Relazione di calcolo strutturale

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2 COMUNE DI CORTONA (Provincia di Arezzo) APPROVVIGIONAMENTO IDRICO DELL INVASO DI MONTEDOGLIO SCHEMA IDRAULICO DI CORTONA COSTRUZIONE DELL IMPIANTO DI POTABILIZZAZIONE DI CORTONA PROGETTO DEFINITIVO

3 Sommario 1 PREMESSA NORMATIVA DI RIFERIMENTO CARATTERISTICHE DEI MATERIALI ANALISI DEI CARICHI PESO PROPRIO DEGLI ELEMENTI STRUTTURALI PESO SOVRACCARICHI PERMANENTI PESO SOVRACCARICHI ACCIDENTALI ACQUA INTERNA SPINTA DEL TERRENO SPINTA DEL SOVRACCARICO CARICO DELLA NEVE AZIONE DEL VENTO AZIONI DEL CARROPONTE INCREMENTI SISMICI SUI CARICHI Criteri generali di analisi Azione sismica su pesi propri Azione sismica su acqua interna Azioni sismiche sul terreno COMBINAZIONI DI VERIFICA ANALISI DEI SOLAI GEOMETRIA E SCHEMA DI CALCOLO CALCOLO DELLE SOLLECITAZIONI VERIFICHE DI RESISTENZA Verifiche a flessione pag. 1

4 5.3.2 Verifiche a taglio Verifica a fessurazione Verifica tensioni in esercizio ANALISI DELLE SOTTOSTRUTTURE IN C.A GEOMETRIA E SCHEMA DI CALCOLO COMBINAZIONI DI VERIFICA E SOLLECITAZIONI VERIFICHE DI RESISTENZA Verifiche a flessione Verifiche a taglio Verifica a fessurazione Verifica tensioni in esercizio Armatura di ripartizione longitudinale ANALISI DEL TORRINO GEOMETRIA E SCHEMA DI CALCOLO CALCOLO DELLE SOLLECITAZIONI VERIFICHE DI RESISTENZA Verifiche a flessione Verifiche a taglio Verifica a fessurazione Verifica tensioni in esercizio ANALISI DELLE SOVRASTRUTTURE METALLICHE GEOMETRIA E SCHEMA DI CALCOLO CALCOLO DELLE SOLLECITAZIONI VERIFICHE DEGLI ELEMENTI STRUTTURALI Verifiche di resistenza pag. 2

5 8.3.2 Verifiche di stabilità Verifica di aste pressoinflesse Tabelle di verifica SPOSTAMENTI E DEFORMAZIONI SPOSTAMENTI VERTICALI SPOSTAMENTI LATERALI pag. 3

6 1 Premessa La presente relazione di calcolo si riferisce alla realizzazione di un impianto di potabilizzazione in località Cortona (AR). Il progetto definitivo prevede la costruzione di un fabbricato con un piano interrato ed uno fuori terra, fondazione a platea in calcestruzzo armato gettato in opera e strutture in elevazione metalliche. La platea si fonda alla quota di 1,4 m rispetto al p.c. attuale, mentre le strutture in acciaio si impostano alla quota di +1,85 m dal p.c. (quota al grezzo del piano terra della struttura). Nello spazio ricavato tra le due quote si realizza il sistema di vasche interrato per il contenimento dell acqua trattata e da trattare, con struttura a setti in C.A.. Il fabbricato ha forma irregolare ma è inscrivibile in un rettangolo di 22,4x20,35 m, mentre la platea aggetta in genere di circa 1 m dal perimetro esterno del fabbricato. Lo spessore della platea è di 0,5 m, incrementato fino a 0,8 m nella zona del torrino di carico che contiene l acqua in ingresso nell impianto. L altezza netta dei locali interrati è di 2,4 m e la quota dell acqua ivi contenuta a regime è di 2,1 m dall estradosso della fondazione. Nel piano interrato si ricava anche un locale senza acqua per ospitare pompe di sollevamento ed altre impianti utili alla filiera. In tutte le vasche che dovranno contenere l acqua si prevede un rivestimento a basso spessore (0,5 0,75 mm) con pellicola sottile sigillante e per rivestimento superiore del calcestruzzo con sistemi compositi idonei all impiego alimentare. Il solaio del piano terra ha spessore di 30 cm ed è ottenuta con lastre del tipo Predalle in C.A. alleggerite con polistirolo espanso e completate con getto in opera. Localmente, si prevede la rimozione dell alleggerimento per ottenere una soletta piena in cls armato per sostenere i carichi maggiori, soprattutto in corrispondenza degli impianti più pesanti (filtri a sabbia /carboni attivi e flottatori). Dallo spiccato dei muri che costituiscono il perimetro e la partimentazione interna delle vasche si eleva la struttura fuori terra. Solo il torrino di carico, di dimensioni in pianta di 4,8x2,6 m, si eleva con struttura in cls fino alla quota di +10,0 m dal p.c. attuale, per un altezza complessiva dallo spiccato dei muri delle vasche interrate di 8,15 m. La restante parte fuori terra ha struttura metallica e si suddivide in tre corpi di fabbrica di forma rettangolare in pianta, strutturalmente indipendenti tra loro e dal torrino in cls. Il corpo principale, che contiene tutte le fasi del processo e quindi i relativi macchinari, ha dimensione in pianta di circa 18x13 m e un altezza dallo spiccato dei muri di circa 7,7 m. La struttura è dotata di vie di corsa per il sostegno di carroponte per il sollevamento delle parti meccaniche del tipo monotrave con portata massima di 5,0 t e scartamento di 12,5 m e risulta controventata in direzione longitudinale. La pag. 4

