1

PROGETTO QUARRATA

Premessa Le strutture metalliche di questo progetto si riferiscono alla copertura in acciaio del fosso posto sul lato sinistro della S.R.66 - Pistoiese nel tratto compreso fra la località Barba e la ditta “Vellutex” e poi sul lato destro nel tratto davanti a “Vellutex” fino ad uno dei passi carrabili del “Mercatone Florenzi”ed a n.1 copertura del fosso dalla parte opposta della ditta “Bardi”, in prossimità della località Olmi, sul lato sinistro della strada per realizzare una piazzola per i pedoni utenti di mezzi pubblici, i quali ora si fermano o sulla carreggiata stradale, mettendo a rischio la propria incolumità, o sulla banchina ma in zona prossima alla fossa scoperta con l’eventualità di cadervi dentro. Distinguiamo i tratti di copertura nel modo seguente:

A. tratto tra la località Barba e la ditta “Vellutex”; B. tratto davanti alla ditta “Vellutex” fino al passo carrabile del

“Mercatone Florenzi” (sulla destra della strada); C. copertura del fosso dalla parte opposta della ditta “Bardi”, sul lato

destro della strada, per la realizzazione di una piazzola di sosta per gli utenti di mezzi pubblici (in acciaio e calcestruzzo).

A) Tratto tra Barba e la ditta “Vellutex” Le coperture che prediamo in considerazione sono dei seguenti 8 tipi per gli altrettanti tratti di fosso da coprire: - Copertura n.1 di lunghezza pari a 32,40 m lungo il fronte della S.R.66-

Pistoiese e larghezza media di 1,70m; - Copertura n.2 di lunghezza pari a 6,55 m lungo il fronte stradale e

larghezza compresa fra 1,75 e 1,80m; - Copertura n.3 di lunghezza pari a 20,50 m e larghezza compresa fra 2,10

e 2,45 m ; - Copertura n.4 di lunghezza pari a 8,85 m e larghezza compresa fra 2,64

e 2,75 m; - Copertura n.5 di lunghezza pari a 25,00 m e larghezza compresa fra 2,75

m e 2,45 m ; - Copertura n.6 di lunghezza pari a 9,85 m e larghezza di 2,96m; - Copertura n.7 di lunghezza pari 12,75 m e di larghezza pari a 2,70 m;

2

- Copertura n.8 di lunghezza pari a 3,30 m e di larghezza media pari a 3,60 m da realizzarsi in corrispondenza dell’ultimo tratto del fosso da coprire A.1 - Tratto di copertura n.1

A.1.1 Analisi dei carichi Per la copertura di questo tratto, come per tutti gli altri, si prevede di usare un pannello grigliato pressato di tipo standard avente maglia di 15x 30 mm con un piatto di 30x 3 mm e con pesi pari a 54,00 kg/mq come peso grezzo e 57,8 kg zincato al metro quadrato. Ai fini del calcolo, il peso del pannello zincato è assunto pari a 60 kg/m². Dalla tabella (allegato n.1) risulta che se scegliamo un interasse (luce fra gli appoggi) di 1500 mm, il carico uniformemente distribuito sopportabile da tale griglia è pari a 1070 kg/m², ben superiore a quello di esercizio di 600 Kg/m².

- Carichi permanenti • Pannello = 60 kg/m² • HE 120 A com p = 19,9 Kg/m • Angolari 35x5, p = 2,57 kg /m ≅ 3 kg /m ( 1,80 x 2=3,60 m). • Si useranno per rompitrattare il grigliato n.3 HE 120 A di luce pari a

0,75 x 2= 1,50 m (vedere disegni), aventi peso di 19,9 Kg/m e quindi sull’interasse di 1,50 m e per metro trasversale avremo:

2x19,9x1,50=59,70 Kg/m ed in c.t. 60 Kg/m, oltre a 30 kg per i piatti e per i collegamenti tra gli HE 120 A. Riepilogo:

• Griglia = 60 kg/m² • Angolari = 3 kg/m • ml 3,60 x 3 kg/m ≅ 11 kg/ml • HE 120 A (rompitratta) 60 kg/m

- Carichi accidentali • Folla = 600 kg/m² 600 kg/m² • Neve q = µi x q sk = 0,8 x 115 kg/m² = 92 kg/m²

Sommano 692 kg/m² ed in c.t. 700 kg/m²

Si ipotizza che la neve possa fermarsi sulla griglia ghiacciando e quindi si considera la sua presenza (ipotesi cautelativa)

-Carichi totali

3

— Interasse travi 1,50 m — Peso trave HE 120 A = 19,9 Kg/m; ( Wx= 106 cm³;Jx= 606 cm

4

— q TOT = ( 60+700)x1,50+2x3,00+2x19,9x1,50+19,90+30=1255,60 Kg/m ≅ 1.300 kg/ml

A.1.2 Calcolo del M +max

l = 1,80 m (luce teorica) M +

max = 8

².lq = 8

²80,1.1300 = 526,50 Kg.m

б max = Wx

M max = 106

52650 = 496 kg/cm²< бam = 1600Kg/cm²

Per la trave va bene usare un HE 120 A. Verifica di deformabilità della trave HE 120 A η c = x

3845

EJqxl 4

= x384

560610000001,2

)180(13 4

xxx = 0,014 cm

η < ƒ′=200

i = 200180 = 0,9 cm

Verifica soddisfatta Verifica di deformabilità del grigliato

Utilizziamo la tabella consegnata da una ditta produttrice di grigliati (allegato n.2), dalla quale si evince che per il caso di folla compatta (portata pedonale), usando un grigliato a maglia 15 x 30 e con piatto di 30 x30 mm, per una luce di 1549 mm, la freccia è di 5,00 mm. In effetti useremo n.3 rompitratta per ridurre ulteriormente la deformazione.

