte manualmente e in parte con l’ausilio del codice di calcolo ad elementi finiti PROSap della 2S.I. Software e Servizi per l'Ingegneria S.r.l. implementato su elaboratori dotati di microprocessori Intel Core i7 con sistema operativo a 64 bit Windows 7 Professional.


Pensilina piano di carico E1

Gk Permanenti


G2.1 Portato Soletta collaborante sp medio = 12,5 cm 2,40 kN/m2

G2.2 Portato Riempimento alleggerito pendenziato 0,35 kN/m2

G2.3 Portato kN/m2

G2.4 Portato kN/m2

G2.5G2.6


Qk Variabili

Q1 Neve 1,20 kN/m2

Q2Q3





Area / Impalcato :






Vista assonometrica del modello agli elementi finiti

Sollecitazioni flessionali dei profili HEA 160






Sollecitazioni taglianti dei profili HEA 160

Sollecitazioni assiali






I profili in oggetto risultano essere soggetti a pressoflessione deviata. Si esegue quindi la verifica di instabilità a compressione secondo l’espressione (4.2.43) e quellla a pressoflessione deviata secondo l’ espressione (4.2.40) della Normativa tecnica vigente. Parametri di calcolo e sollecitazioni (l’asse x x è l’asse forte del profilo mentre l’asse y y è quello debole):

E fyk γm0 γm1 NEd

N/mm2 N/mm2 kN

210000 275 1.05 1.05 60 Verifica di instabilità Il profilo utilizzato è un HEA 160, e appartiene alla classe 1. L’altezza libera considerata è pari a 4,4 m, e si assume β =0.85.

PROFILO A b h tf tw Wypl ix iy L0x=Lx β L0y=Ly β λx λy

cm2 mm mm mm mm cmc cm cm cm cm

HEA 160 38.8 160 152 9 6 246 6.57 3.98 440 440 67 111 Valutazione del fattore di riduzione χ (instabilità al carico di punta):

λsegnato α (c) φ χ min

1.113 0.34 1.274 0.528

Lo sforzo normale resistente vale Nb,rd = χAfyk / γM1 = 536 kN > NEd = 60 kN

La verifica risulta soddisfatta.

Verifica a pressoflessione deviata Parametri di calcolo e sollecitazioni:

E fyk γm0 Mx,max My,max NEd

N/mm2 N/mm2 kNm kNm kN

210000 275 1.05

50.3 6.5 60

(Mx,ed/MNx,rd)2 + (My,ed/MNy,rd)5n < 1 Essendo n = Ned/Npl,rd = 275 / 1016 = 0.06 < 0.2 (Mx,ed/MNx,rd) + (My,ed/MNy,rd) < 1 dove: MNx,rd = Wpl,x x fyk/γm0 = 64.19 kNm MNy,rd = Wpl,y x fyk/γm0 = 30.80 kNm






50.3 / 64.19 + 6.5 / 30.80 = 0.99 < 1

La verifica risulta soddisfatta.

4. PENSILINA INGRESSO La pensilina che copre l’ingresso principale fronte N O è costituita da due profili UPN 180 che fungono da mensola, a sostegno due tavolati distanziati tra di loro da altri profili metallici. L’estradosso è rivestito da una lamiera in alluminio.







Pensilina di ingresso

Gk Permanenti


G2.1 Portato Doppio tavolato 0,40 kN/m2

G2.2 Portato Isolante e guaina 0,10 kN/m2

G2.3 Portato kN/m2

G2.4 Portato kN/m2

G2.5G2.6


Qk Variabili

Q1 Neve 1,20 kN/m2

Q2Q3





Area / Impalcato :

q SLU = 2,58 x 1,50 (area di influenza) + 0,25 x 1,3 = 4,20 kN/m q SLE = 1,80 x 1,50 (area di influenza) + 0,25 = 2,95 kN/m L = 2,0 m (cautelativamente) PROFILO HEB 100 Tipo di acciaio S275 JR Tipo di profilo UPN 180 Classe di sezione (flessione) 1 Area 28 cm2 Area di taglio Av 14.4 cm2 Modulo di resistenza plastico Wpl 179 cm3

Momento di inerzia J 1350 cm4 Momento resistente ultimo MRd = Wpl fyk /γM0 46.88 kNm Massimo momento sollecitante MEd 8.4 kNm < MRd Taglio resistente ultimo VRd = Av fyk / √3 γM0 217 kN Massimo taglio sollecitante ** VEd 8.40 kN < VRd Freccia max HEB 100 Umax = ql4/ 8 EJ 0.2 cm < L / 250 Le verifiche risultano soddisfatte.






I Progettisti Strutturali ___________________ Ing. Carlo Monzani

___________________ Ing. Guido Lenzi

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E1349 ER 03 Relazione Calcolo-rv02 - izsler.it 03 Relazione di calcolo delle... · er 03 rv00 relazione di calcolo delle strutture progetto strutturale esecutivo Commessa: 13113313