7 copertura leggera è ottenuta con capriate reticolari a corrente superiore curvo controventate in falda e con sistema di stabilizzazione del corrente inferiore. Come la copertura, anche le pannellature di chiusura laterali, sono del tipo leggero realizzate con pannelli sandwich metallici. Si prevedono due aperture di grandi dimensioni con portoni sezionali per il passaggio di componenti impiantistiche e per la manutenzione, e un portone per l ingresso del personale. Gli altri due corpi di fabbrica, che contengono locali dei servizi (uffici, bagni, locale soffianti, etc.), hanno dimensioni più ridotte: ca. 11x4 m e 6,8x5 m. Entrambi hanno struttura metallica, copertura piana in cls con lamiera collaborante e pannelli di chiusura in cls di 20 cm di spessore. La struttura più allungata in pianta è dotata di controventi sui lati corti più esterni. Tutte le caratteristiche dei terreni interessati e la quota di falda sono desunte dalla relazione geologica redatta dal Dott. Geol. Pietro Manini. Per il calcolo delle spinte del terreno utilizzate per le verifiche strutturali si rimanda alla Relazione geotecnica. Di seguito si riportano, indicativamente, le piante del fabbricato ed una sezione. pag. 5

8 Pianta dei muri (piano interrato) pag. 6

9 Pianta Piano Terra pag. 7

10 Sezione trasversale pag. 8

11 2 NORMATIVA DI RIFERIMENTO I calcoli sviluppati nel seguito sono stati svolti nello spirito del metodo degli stati limite e nel rispetto della normativa vigente; in particolare si sono osservate le prescrizioni contenute nelle seguenti normative emesse dallo Stato Italiano: Ministero delle infrastrutture D.M : Nuove norme tecniche per le costruzioni"; Ministero delle infrastrutture Circ. 617 del : Istruzioni per l applicazione delle Nuove norme tecniche per le costruzioni" di cui al D.M. 14 Gennaio 2008; Ministero dei LL.PP. D.M : "Norme tecniche per l'esecuzione delle opere in cemento normale e precompresso e per le strutture metalliche" Ministero dei LL.PP. Circ. 252 del : "Istruzioni relative alle norme tecniche per l'esecuzione delle opere in cemento armato normale e precompresso e per le strutture metalliche, di cui al Decreto Ministeriale 09 gennaio 1996" Eurocodice 3 EN1993 6:2007 : "Progettazione delle strutture in acciaio parte 6: Strutture per apparecchi di sollevamento Il D.M è stato impiegato esclusivamente laddove il vigente D.M ne permette l utilizzo; in particolare, vi si è fatto riferimento per la valutazione della deformazione media delle barre di armatura e della distanza tra le fessure nelle verifiche a fessurazione. pag. 9

12 3 Caratteristiche dei materiali Calcestruzzo per magroni classe C12/15 Classe di esposizione X0 Copriferro (mm): / Rapporto a/c < 0,60 Φmax inerte (mm): 25 Classe di consistenza: S3 Calcestruzzo per fondazioni e muri classe C28/35 Classe di esposizione XC2 Copriferro (mm): 35 Rapporto a/c < 0,60 Φ max inerte (mm): 25 Classe di consistenza: S3 per solai P.T. e solai cls lamiera classe C28/35 Classe di esposizione XC2 Copriferro (mm): 35 Rapporto a/c < 0,60 Φ max inerte (mm): 20 Classe di consistenza: S3 Stati limite ultimi: Resistenza a compressione cilindrica f ck = 28 N/mm 2 Fattore di sicurezza cls γ c = 1.50 Resistenza a compressione di calcolo f cd = αcc. f ck / γ c = 15,87 N/mm 2 Coeff. riduttivo resist. per lunga durata αcc = 0.85 Resistenza a trazione media f ctm 2/3 = 0.30 R ck = 3.21 N/mm 2 Resistenza a trazione f ctk = 0.7 f ctm = 2.25 N/mm 2 Resistenza a trazione di calcolo f ctd = f ctk / γ c = 1.50 N/mm 2 Acciaio per cemento armato B450C Tensione di snervamento caratteristica f yk = N/mm 2 Resistenza caratteristica a trazione f tk = N/mm 2 Fattore di sicurezza cls γ s = 1.15 Resistenza di calcolo f yd = f yk / γ s = 391 N/mm 2 pag. 10

13 Diagrammi di calcolo Come consentito dal D.M (punto ) per le verifiche allo SLU per tensioni normali si è adottato: Calcestruzzo Acciaio pag. 11