A.1.3 Azioni sismiche ( Zona sismica di Ⅱcategoria ) Con riferimento alla normativa del Decreto 16-01-1996,abbiamo: Fi = Forza orizzontale sismica Fi = Khi x Wi Khi = CxRx εxβxγixΙ Wi = Gi+sQi con Gi =[ (60X1,50)+ 6+11+ 19,9] X 1,80+19,9x 3x1,50 = 317,97 Kg ed in c.t. 320 kg S = coefficiente di riduzione del sovraccarico = 1,00 Qi = max sovraccarico accidentale = 600 kg/m²+92 kg/m²= 692 kg/m² ed

in c.t 700 kg/ m² Wi = Gi + sQi = 320+700 x 1,50 x 1,80 = 2.210 kg khi = 0,07 x 1 x 1,3 x 1,2 x 1 x 1,40 = 0,15288 ≅ 0,153

4

Fi = khi x Wi = 0,153 x 2.210 = 338,13 kg ≅ 340 kg - Azioni sismiche orizzontali longitudinali Per i 21 telai del tratto che considero avremo un totale di: Fi tot = 340 x 21 = 7.140 kg ed in c.t. = 7.200 kg Per assorbire tale forza penso di realizzare una controventatura di parete a

“croce di S.Andrea “nella parte centrale del tratto. Il calcolo della tensione nel tenditore viene eseguito nel modo seguente :

Fi tot x H – V x 1,50 = 0 7200 x 1,80 – V x 1,50 = 0

1,80

FiToT

R

C

BA

VV

V =

50,180,1200.7 x = 8.640 kg

tgα = 50,180,1 = 1,2 α = 0,876 rad , cos 0,876 = 0,64

Per determinare lo sforzo nel tirante, eseguo: V = R x cos α R =

αcosV

R = αcos

V = 64,0

8640 = 13.500 kg

Poiché б=

AN A =

1600N =

1600500.13 = 8,44 cm²

б am = 1600 kg/cm² Poiché l’area della sezione metallica è eccessiva per controventare soltanto una maglia, penso di controventare due porzioni di superficie verticale e quindi Fi tot /2 = 3600 kg 3.600 x 1.80 – V x 1,50 = 0 V = 4.320 Kg R =

αcosV =

64,04320 = 6.750 kg

б= AN A =

1600750.6 = 4,22 cm²

5

Userò come ferro del tenditore 1 ø 24 (Aƒ= 4,52 cm²). I due tenditori possono essere messi sfalsati rispetto alle ali degli HE 140A verticali come nel disegno di dettaglio. - Azioni sismiche orizzontali trasversali Lo schema che consideriamo è il seguente:

Su ogni telaio agisce la Fih = 340 Kg Per determinare la V ' agente sul piedritto facciamo: Fih x H- V ' x l =0 V ' =

lFihxH = 360 Kg

Tale forza è assorbita dal cordolo della strada. A.1.4. Carichi sul pilastro

A) Carichi permanenti: — Grigliato p= 60 kg/m² — Angolari p1= 3 kg/ m _ HE 120 A = 19,9 x1,80/2 +19,9x2x1,50 = 77,61 ed in c.t.80 kg — Peso proprio HE 140 A(p = 24,7 kg/ml ) e per l’altezza di 1,80 m,

abbiamo il peso di 44,46 kg. Peso Tot = ( 60 x 1,50 x 1,80) + 11+ 80 = 253 Kg P (colonna) = 44,46 kg ≅ 50 kg Sulla colonna agisce il peso Tot /2 ≅ 130 kg

Peso colonna = 50 kg Sommano = 180 kg ed in c.t. 200 Kg

B)- Carichi accidentali — Folla 600 kg/m² — Neve 92 kg/m²

Sommano 692 kg/m² Area di influenza del pilastro:

6

1,50 x 1,80 x 0,5 = 1,35 mq Carichi agenti sul pilastro — Carichi permanenti : 200 kg — Carichi accidentale : 700 x 2,70 x 0.5 = 945 kg — Forza sismica verticale : 360 kg

P TOT =1505 kg ed in c.t. 1.510 Kg N = 1510 kg Mmax = 457,65 kg/m Nmax = 1510 kg

Devo verificare la struttura, ritenendo di efficacia trascurabile i ritegni di cui è dotato il pilastro. Faccio riferimento alle Norme relative alle “Costruzioni in acciaio. Istruzioni per il calcolo, l’esecuzione e la manutenzione” -CNR-UNI 10011-1973. Usiamo un pilastro di sezione HE 140 A ( ρ = 24,7 kg/m ; A = 31,4 cm² ; J x = 1033 cm 4 ; W x = 155 cm³ ; J y = 389 cm 4 ; W y = 56 ) e quindi otteniamo б=

AN +

)5,11(xANW

M

∈−

σ

б E = ²min²

AxlxExJπ =

)²2180(4,3138910000001,2²14,3

xxxxx = 1979 kg/cm²

б=4,31

1510 +)

4,3119791510511(56

45765

xxx

−= 978 kg/cm²<бcm =1600kg/cm²

- Calcolo azioni sismiche verticali. Le azioni sismiche verticali non vengono di norma considerate ad esclusione di alcuni casi fra i quali non rientra quello in esame. - Colonna di sostegno. Lo schema statico che si adotta per il complesso colonna traverso è il seguente:

7

L

Fi

H = 1,80 m

Non si considera l’azione del vento poiché la struttura è interrata. Si pensa di adottare un pilastro HE140 A . (ρ = 24,7 kg/m ; A = 31,4 cm² ; J x = 1033 cm 4 ; W x = 155 cm³ ; J y = 389 cm 4 ; W y = 56 )

A.1.5 Calcolo della piastra di attacco al plinto di fondazione Dobbiamo posizionare i tirafondi all’interno del plinto di fondazione ma per prima cosa dobbiamo adottare una piastra di base che ipotizziamo delle seguente dimensioni: 240 x 280 x 20 mm. Il plinto di fondazione lo ipotizziamo di dimensioni pari a 60 x 50 x 30 cm. Facciamo la verifica delle tensioni nel conglomerato (carichi permanenti + neve, trascurando l’azione del vento poiché la struttura è interrata) Riepilogo azioni agenti. N max = 1510 kg Il M max lo calcolo nel modo seguente supponendo che il traverso superiore sia infinitamente rigido rispetto al pilastro sottostante.

−

M 21= −

M 21 = -T x 2H = -

2PxH

In questo caso Fi h = P = 340 kg −

M 21= −

M 12 = 2

80,1340x kg x m = 306 kg m

ed in c.t. = 310 kg m L’eccentricità del carico applicato è dato da е =

NM =

1510310 = 0,21 m

8

La verifica si esegue con il metodo dei momenti di trasporto con d= 0,08 m, h=0,21m M t =M trasporto =N ( d+h ) =1510 x (0,08+0,21) =438 kg m ed in c.t.=440 kgm. La sezione più sollecitata a trazione per effetto del momento è quella passante dal baricentro dei tirafondi e per determinare la б nel calcestruzzo, abbiamo: Ch= h x

Mb con h = 21 cm ( 24-3 cm)

b = 24 ( larghezza della piastra) M = M t = 440 kg x m

Ch = 21 x 000.44

24 = 0,490 б c =44 kg/cm²

Pensando al caso della flessione semplice e per n = 15, con −

σ ƒ cm =2600 kg/cm², posso adottare per i tirafondi barre del tipo Fe B 44 K risultando una б max =44 kg/cm². Per il plinto di fondazione adotterò un conglomerato RcK = 300 Kg/cm² con б *

am = 97 kg/cm² e τ am = 6 kg/cm².

A.1.6. Progetto della sezione dei tirafondi

In questo caso i carichi agenti sono i seguenti:

— Peso proprio del pilastro: 44,60 kg ≅ 50 kg — Piastra di base: 0,24x 0,28 x 0,02 = 0,0013x 7895=10kg — Piastra superiore (assimilabile a quella inferiore)= 10 kg — Grigliato, HE 120 A (p = 60 kg/m²) e angolari: 60 x 1,50 x 1,80 +11+23,40+90 =286,40/2 ≅ 150 kg Sommano N tot = 50+10+10+150 = 220 kg

Il momento è pari a 310 kgm e quindi l’eccentricità е = totN

M = kg

kgxm

220310 =

1.41 m. Il momento di trasporto in questo caso è dato da: M t = N tot x [ ( e -

2H ) + h] = 220 x [( 1,41-0,12)+ 0,21]=330 kg m

Ch = h x Mb =21 x

3300024 = 0,566 б c ≅ 37 kg/cm²

Per un acciaio con −

σ ƒ = 2600 kg/cm², n = 15 , nel caso di flessione semplice si ottiene una б c = 37 kg/cm² e quindi Aƒ = cƒx Mxb = 0,000690 x 24000.33 x = 0,61 cm²

9

Aƒ = A* xƒ - am

nσ

= 0,61 -1600220 = 0,61 – 0,11 = 0,47 cm ²

Poiché l’area che risulta è trascurabile e dovendo tener conto della riduzione della sezione resistente dovuta alla filettatura e dell’opportunità di ridurre le dilatazioni nell’acciaio, si adottano per i tirafondi barre ø 14 , a cui corrisponde un’area complessiva di 2 x 1,54 = 3,08 cm². Non si esegue la verifica a scorrimento della base del pilastro poiché abbiamo dimensionato il tirafondo in modo da rendere superflua tale verifica.

A.1.7.Calcolo delle spessore della piastra di attacco al plinto di fondazione. Considero una striscia unitaria di 1 cm di larghezza = 10 mm, appoggiata su piastra di irrigidimento sottoposta al valore massimo della pressione di contatto. Con riferimento al disegno 3.3.1.5, abbiamo: Mmax = -

2²qxa +

8²qxl =

2²5,644x +

8²1544x = - 929,50+1238= 310 kgcm

б am = WM =

²16xsM s=

am

xMσ6 = 1,08 cm

Adotteremo una piastra di spessore pari a 20 mm =2 cm

A.1.8. Calcolo del plinto di fondazione Riprendiamo i risultati già visti per il calcolo della colonna-pilastro. N = 1510 kg; M = 310 kg m; e =

NM =

1510310 = 0,21 m

Progettiamo un plinto come riportato sul disegno 3.3.1.5/6/7. Il diagramma delle pressioni di contatto viene calcolato con riferimento alla p max =

xuxbxN

32

p max = 1,11 kg/cm² con N = 1510 kg u = 18 cm b = 50 cm

p max = 1,11 kg/cm² Riportiamo a partire dall’annullamento delle tensioni T , il valore della piastra di 24 cm con l’asse coincidente con tali punti di nullo e consideriamo una parte della piastra tesa ed una compressa. Valutiamo le pressioni della parte compressa. p 1=

5411,142x = 0,86 kg/cm²

Facciamo riferimento al seguente schema statico: −

þ 1= 0,86 x 50 = 43 kg/cm²

10

−

þ 2 = 1,11 x 50 = 55,5 kg/cm²

P1 P2

42

Calcoliamo per il plinto di fondazione le sollecitazioni T ed M con riferimento alla sez.1

M1= +2

²p1

-l (

−

p 2 -−

p 1) x 2l x (

32 x l)= 43 x

2²42 +12,5 x

242 x (

32 x42)= 45.276

Kg/cm

T1= −

p 1x l +2

)( 12

−−

− xlpp = 2.068,5 kg

Adottando un calcestruzzo di classe Rck = 300 kg/cm², con am

−

σ = 97 kg/cm² ed acciaio FeB 44 k con

−

σ ƒ= 2600 kg/cm²,n = 15, con h = 27cm,b= 50 cm abbiamo: Ch = h x Mb / = 27 x 45276/50 = 0,897 б c ≅ 25 kg/cm² Aƒ= 0,000550x 4527650x = 0,827 cm² Armeremo con 4ø14 (Aƒ = 6,16 cm² ) L’armatura di ripartizione è costituita da 5ø8 (Aƒ= 2,51 cm²) Verifica delle τ τ max =

23 x

HxbT =

23 x

50305,2068

x= 2,06 kg/cm² < bo

−

τ = 6 kg/cm²

Pertanto, non occorre armare a taglio.

11

A.1.9 - Riepilogo dei risultati - Grigliato : piatto 30x3 mm, maglia 15x30mm; - Rompitratta : n. 3 HE 120 A; - Controventatura : n. 2 controventi con ferri di diam. 24 mm disposti su

n.2 campate; - Pilastro : HE 140 A con interasse di 1500 mm; - Piastra di attacco : 240x280x20 mm; spessore piastra 20 mm; - Tirafondi: n. 4 barre del Ø 14; - Plinto di fondazione : 60x50x30cm, armato con 4 Ø 14 ed armatura di

ripartizione costituita da 5 Ø 8

A.2 Tratto di copertura n.2 Questo tratto di copertura è pressoché identico al tratto A.1 per quanto riguarda la larghezza ( da 1,75 m a 1,80 m ) e quindi la struttura in acciaio verrà adottata identica. A.3 Tratto di copertura n.3 Questo tratto ha larghezza variabile da 2,10 m a 2,45 e quindi è diverso dai precedenti. Occorrerà calcolarlo con riferimento alla larghezza massima di 2,45 m. A.3.1 – L’analisi dei carichi è identica a quella vista al paragrafo A.1.1. con l’utilizzo di: Carichi permanenti.

• Pannello = 60 kg/m² • HE 120 A ( n.4 in parallelo ) con p = 19,9 kg/m • Angolari a L 35x5 con p = 3 kg/m

Carichi accidentali. • folla = 600 kg/m² • neve = 92 kg/m² • sommano= 700 kg /m²

Carichi totali: -Interasse travi = 1,50 m q tot = 1300 kg/m A.3.2 – Calcolo del M +

max = 8

²qxl =8

²45,2.1300 = 975,40 Kg.m

бmax = Wx

M max = 103

97540 = 947 kg/cm²

Si userà per la trave un HE 120 A.

12

- Verificare di deformabilità delle trave HE 120 A η =

3845 x

606101,2)245(13

6

4

xxx = 0,11 cm

η < ƒ′ = 0,9 cm - Per quanto riguarda la verifica di deformabilità del grigliato, valgono le

stesse considerazioni del cap.A.1 A.3.3 – Azioni sismiche Fi = Khi x Wi Khi = CxRx εxβxγixΙ Wi = Gi+sQi Gi = (60x1,50+2x3,00+2x19,9x1,50+19,90+30)x2,45= 504 kg S = 1,00 Qi = 700Kg/m² Wi = 504+700x1,50x2,45 = 3100 Kg Khi ≅ 0.153 Fih = 480 kg - Azioni sismiche orizzontali longitudinali Per i 14 telai avremo: Fi tot = 480x 14 = 6720 kg Analogamente al paragrafo A.1.3 il calcolo della tensione del tenditore è pari a : 6720x2,45-Vx 1,50 = 0 V= 10.976 Kg Tα =

50,180,1 = 1,2 ; α= 0,876 rad

Userò 2 tenditori di diametro pari a 1ø 24(Aƒ= 4,52cm²) come nel caso A.1.3. Azioni sismiche orizzontali trasversali Analogamente al paragrafo A.1.3, su ogni telaio è agente la F ih = 480 kg La V su ciascun piedritti è data da : V =

lFihxH =

45,280,1480x =353 kg

A.3.4 Carichi sul pilastro ( H = 1,60 m) Analogamente al paragrafo A.1.4, abbiamo: A) - Carichi permanenti: — Grigliato ρ= 60 kg/m² — Angolari ρ

1= 3 kg/ m

_ HE 120 A p 2 = 19,9 x2,45/2 +19,9x2x1,50 = 84 kg

13

— Peso proprio HE 160 A (p = 30,4 kg/ml ) e per l’altezza di 1,60 m, abbiamo 50 kg.