14 4 Analisi dei carichi 4.1 Peso proprio degli elementi strutturali Il peso proprio degli elementi strutturali in C.A. e in acciaio è valutato in ragione del peso specifico del materiale: C.A. p ca = 25 kn/m 3 Acciaio p acc = 78,5 kn/m Peso sovraccarichi permanenti SOLAI Si individuano 4 tipologie di solaio tutte di altezza complessiva 30 cm, con o senza alleggerimento: Tipologia solaio Peso Proprio (kn/m 2 ) Permanenti Portati (kn/m 2 ) Tipo 1 (alleggerito) 4,6 1,5 Tipo 2 (alleggerito) 4,6 1,5 Tipo 3 (pieno) 7,5 1,5 Tipo 4 (pieno) 7,5 1,5 I carichi permanenti portati tengono conto della presenza di pavimentazione e/o altri elementi di finitura. COPERTURE Si individuano 2 tipologie di coperture: Tipologia copertura Peso Proprio (kn/m 2 ) Permanenti Portati (kn/m 2 ) Leggera (tipo sandwich) 0,3 0,0 Pesante (cls + lamiera H=12 cm) 1,75 2,4* *Nei carichi permanenti portati si considerano 8 cm di massetto in cls alleggerito e 5 cm ghiaia oltre alla guaina di impermeabilizzazione e coibente in polistirene. pag. 12

15 PANNELLATURE DI CHIUSURA Si individuano 2 tipologie di pannellature: Tipologia copertura Peso Proprio (kn/m 2 ) Leggera (tipo sandwich) 0,3 Pesante (prefabbricate in cls sp.20 cm) 2,9 IMPIANTI Si riportano i pesi assunti per gli impianti e gravanti direttamente sui solai in funzione della loro posizione in pianta come sopra riportato. pag. 13

16 Peso opere elettromeccaniche Peso a pieno carico Peso a Vuoto U.M. Filtri a Sabbia kn n. 4 4 Totale kn Filtri a Carbone kn n. 4 4 Totale kn Flottatori KN n. 2 2 Totale kn Pompe 2,50 2,50 kn n Totale 37,50 37,50 kn Nel calcolo dei solai Tipo 4 è stata considerata la presenza contemporanea di n. 8 filtri a sabbia/carbone a pieno carico nelle posizioni indicative rappresentate nelle tavole di progetto. Per il solaio Tipo 3, in corrispondenza dei flottatori, si considera un sovraccarico permanente distribuito di 28 kn/m 2. pag. 14

17 4.3 Peso sovraccarichi accidentali Si considera generalmente un sovraccarico sui solai di: q acc,solaio = 4,5 kn/m 2 Tale valore assume localmente valori più alti per tener conto della movimentazione in fase di manutenzione degli impianti elettromeccanici. Infatti, nel solo locale delle soffianti e per il solaio Tipo 3, dove non sono presenti i flottatori, si considera un sovraccarico di 10 kn/m 2. In copertura il sovraccarico accidentale che si considera è quello relativo alle coperture accessibili per sola manutenzione: q acc,copertura = 0,5 kn/m 2 All esterno dell edificio, le strade interne al lotto sono distanti almeno 2 m dal perimetro esterno dei muri, comunque si considera cautelativamente un sovraccarico accidentale uniformemente distribuito pari a : q acc1 = 10 kn/m Acqua interna All interno delle vasche in cls viene immagazzinata acqua fino ad una quota di 2,1 m dal fondo delle stesse, con un franco di 0,3 m dall intradosso del solaio del piano terra. La pressione dell acqua, sia sulle pareti laterali sia sul fondo della vasca, è stata stimata considerando una quota di 2,4 m (l intera altezza utile delle vasche) ipotizzando il possibile malfunzionamento del l impianto. La pressione idrostatica ha andamento lineare con la profondità ed è massima sul fondo del serbatoio dove vale: q H20,int = 24 kn/m 2 Nel torrino di carico si assume come quota massima dell acqua quella della valvola per troppo pieno posta a 7,7 m dal fondo dello stesso. La pressione al fondo vale: q H20,torrino = 77 kn/m 2 pag. 15

18 4.5 Spinta del terreno La spinta del terreno è stata calcolata sulla base delle caratteristiche geotecniche del terreno utilizzato per il rinterro e desunte dalla relazione geologica. Il calcolo delle spinte può essere osservato nel dettaglio all interno della relazione geotecnica ed è in generale valutato per mezzo della seguente espressione derivata dalla teoria di Rankine: S = 1 2. k. p t. h 2 dove: p t h k peso terreno di rinterro per unità di volume altezza per la quale si calcola la sollecitazione coeff. di spinta attiva o a riposo Si riportano i valori delle pressioni valutate nella relazione geotecnica ipotizzando un completo rinterro delle strutture in C.A.: s1 H s2 s 1 = k 0. p t. Z(=0 m) = 0 kn/m 2 s 2 = k 0. p t. H(=2,7 m) = 33 kn/m 2 pag. 16

19 4.6 Spinta del sovraccarico Anche il calcolo delle spinte orizzontali sulle pareti esterne delle vasche dovute al sovraccarico sul terrapieno è riportato all interno della relazione geotecnica e in generale è valutato secondo la seguente espressione: S = q. k. h Si riportano i valori di pressione così come calcolati nella relazione geotecnica: qacc1 = 10 kn/m 2 s 1 = s 2 = 6,6 kn/m 2 pag. 17