— Piastra di raccordo e bulloneria = 30 kg Sulla colonna agisce P = ( 60 x 2,45/2x 1,50 )+15,7/2+50+30 =198 kg ed in c.t. 200 Kg

B) - Carichi accidentali — Folla 600 kg/m² — Neve 92 kg/m²

Sommano 700 kg/m² Area di influenza del pilastro: 1,50 x 2,45/2 ≅ 2,00 mq C)-Carichi agenti sul pilastro — Carichi permanenti : 200 kg — Carichi accidentale : 700 x 2,0 = 1400 kg — Forza sismica verticale : 353 kg ≅ 360 kg

P TOT 1960 kg ed in c.t. 2000 Kg N = 1510 kg Mmax = 975,40 kg/m ≅ 1000 kg/m Nmax = 2000 kg

Usando un pilastro di sezione HE 160 A (ρ = 30,4 Kg/m;Wx = 220cm³; J x = 1673 cm 4 ; A = 38,8 cm; J y = 616 cm 4 ;

б=

AN +

)5,11(xANW

M

∈−

σ

б E = )²2160(8,38616101,2²14,3 6

xxxxx = 3210,16 kg/cm²

б=8,38

2000 +)

8,3816,321020005,11(77

100000

xxx −

= 1382 Kg/cm²< бam =1600 Kg/cm²

- Colonna di sostegno Si adotta lo stesso schema del paragrafo A.1 A.3.5 – Calcolo della piastra di attacco al plinto di fondazione Analogamente al paragrafo A.1.5, progettiamo la piastra di dimensioni 260x300x20mm = axbx1. Il plinto di fondazione lo ipotizziamo di 60x60x30xcm. Nmax = 2000 kg; F ih = H= P =480 Kg

14

−

M =21=-Tx2H =-

260,1480x ≅ 400 Kg.m

e = NM =

2000400 = 0,20 m

Verifica con d = e-2a = 0,20-

226,0 = 0,07m

h = 0,26-0,04 = 0,22 M trasporto = N (d+h)=2000x ( 0,07+0,22) = 580Kg.m La tensione бnel calcestruzzo si determina come nel caso A.1.5.

Ch= 2242000

26 = 0,497 б= 43 Kg/cm²

A * ƒ= 0,000830 x 2642000x = 0,68 cm² Userò 2 barre Ø 14 con A = 2x1,54 = 3,08 cm² come da disegno ( 2 barre a destra e 2 a sinistra dell’asse Y-Y). A.3.7. – Calcolo spessore piastra di attacco al plinto di fondazione Riprendo бc max x 1 =50 Kg/cm Mmax =

2²5,650x− +

2²1750x = -1056 + 1806 = 750 Kg/cm

S=42000

26 = 1,67 cm

Adotto una piastra di spessore pari a 20 mm. A.3.8.- Plinto di fondazione Nmax = 2.000Kg ; M = 400Kgm; e = 0,20 m Progettiamo un plinto di 60x60x30 cm p max =

xuxbxN

32 =

6018320002

xxx = 1,23 Kg/cm²

con N = 2.000 Kg; u = 18 cm; b= 60 cm Analogamente al paragrafo A.1.8., a partire dall’annullamento delle tensioni T ripartiamo il valore della piastra di 26 cm con l’asse coincidente con tale punto di nullo e valutiamo le pressioni della parte compressa:

Calcolo M e T M =

2²4157x +(74-57)x

241 x

32 x41 = 57434 Kgcm

T = 57x41 +2

4117x = 2431 Kg

Analogamente al paragrafo A.1.8 Ch = 27 x

5743460 = 0,0872 б c ≅ 24 Kg/cm²

A ƒ= 0,000598x 5743460x = 1,11 cm²

15

Useremo 4 Ø 14 (A ƒ= 6,16 cm²) ed armatura di ripartizione con 5Ø 8 (A ƒ= 2,51 cm²) Per le τ τ max =

23 x

HxbT =

23 x

60302431

x=2,02 < τ bo

Pertanto non occorre armare al taglio. A.3.9. – Riepilogo dei risultati

- Grigliato : piatto 30x3 mm,maglia 15x30mm; - Rompitratto : n.4 HE 120 A; - Controventatura : come A.1.9; - Travi: HE 120 A; - Pilastro : HE 160 A con interasse di 1500 mm; - Piastra di attacco : 260x300x20 mm; spessore piastra 20 mm; - Tirafondi: n. 4 barre del Ø 14; - Plinto di fondazione : 60x60x30cm, armato con 4 Ø 14 ed armatura di

ripartizione costituita da 5 Ø 8. A.4 – Tratto di copertura n.4 Questo tratto ha larghezza variabile da 2,644 a 2,75 m, lo calcoliamo con riferimento alla larghezza massima di 2,75 m A.4.1 – L’analisi dei carichi è uguale a quella del punto A.1.1. Useremo per rompitrattare n.5 HE 120 A di luce pari a 1500 mm. q tot = 1300 Kg/m A.4.2 – Calcolo di M + max L = 2,75 m ; M + max=

8²qxl = 1250 kg/m

Per la trave usiamo un HE 120 A (Wx= 1250 cm³) б max =

106125000 = 1180 Kg/cm²< б max = 1600 kg/cm²

Verifica di deformabilità della trave HE 120 A η c =

3845 x

606101,2)245(13

6

4

xxx = 0,05 cm

η c = ƒ ' = 0,9 cm Verifica le considerazione di cui al paragrafo A.1.2- Rompitrattiamo con n.5 HE 120 A. A.4.3. – Azioni sismiche Gi =[ 60 x1,50+6+14+19,9]x 2,45 +19,9x5x1,50=470 Kg Wi = 470+2572 ≅ 3050 kg Khi ≅ 0,153 Fi = 0,153x3050 = 467 Kg

16

Azioni sismiche orizzontali longitudinali

Per i 6 telai, avremo : Fi tot = 467 x 6 = 2802 Analogamente al paragrafo A.1.3, avremo: V= 4576 Kg ; tgα =