20 4.7 Carico della Neve Il carico relativo alla neve è dato dalla seguente espressione: s = μ i. C e. C t. q sk dove: μ i è il coefficiente di forma del carico della neve; q sk è il valore caratteristico del carico della neve al suolo [kn/m 2 ]; C e è il coefficiente di esposizione, che generalmente ha il valore 1,0; C t è il coefficiente termico, che generalmente ha il valore 1,0. Ubicazione: Cortona (AR) (Zona nazionale II), a s = 260 m s.l.m. > 200 m s.l.m., q sk 1,1 kn/m 2 Nel caso in esame α 1 = α 2 = var. < 30 pertanto : μ 1 = 0,8 q n = μ 1. C e. C t. q sk 0,88 kn/m 2 = 1 kn/m 2 pag. 18

21 4.8 Azione del Vento Valutazione secondo normativa: p=q b c e c p c d q b = ½ ρ V b 2 = 456 N/m 2 V b = V b,0 = 27 m/s ρ = 1,25 Categoria di esposizione IV : k r = 0,22 z 0 = 0,30 m z min = 8 m Z = 8,00 m 20,0 18,0 16,0 14,0 Z (m) 12,0 10,0 8,0 Andamento Ce ordinata Ascissa 6,0 4,0 2,0 0,0 0,00 1,00 2,00 3,00 4,00 5,00 Ce(Z) c e (z= 17,15 m) = 2,16 c d =1 c p,e = 0.8 c p,i = 0.5 q v+ = 1 kn/m 2 c p,e = 0.4 c p,i = +0.8 q v = 0,9 kn/m 2 (c p,e = coeff. di forma esterno, positivo se la pressione del vento è diretta verso l interno del fabbricato; c p,i = coeff. di forma interno considerando aperture >1/3 della superficie della parete investita dal vento, positivo se la pressione del vento è diretta verso l esterno del fabbricato) pag. 19

22 4.9 Azioni del carroponte PESO CARROPONTE: 27,38 kn PORTATA MAX: 50,0 kn Lkr 12,5 m Carichi sulle ruote (kn) Forza frenante (kn) Forze d inerzia derivanti dallo scorrimento del ponte (kn) Forze trasversali (kn) Forza ammortizzante finale (kn) Interasse ruote (mm) max R min R L min Hm max Hm S max Hs min Hs max Pu ekt 31,85 6,84 0,82 0,66 3,09 11,39 9,34 2,05 13, pag. 20

23 4.10 Incrementi sismici sui carichi In accordo con quanto riportato dalla normativa vigente, ai fini dell analisi sismica si è considerata la pericolosità sismica di base del sito di costruzione. La pericolosità sismica è definita in termini d accelerazione orizzontale massima attesa a g, nonché di ordinate dello spettro di risposta elastico in accelerazione ad essa corrispondente Se (T), con riferimento a prefissate probabilità di superamento P Vr, nel periodo di riferimento V R Criteri generali di analisi Le sollecitazioni prodotte dalle azioni sismiche sono valutate mediante un analisi dinamica lineare. Definiti i seguenti parametri: Sito Comune di Cortona (AR) V N (vita nominale della costruzione) 50 anni Coeff. d uso della costruzione 2 Stato Limite considerato SLV (Stato Limite salvaguardia della Vita) SLD (Stato Limite di Danno) SLO (Stato Limite di Operatività) Categoria di sottosuolo Tipo C (da relazione geologica) Categoria Topografica T1 pag. 21

24 Si assumono i seguenti spettri: Le analisi si conducono con lo spettro elastico assumendo un fattore di struttura unitario e non affidandosi quindi a capacità dissipative della struttura. pag. 22

25 pag. 23

26 pag. 24

27 Azione sismica su pesi propri Si ricava tale azione moltiplicando il peso della struttura per il coefficiente di seguito assumendo come S d (T 1 ) il massimo valore dello spettro SLV: S d (T 1 ) λ/g = 0,675 Si riportano a titolo di esempio le azioni agenti sui muri in c.a.: Sovraspinta sismica sul muro = p ca sp. S d (T 1 ) λ/g dove: sp. = 0,40 m spessore parete esterna 6,75 kn/m 2 = 0,30 m spessore parete interna 5,10 kn/m 2 = 0,20 m spessore parete interna 3,40 kn/m Azione sismica su acqua interna L azione sismica attiva la massa dell acqua interna al serbatoio, producendo un incremento alla spinta idrostatica su una parete e una riduzione su quella opposta. A vantaggio di sicurezza la spinta sismica si attribuisce per intero alla parete in sovrapressione. Si ricava il valore di tale azione in maniera analoga a quanto visto al punto precedente, considerando cautelativamente per i muri delle vasche interrate una colonna d acqua attivata con base pari 2 m e altezza pari alla massima consentita (2,4 m) e per il torrino di carico l intera massa d acqua contenuta al suo interno. A titolo indicativo si riportano le sovrappressioni dell acqua assunte in condizione sismica sui muri delle vasche interrate. dove: Sovraspinta sismica sull acqua = p w sp. S d (T 1 ) λ/g p w = 10 kn/m 3 peso specifico dell acqua sp. = 2,00 m spessore della colonna d acqua per muri 39,4 kn/m 2 pag. 25

28 Azioni sismiche sul terreno L azione sismica sul terreno è stata valutata secondo le indicazioni della normativa vigente con un analisi pseudostatica. In questo caso, l azione sismica é rappresentata da una forza statica equivalente pari al prodotto delle forze di gravità del cuneo di terreno a tergo dell opera per un opportuno coefficiente sismico. In particolare, per la verifica allo stato limite ultimo, i valori di tali coefficienti orizzontali k h si valutano con le seguenti espressioni: dove, per il sito in esame: k h = β m. a max g a max = S. a g accelerazione orizzontale massima attesa al sito; β m = 1 coeff. di riduzione dell azione massima attesa. Nel caso di muri non in grado di subire spostamenti non vi è riduzione (β m = 1) Per la valutazione del cuneo di terreno attivato si rimanda alla relazione geotecnica. Il valore della sovraspinta indotte dal sisma sul terreno valutato nella relazione geotecnica è: F h = k. h p. t L. H/2 = 51 kn/m dove L rappresenta la lunghezza del cuneo di terreno di altezza H. Anche per le masse delle strutture interrate si assume una sovraspinta sismica di tipo pesudo statico derivante dal coefficiente k h ; dato che questa parte della struttura risulta completamente interrata, è corretto supporre che si muova in accordo con il terreno circostante e pertanto è lecito utilizzare lo stesso coeff. sismico. pag. 26

29 4.11 Combinazioni di verifica L analisi agli stati limite impone l utilizzo della combinazione per SLU e per l azione sismica, ai fini delle verifiche di resistenza, delle combinazioni per SLE per le verifiche a fessurazione (frequenti e quasi permanenti) e delle tensioni in esercizio (rare e quasi permanenti). Particolare attenzione deve essere posta inoltre sulla deformabilità dei diversi elementi strutturali (in particolare delle strutture in acciaio, di sostegno del carroponte e dei solai). γ fav γ sfav Ψ 0 Ψ 1 Ψ 2 q pp 1 1,3 q perm 0 1,5 q acc 0 1,5 1 0,9 0,8 q n 0 1,5 0,5 0,2 0,0 q v 0 1,5 0,6 0,2 0,0 pag. 27

30 5 ANALISI dei solai 5.1 Geometria e schema di calcolo Tutti i solai del piano terra sono stati calcolati con schema di semplice appoggio (o, ma in un solo caso, a mensola). Per ciascuna delle 4 tipologie individuate, si è condotta la sola verifica nella condizione più gravosa (maggiore luce di calcolo). Lo schema sopra è indicativo della tipologia di solaio considerato nel calcolo: in particolare, per i solai Tipo 3 e 4, non si considera la presenza degli alleggerimenti e nel calcolo si considerano solette piene di cls armato. Questi sono i dati di calcolo relativi alle tipologie considerate: Tipologia solaio Peso Proprio (kn/m 2 ) Permanenti Portati (kn/m 2 ) Sovraccarico utile (kn/m 2 ) L max di calcolo (m) Tipo 1 4,6 1,5 4,5 2,5 Tipo 1 (locale soffianti) 4,6 1,5 10 2,0 Tipo 1 (a mensola lato scale) 4,6 1,5 4,5 1,5 Tipo 2 4,6 1,5 4,5 6,5 Tipo 3 (flottatori) 7,5 1,5 28 2,6 Tipo 3 (ingresso) 7,5 1,5 10 3,5 Tipo 4 (filtri) 7,5 1,5 4,5 + P filtri * *A vantaggio di sicurezza si è considerato il peso complessivo di un filtro a pieno carico distribuito su tre appoggi puntali (piedi) e si è applicata la risultante ottenuta in mezzeria ad una striscia di solaio di larghezza 70 cm. pag. 28 2,2

31 qutile Le diverse tipologie di solaio sono localizzate in pianta secondo lo schema che segue. In genere, il solaio è stato studiato come una trave di larghezza unitaria sottoposta ai relativi carichi verticali. Tale trave è stata considerata, in maniera cautelativa, semplicemente appoggiata sulle pareti laterali. pag. 29

32 Cautelativamente, il momento di calcolo utilizzato per le verifiche è stato assunto pari a: M + = q. L 2 /8 (in mezzeria) M = q. L 2 /16 (agli appoggi) e M = q. L 2 /2 (all incastro, nel caso di mensola) L entità del carico complessivo q deve essere determinata di volta in volta in funzione della combinazione di carico esaminata: γ fav γ sfav Ψ 0 Ψ 1 Ψ 2 q pp 1 1,3 q perm 0 1,5 q acc 0 1,5 1 0,9 0,8 pag. 30

33 5.2 Calcolo delle sollecitazioni Nelle tabelle seguenti vengono presentate le sollecitazioni agenti per ciascuna tipologia di solaio. Per i solai di Tipo 1 e 2 le sollecitazioni che si riportano si riferiscono ad un singolo travetto: SLU SLE rare SLE freq. SLE q. p. Tipo 1 Tipo 1 (locale soffianti) Tipo 1 (a mensola lato scale) Tipo 2 M max [knm] 5,85 5,81 8,43 39,56 T max [kn] 9,36 11,62 11,24 24,34 M max [knm] 4,14 4,03 5,96 27,99 T max [kn] 6,63 8,05 7,95 17,23 M max [knm] 3,96 4,03 5,71 26,80 T max [kn] 6,34 8,05 7,61 16,49 M max [knm] 3,79 4,03 5,46 25,61 T max [kn] 6,06 8,05 7,28 15,76 Per i solai di Tipo 3 le sollecitazioni che si riportano si riferiscono ad una striscia di larghezza unitaria di solaio e per il Tipo 4 ad una striscia di larghezza pari a 70 cm: SLU SLE rare SLE freq. SLE q. p. Tipo 3 (flottatori) Tipo 3 (zona ingresso) Tipo 4 (filtri) Trave ricalata M max [knm] 45,63 41,34 49, T max [kn] 70,20 47,25 64, M max [knm] 31,27 29,09 33, T max [kn] 48,10 33,25 60, M max [knm] 31,27 27,56 33, T max [kn] 48,10 31,50 60, M max [knm] 31,27 26,03 32, T max [kn] 48,10 29,75 59, Lo sforzo normale sul solaio che nasce per effetto delle spinte agenti sulle pareti delle vasche, assume un modesto valore positivo (sforzo di trazione) solo se si trascura l effetto della spinta delle terre in condizione di vasche piena; invece si può osservare sotto azioni sismiche una discreta azione di compressione. Ai fini delle verifiche questi valori dello sforzo normale sono stati trascurati. pag. 31