50,160,1 = 1,06

α= 0,810 rad ;cos α= 0,686 R=

686,04576 = 6668 Kg ; б =

AN A=

16006668 = 4,16 cm

Userò 2 Ø 24 disposti a “croce di S.Andrea” ( A ƒ= 4,52 cm²) analogamente al caso A.1.3. Azioni sismiche orizzontali trasversali La forza V agente sul piedritto è data da: V =

lxHihF =

45,260,1467x = 305 kg

A.4.4- Carichi sul pilastro ( H= 1,60 m) Analogamente al paragrafo A.1.4 , abbiamo: A) Carico permanenti

— Grigliato ρ= 60 kg/m² — Angolari p

1= 3 kg/ m

_ HE 120 A p 2 = 90 kg — Peso proprio HE 180 A (p = 35,5 kg/ml ) e per l’altezza di 1,60 m,

abbiamo 60 kg. — Peso sul pilastro = 230 kg

B)- Carichi accidentali = 700 Kg/m²

Area di influenza del pilastro: 1,50 x 2,75/2 ≅ 2,10 mq C)-Carichi agenti sul pilastro — Carichi permanenti : 230 kg — Carichi accidentali : 700 x 2,10 = 1470 kg — Forza sismica verticale : 305 kg

P TOT ≅ 2.010 Kg Mmax = 1.250 kgxm Nmax = 2000 kg Usando un pilastro di sezione HE 180 A (ρ = 35,5 Kg/m;Wx = 294cm³; J x = 2510 cm 4 ; A = 45,3 cm; J y = 925 cm 4 ;Wy = 103 cm³) con

17

б E = )²2160(3,45

925101,2²14,3 6

xxxxx = 41330 kg/cm²

б=3,45

2010 +)

3,454133020105,11(103

125000

xxx −

= 1260 Kg/cm²

con б< бam= 1600 Kg /cm² - Calcolo azioni sismiche di sostegno Valgono le stesse considerazioni del paragrafo A.1.4 - Colonna = Pilastro di sostegno

Useremo un HE 180 A A.4.5. – Calcolo piastre attacco plinto di fondazione Useremo una piastra di dimensioni pari a 260x300x20 mm. Il plinto di fondazione lo ipotizziamo di 60x60x40xcm. Nmax = 2.010 Kg; Fih = H = P = 467 Kg

21−

M = + 21−

M = -Tx 2H =-

260,1467x ≅ -380 Kg/m

e = 010.2

380 = 0,19 m

d = e - 2a = 0,19 -

226,0 = 0,06 m

h = 0,26 – 0,04 = 0,22 m Mtrasporto = N(d+h) = 2.010x(0,06+0,22) = 563 Kg/m La бnel calcestruzzo si determina come in A.1.5

Ch = 22x56300

26 = 0,472 б c = 46 Kg/cm²

Useremo barre FeB44 K; per il plinto useremo un calcestruzzo di classe Rck = 30 Mpa come in A.1.5. A.4.6.- Progetto sezione tirafondi

- Peso proprio pilastro : 75 Kg - Peso piastra base: 20 Kg - Peso piastra superiore: 20 kg - Grigliato,angolari,ecc: 250 kg P ToT = 365 Kg M= 380 Kgm ; e =

nM =

365380 = 1,04 m

M Trasporto = 365 x [ (1,04 – 0,13)+ 0,20]= 410 Kgm

Ch= 23 x 41000

30 = 0,622 б≅ 33 Kg/cm²

Userò 2 barre Ø 14 cn A = 2x 1,54 = 3,08 cm²

18

Come da disegno ( 2 barre a destra e 2 barre a sinistra dell’asse Y-Y). A.4.7 – Calcolo spessore piastra attacco al plinto di fondazione Riprendo б maxc del calcolo della piastra di attacco al plinto di fondazione ( 46 Kg/cm²) q = б maxc x 1 = 46 Kg/cm Mmax = -

2²5,646x +

2²1746x = 700 Kg/cm

S= 1600

7006x = 1,62 cm

Adotteremo una piastra di spessore pari a 20 mm. A.4.8- Plinto di fondazione Nmax= 2.010 Kg ; M= 380 Kg/m; e = 0,19m Progettiamo un plinto di 60x60x40xcm con ρ max =

xuxbxN

32 =

60163010.22xx

x = 1,39 Kg/cm²

48-13 = 35 cm ρ 1 =

4839,135x = 1,01 Kg/cm²

La schema statico è il seguente : M =

2²3561x + ( 84-61) x

235 x

32 x 35 = 46.754 Kg/cm

T = 61x 35 + 23517x = 2.432 Kg

Ch = 37 x 754.46

60 = 1,325 б c ≅ 20 Kg/cm²

A ƒ = 0,000535 x 4675460x = 0,89 cm² Useremo 4 Ø 14 (A ƒ = 6,16 cm² ) ed armatura di ripartizione con 5 Ø 14 (A ƒ = 2,51 cm² ) Per le τ τ max =

23 x

HxbT =

23 x

60402432

x= 1,52< τ bo

A.4.9 – Riepilogo dei risultati - Grigliato: piatto 30x3 mm, maglia 15x60 mm ; - Rompitratta : n.5 HE 120; - Trave: HE 120 A; - Controventatura: come A.1.9; - Pilastro : HE 180 A con interasse di 1500 mm; - Piastre di attacco : 260 x 300 x 20 mm ; spessore piastra 20 mm; - Tirafondi: n.4 barre del Ø 14;

19

- Plinto di fondazione : 60x60x40cm con armatura di 4 Ø 14 ed armatura di ripartizione costituita da n.5 Ø 8.