34 5.3 Verifiche di resistenza Verifiche a flessione Solaio Tipo 1 Calcestruzzo C28/35 NTC (a) Acciaio B450C NTC (b) H 250 mm B 500 mm Asup 0 mm2 csup 40 mm Ainf 157 mm2 cinf 20 mm NEd (>0 traz) 0 kn MEd 6 knm Y 9,5 mm ε c min -3,50 ε s max 81,21 MRd 14 knm Mrd MEd ok Armatura superiore 1 10/50 cm Armatura inferiore 2 10/50 cm Solaio Tipo 1 (locale soffianti) Calcestruzzo C28/35 NTC (a) Acciaio B450C NTC (b) H 250 mm B 500 mm Asup 0 mm2 csup 40 mm Ainf 157 mm2 cinf 20 mm NEd (>0 traz) 0 kn MEd 6 knm Y 9,5 mm ε c min -3,50 ε s max 81,21 MRd 14 knm Mrd MEd ok Armatura superiore 1 10/50 cm Armatura inferiore 2 10/50 cm Solaio Tipo 1 (a mensola lato scale) Calcestruzzo C28/35 NTC (a) Acciaio B450C NTC (b) H 250 mm B 500 mm Asup 157 mm2 csup 40 mm Ainf 0 mm2 cinf 40 mm NEd (>0 traz) 0 kn MEd -9 knm Y 9,5 mm ε c min -3,50 ε s max 73,84 MRd -13 knm Mrd MEd ok Armatura superiore 2 10/50 cm Armatura inferiore 1 10/50 cm pag. 32

35 Solaio Tipo 2 Calcestruzzo C28/35 NTC (a) Acciaio B450C NTC (b) H 250 mm B 500 mm Asup 0 mm2 csup 40 mm Ainf 628 mm2 cinf 20 mm NEd (>0 traz) 0 kn MEd 40 knm Y 38,3 mm ε c min -3,50 ε s max 17,54 MRd 53 knm Mrd MEd ok Armatura superiore 1 20/50 cm Armatura inferiore 2 20/50 cm Solaio Tipo 3 (flottatori) Calcestruzzo C28/35 NTC (a) Acciaio B450C NTC (b) H 300 mm B 1000 mm Asup 0 mm2 csup 40 mm Ainf 1256 mm2 cinf 70 mm NEd (>0 traz) 0 kn MEd 46 knm Y 38,3 mm ε c min -3,50 ε s max 17,55 MRd 105 knm Mrd MEd ok Solaio Tipo 3 (zona ingresso) Calcestruzzo C28/35 NTC (a) Acciaio B450C NTC (b) H 300 mm B 1000 mm Asup 0 mm2 csup 40 mm Ainf 1256 mm2 cinf 70 mm NEd (>0 traz) 0 kn MEd 42 knm Y 38,3 mm ε c min -3,50 ε s max 17,55 MRd 105 knm Mrd MEd ok Armatura superiore 20/25 cm Armatura inferiore 20/25 cm Solaio Tipo 4 (filtri) Calcestruzzo C28/35 NTC (a) Acciaio B450C NTC (b) H 300 mm B 700 mm Asup 0 mm2 csup 40 mm Ainf 942 mm2 cinf 70 mm NEd (>0 traz) 0 kn MEd 50 knm Y 41,0 mm ε c min -3,50 ε s max 16,13 MRd 78 knm Mrd MEd ok Armatura superiore 20/25 cm Armatura inferiore 20/25 cm pag. 33

36 Trave ricalata ingresso Calcestruzzo C28/35 NTC (a) Acciaio B450C NTC (b) H 600 mm B 300 mm Asup 1570 mm2 csup 50 mm Ainf 3140 mm2 cinf 70 mm NEd (>0 traz) 0 kn MEd 518 knm Y 159,5 mm ε c min -3,50 ε s max 8,13 MRd 580 knm Mrd MEd ok Armatura superiore 5 20 Armatura inferiore posti su due strati pag. 34

37 5.3.2 Verifiche a taglio La verifica si conduce per sezione priva di armatura trasversale controllando che risulti: V Rd V Ed con V Ed valore dello sforzo di taglio agente V Rd = {0,18. k. (100. ρ 1. f ck ) 1/3 /γ c + 0,15 σ cp }. b w. d (v min. 0,15 σ cp ). b w. d dove: k = 1 + (200/d) 1/2 2 v min = 0,035k 3/2 f ck 1/2 Resistenza a compressione caratteristica del cls f ck Altezza utile della sezione d Area armatura di trazione A sl = 10 Ø 24 Rapporto geometrico di armature longitudinale ρ 1 = A sl /( b w d) 0,02 Tensione media di compressione nella sezione σ cp = N Ed /A c Larghezza minima della sezione b w Solaio Tipo 1 DATI d [mm] 230 γc 1,5 bw [mm] 120 fcd [Mpa] 15,87 fck [Mpa] 28 f'cd [Mpa] 7,93 VRd 16103,75 N 13732,1 N Asl [mm2] 157 fyd [Mpa] 391 NSd 0N k 1, VSd N ρ1 0, Vrd N σcp 0 vmin 0,49754 Solaio Tipo 1 (locale soffianti) Verificato a taglio DATI d [mm] 230 γc 1,5 bw [mm] 120 fcd [Mpa] 15,87 fck [Mpa] 28 f'cd [Mpa] 7,93 VRd 16103,75 N 13732,1 N Asl [mm2] 157 fyd [Mpa] 391 NSd 0N k 1, VSd N ρ1 0, Vrd N σcp 0 vmin 0,49754 Verificato a taglio pag. 35

38 Solaio Tipo 1 (a mensola lato scale) DATI d [mm] 230 γc 1,5 bw [mm] 120 fcd [Mpa] 15,87 fck [Mpa] 28 f'cd [Mpa] 7,93 VRd 16103,75 N 13732,1 N Asl [mm2] 157 fyd [Mpa] 391 NSd 0N k 1, VSd N ρ1 0, Vrd N σcp 0 vmin 0,49754 Solaio Tipo 2 Verificato a taglio DATI d [mm] 230 γc 1,5 bw [mm] 120 fcd [Mpa] 15,87 fck [Mpa] 28 f'cd [Mpa] 7,93 VRd 24487,26 N 13732,1 N Asl [mm2] 628 fyd [Mpa] 391 NSd 0N k 1, VSd N ρ1 0,02 Vrd N σcp 0 vmin 0,49754 Solaio Tipo 3 (flottatori) Verificato a taglio DATI d [mm] 230 γc 1,5 bw [mm] 1000 fcd [Mpa] 15,87 fck [Mpa] 28 f'cd [Mpa] 7,93 VRd ,2 N ,2 N Asl [mm2] 1256 fyd [Mpa] 391 NSd 0N k 1, VSd N ρ1 0, Vrd N σcp 0 vmin 0,49754 Solaio Tipo 3 (zona ingresso) Verificato a taglio DATI d [mm] 230 γc 1,5 bw [mm] 1000 fcd [Mpa] 15,87 fck [Mpa] 28 f'cd [Mpa] 7,93 VRd ,2 N ,2 N Asl [mm2] 1256 fyd [Mpa] 391 NSd 0N k 1, VSd N ρ1 0, Vrd N σcp 0 vmin 0,49754 Solaio Tipo 4 (filtri) Verificato a taglio DATI d [mm] 230 γc 1,5 bw [mm] 700 fcd [Mpa] 15,87 fck [Mpa] 28 f'cd [Mpa] 7,93 VRd 94824,83 N 80103,93 N Asl [mm2] 942 fyd [Mpa] 391 NSd 0N k 1, VSd N ρ1 0, Vrd N σcp 0 vmin 0,49754 Verificato a taglio pag. 36

39 Per la trave ricalata posta in prossimità della zona ingresso, la verifica a taglio viene condotta considerando la presenza di armature a taglio (staffe Ø8/10) controllando che risulti: V Rd V Ed con V Ed valore dello sforzo di taglio agente V Rd = min (V Rsd ; V Rcd ) V Rsd = 0,9. d. (A sw /s) f. yd (ctg α + ctg θ). sin α V Rcd = 0,9. d. b. w α. c f. cd (ctg α + ctg θ) / (1+ctg 2 α) dove: Coeff.maggiorativo α c = 1 per membrature non compresse Resistenza a compressione ridotta del cls f' cd = 0,5 f cd Altezza utile della sezione d Area armatura trasversale A sw = 5 Ø 16 (ferri piegati Ø 16/20) Interasse tra le armature trasversali s Angolo di inclinazione dell armatura trasversale α Larghezza minima della sezione Angolo di inclinazione dei puntoni compressi di cls θ 1 ctg θ 2,5 b w Trave ricalata ingresso - Sezione di appoggio DATI GEOM. DATI STAFFE b (cm)= h (cm)= c (cm)= num.braccia= F (mm)= passo (cm)= A s /s(cm 2 /m)= a c 30 Q-incl.bielle cls= 21,8 60 cotgq= 2,50 7 Resist. Biella: VRcd (knm) 2 447,4 8 Resist. Staffatura: VRSd (knm) ,1 10,05 g C= 1,5 COEFF SICUR 1 g S= 1,15 RESISTENZE CLS RESIST ACCIAO Rck (Mpa)= 40 f ck (MPa)= 32 f cd (Mpa)= 18,133 VRd=min[VRcd,VRSd] f' cd (MPa)= 9,07 447,4 knm f yk (MPa)= 450 Ved 352 knm f yd (MPa)= 391,30 TRd > Ted OK pag. 37