A.5 – Tratto di copertura n.5 Poiché la luce tra il muro della parte privata ed il cordolo sul muro della S.R.66 – Pistoiese se è pari a 2,75 m , questa tratta è assimilabile al tratto di copertura n.4 al quale possiamo fare riferimento in ogni caso. A.6 – Tratto di copertura n.6 Questo tratto ha larghezza pressoché costante e pari a 2,96 m che, ai fini del calcolo, poniamo pari a 3,00 m. A.6.1 – L’analisi dei carichi è uguale a quella del punto A.1.1 . Useremo per rompitrattare n.5 HE 120A di luce teorica pari a 1500 m , me per le travi useremo HE 140 A ( con p = 24,7 Kg/m; Wx= 155 cm³; A = 31,4 cm ²) q tot = 1400 Kg/m A.6.2. – Calcolo del M +

max M +

max = 8

²qxl = 8

²00,31400x = 1575 Kg/m ≅ 1580 kg/m

Per la trave va bene usare un HE 140 A. Verifica di deformabilità della trave HE 140 A η c =

3845 x

EJqxl 4

= 384

5 x1033101,2)300(14

6

4

xxx = 0,07 cm

η< ƒ ' = 200

i = 200300 = 1,5 cm

Verifica di deformabilità del grigliato Valgono le considerazioni del paragrafo A.1.2 A.6.3 – Azioni sismiche

Gi = [(60x1,50)+9+20+24,7]x 3,00+19,90 x 5x 1,50 = 580,35 Kg ed in c.t.

600 Kg Qi ≅ 700 Kg/m² Wi = 600+700x1,50x3,00 = 3.750 Kg ≅ 4.000 Kg Khi ≅ 0.153 Fi = 0,153 x 4.000 = 612 kg Azioni sismiche longitudinali Per i telai del tratto, avremo Fi tot = 612 x 8= 4.896 Kg ed in c.t. 5.000 Kg Analogamente al paragrafo A.1.3, avremo V=

50,150,1000.5 x = 5.000 Kg

20

t g α= 50,150,1 = 1 α= 0,785 cad cos α= 0,707

R = αcos

V = 707,0000.5 = 7071 Kg

A = 1600

N = 16007071 = 4,42 cm²

Controventeremo con un tenditore Ø 24 (A ƒ= 4,52 cm²) come nel paragrafo A.1.3. Azioni sismiche trasversali Calcolo V=

lFihxH =

50,150,1612x = 612 kg

A.6.4 Carichi sul pilastro A) Carichi permanenti — Grigliato p= 60 kg/m² — Angolari p

1= 3 kg/ m

— Rompitratta: HE 120 A con p 2 = 19,9 x3,00/2 +19,9x2x1,50 = 95 kg/m

— Peso proprio pilastro: HE 200 A (p = 42,3 kg/m; H = 1,50 m e quindi il peso del pilastro è di 63,45 ed in c.t. 65 Kg )

— Peso sul pilastro ≅ 240 kg

B)- Carichi accidentali = 700 Kg/m² Area di influenza del pilastro pari a

200,350,1 x = 2,25 m² ed in c.t.

3,00 m². C)-Carichi agenti sul pilastro — Carichi permanenti: 240 kg — Carichi accidentale: 700 x 3,00 = 2.100 kg — Forza sismica verticale = 612 kg

P TOT ≅ 2.952 kg Mmax = 1.580 kg/m

Devo verificare la struttura, ritenendo di efficacia trascurabile i ritegni di cui è dotato il pilastro. Faccio riferimento alle Norme relative alle “Costruzioni in acciaio. Istruzioni per il calcolo, l’esecuzione e la manutenzione” - CNR-UNI 10011-1973.

21

Useremo per il pilastro un HE 200 A ( p = 42,3 kg/m ; A = 53,8 cm² ; J x = 3692 cm 4 ; W x = 389 cm³ ; J y = 1336 cm 4 ; W y = 134 cm³ ) con

б E = )²2150(8,531336101,2²14,3 6

xxxxx = 57.187 kg/cm²

б=8,53

952.2 +)

8,53187.57952.25,11(134

158000

xxx −

= 1.236 Kg/cm²< б am = 1600 Kg/cm²

- Pilastro di sostegno HE 200 A A.6.5 – Calcolo piastra attacco plinto di fondazione

Useremo una piastra di dimensioni pari a 280x320x20 mm. Il plinto di fondazione lo ipotizziamo di 70x70x40cm. Nmax = 3.000 Kg; Fih = 612 Kg

21−

M = + 21−

M = -Tx 2H =-

250,1612x = 460 Kgm

e = 000.3

460 = 0,15 m

d = 0,15 - 228,0 = 0,01 m

h = 0,28 – 0,05 = 0,23 m M trasporto = N(d+h) = 3.000x(0,01+0,23) = 720 Kg/m

Ch = 23 x72000

28 = 0,453 б c = 48 Kg/cm²

Useremo barre FeB44 K; per il plinto useremo un calcestruzzo di classe Rck = 30 Mpa come in A.1.5. A.6.6.- Progetto sezione tirafondi

- Peso proprio pilastro ≅ 70 Kg - Peso piastra base ≅ 30 Kg - Peso piastra superiore ≅ 30 kg - Grigliato, angolari ≅ 280 kg P ToT = 410 Kg M= 460 Kgm ; e =

NM =

410460 = 1,12 m

M Trasporto = 460 x [ (1,12 – 0,14)+ 0,20]= 543 Kg/m

Ch= 23 x 54300

32 = 0558 б c ≅ 38 Kg/cm²

A * ƒ = 0,000720 x 5430032x = 0,94 cm² Userò 2 barre Ø 16 con A = 4,02 cm² ( 2 barre a destra e 2 barre a sinistra dell’asse Y-Y).

22

A.6.7 – Calcolo spessore piastra attacco al plinto di fondazione Riprendo б maxc del calcolo della piastra di attacco al plinto di fondazione ( 48 Kg/cm²) q = б maxc x 1 = 48Kg/cm Mmax = -

2²00,648x +

8²1848x = 1.080 Kg/cm

S= 1600

080.16x = 2,01 cm

Adotteremo una piastra di spessore pari a 25 mm. A.6.8- Plinto di fondazione Nmax= 3.000 Kg ; M= 460 Kg/m; e = 0,19m Progettiamo un plinto di 70x70x40 cm con p max =

xuxbxN

32 =

70203000.32xx

x = 1,43 Kg/cm²

Useremo 7 Ø 14 (A ƒ = 10,78 cm² ) ed armatura di ripartizione con 6 Ø 8 (A ƒ = 3,02 cmq). A.6.9.- Riepilogo dei risultati - Grigliato: piatto 30x3 mm, maglia 15x30 mm ; - Rompitratta: n.5 HE 120 A ; - Travi: HE 140 A; - Controventatura: come A.1.9; - Pilastro: HE 200 A con interasse di 1500 mm; - Piastre di attacco: 280 x 320 x 25 mm ; - Tirafondi: n.4 barre Ø 16; - Plinto di fondazione : 70x70x40 cm con armatura di 7 Ø 14 ed armatura

di ripartizione costituita da n.6 Ø 8. A.7 - Tratto di copertura n.7 Questo tratto ha lunghezza di 12,75 m e larghezza media di 2,70 m e quindi caratteristiche assimilabili al tratto che abbiamo indicato con A.4. Pertanto adotteremo le sezioni e le tipologie del tratto A.4. A.8 - Tratto di copertura n.8 Questo tratto è caratterizzato da una struttura in acciaio posto sulla parte terminale della copertura con struttura in calcestruzzo prefabbricato. Realizzeremo la struttura in acciaio di lunghezza pari a 3,30 m e di larghezza media pari a 3,60 m in modo analogo alla struttura di cui alla copertura A.6. ma con qualche integrazione ulteriore. A.8.1.- Riepilogo dei risultati

23

- Grigliato: piatto 30x3 mm, maglia 15x30 mm ; - Rompitratta: n.6 HE 120 A ; - Travi: HE 160 A; - Controventatura: come A.1.9; - Pilastro: HE 220 A con interasse di 1500 mm; - Piastre di attacco: 300 x 340 x 25 mm ; - Tirafondi: n.4 barre Ø 18; - Plinto di fondazione : 80x80x40 cm con armatura di 8 Ø 14 ed armatura

di ripartizione costituita da n. 7 Ø 8.

B – Tratto davanti alla ditta “Vellutex” fino al passo carrabile del “Mercatone Florenzi” (sulla destra della strada) Per quanto riguarda la copertura del fosso attuale posto sulla destra della SR 66- Pistoiese nel tratto compreso fra la proprietà “Lady Laura” fino al passo del “Mercatone Florenzi”, non si esegue il calcolo poiché esso è identico a quello del primo tratto a sinistra (vedere paragrafo A. 1). In particolare, la luce netta del fosso è di 1,20 m, mentre quella teorica è pari a 1,30 m. Si riepilogano i risultati nel modo seguente: - Grigliato: piatto 30x3 mm, maglia 15x30 mm; - Rompitratta: n. 3 HE 120 A, disposti parallelamente all’asse del fosso; - Controventatura: n. 2 tenditori di diametro pari a 18 mm; - Pilastri : HE 140 A con interasse di 1500 mm; - Piastre di attacco: 240 x 280 x 20 mm; - Tirafondi: n. 4 barre Ø 14 per ciascun plinto;

- Plinti di fondazione: 50 x 60 x 30 cm (con il lato di 50 cm parallelo all’asse del fosso) con armatura di 4 Ø 14 ed armatura di ripartizione costituita da n.5 Ø 8.

C – Copertura del fosso posto davanti alla ditta “Bardi” sulla destra della S.R. 66 Alcune associazioni di categoria e svariati cittadini residenti lungo la SR 66- Pistoiese nel tratto Barba-Casini, hanno manifestato all’ass. Mauro Mari della Provincia la pericolosità della strada relativamente ad alcune fermate dei mezzi pubblici (CO.PI.T.) che si trovano presso gli incroci di strade del Comune di Quarrata. Il problema è rappresentato dal traffico che scorre sia lungo la regionale che sulle comunali: gli utenti dei mezzi pubblici si vengono a trovare in presenza di traffico ed a ridosso del fosso

24

adiacente. I rischi per la loro incolumità sono evidenti. Per la realizzazione di una piazzola per gli utenti dei mezzi pubblici, si è ipotizzato di coprire un breve tratto di fosso posto sulla destra, davanti alla ditta “Bardi”, in prossimità della località Olmi. La copertura del fosso verrà realizzata in cemento armato per quanto riguarda la fondazione ed il muro laterale, mentre il piano di calpestio della piazzola verrà realizzato con struttura in acciaio identica a quella del tratto di copertura n. 4 poiché la luce netta fra gli appoggi è pari a 2,45 m e teorica è invece di 2,75 m. Riepiloghiamo i risultati per tale copertura che appare sul disegno esecutivo: - grigliato: piatto 30x3 mm, maglia 15x30 mm ; - Rompitratta : n.5 HE 120 A ; - Travi: HE 120 A. Alla presente relazione si allegano due tabelle che si riferiscono alla portata del grigliato a maglia 15 mm (allegato n. 1) ed al calcolo della freccia sul grigliato per folla compatta con carico dinamico di 630 daN/mq (allegato n. 2).