40 5.3.3 Verifica a fessurazione Le verifiche di fessurazione sono state condotte in aderenza con la normativa vigente. Il valore di calcolo dell apertura delle fessure è dato dalla seguente espressione: w d = 1,7 ε sm Δ sm dove: Deformazione unitaria media delle barre Distanza media tra le fessure ε sm Δ sm La deformazione media delle barre e la distanza tra le fessure possono essere valutate utilizzando la procedura del D.M. 09/01/1996, come indicato nella succitata Circolare. Assumendo: Ambiente Ordinario Armature Poco sensibili Si devono rispettare i seguenti limiti per l apertura di fessure: Combinazione dei carichi Frequente w d w 2 = 0,3 mm Combinazione dei carichi Quasi permanente w d w 1 = 0,4 mm Data la piccola differenza tra le sollecitazioni agenti nelle due diverse combinazioni di carico da considerare, si eseguono le verifiche con le sole combinazioni Frequenti, ma utilizzando il limite per l apertura delle fessure più gravoso. Negli estratti delle verifiche riportati di seguito, gli indici inf e sup si devono riferire alle armature rispettivamente tese e compresse, indipendentemente dalla posizione reale all interno della sezione di solaio. pag. 38

41 Solaio Tipo 1 M 4,00 knm N= 0,00 kn Sezione resistente: parzializzata b 12 cm Rck 35 N/mmq σ cls sup 4,2 N/mmq H 25,0 cm σ s sup 0,0 N/mmq c inf 2,0 cm c sup 4,0 cm σ s inf -124,7 N/mmq s inf 6,0 cm s sup 6,0 cm φ inf 1,0 cm φ sup 0,0 cm Tensioni su sezione inter. Reag. As inf 1,57 cmq As sup 0,00 cmq σ cls inf -3 N/mmq Parametri per Srm Parametri per εsm σ sr -138 N/mmq k2 0,4 beta 1 1,0 Srm 7,50 cm k3 0,125 beta 2 0,5 ε sm 2,375E-04 wm 0,018 mm deff 9 cm Es N/mmq wk 0,030 mm Ac eff 104 cmq fctm 2,88 N/mmq ρ r 0, fcfk 2,42 N/mmq w limite 0,300 mm Solaio Tipo 1 (a sbalzo lato scale) M 6,00 knm N= 0,00 kn Sezione resistente: parzializzata b 12 cm Rck 35 N/mmq σ cls sup 7,4 N/mmq H 25,0 cm σ s sup 0,0 N/mmq c inf 4,0 cm c sup 2,0 cm σ s inf -205,8 N/mmq s inf 6,0 cm s sup 6,0 cm φ inf 1,0 cm φ sup 0,0 cm Tensioni su sezione inter. Reag. As inf 1,57 cmq As sup 0,00 cmq σ cls inf -4 N/mmq Parametri per Srm Parametri per εsm σ sr -143 N/mmq k2 0,4 beta 1 1,0 Srm 11,58 cm k3 0,125 beta 2 0,5 ε sm 7,433E-04 wm 0,086 mm deff 9 cm Es N/mmq wk 0,146 mm Ac eff 106 cmq fctm 2,88 N/mmq ρ r 0, fcfk 2,42 N/mmq w limite 0,300 mm Solaio Tipo 2 M 27,00 knm N= 0,00 kn Sezione resistente: parzializzata b 12 cm Rck 35 N/mmq σ cls sup 18,9 N/mmq H 25,0 cm σ s sup 0,0 N/mmq c inf 2,0 cm c sup 4,0 cm σ s inf -229,0 N/mmq s inf 6,0 cm s sup 6,0 cm φ inf 2,0 cm φ sup 0,0 cm Tensioni su sezione inter. Reag. As inf 6,28 cmq As sup 0,00 cmq σ cls inf -11 N/mmq Parametri per Srm Parametri per εsm σ sr -58 N/mmq k2 0,4 beta 1 1,0 Srm 4,37 cm k3 0,125 beta 2 0,5 ε sm 1,056E-03 wm 0,046 mm deff 6 cm Es N/mmq wk 0,079 mm Ac eff 74 cmq fctm 2,88 N/mmq ρ r 0, fcfk 2,42 N/mmq w limite 0,300 mm pag. 39

42 Solaio Tipo 3 M 31,50 knm N= 0,00 kn Sezione resistente: parzializzata b 50 cm Rck 35 N/mmq σ cls sup 7,2 N/mmq H 25,0 cm σ s sup 46,2 N/mmq c inf 2,0 cm c sup 4,0 cm σ s inf -246,3 N/mmq s inf 25,0 cm s sup 25,0 cm φ inf 2,0 cm φ sup 2,0 cm Tensioni su sezione inter. Reag. As inf 6,28 cmq As sup 6,28 cmq σ cls inf -5 N/mmq Parametri per Srm Parametri per εsm σ sr -150 N/mmq k2 0,4 beta 1 1,0 Srm 14,16 cm k3 0,125 beta 2 0,5 ε sm 9,559E-04 wm 0,135 mm deff 9 cm Es N/mmq wk 0,230 mm Ac eff 450 cmq fctm 2,88 N/mmq ρ r 0, fcfk 2,42 N/mmq w limite 0,300 mm Solaio Tipo 4 M 33,00 knm N= 0,00 kn Sezione resistente: parzializzata b 50 cm Rck 35 N/mmq σ cls sup 7,5 N/mmq H 25,0 cm σ s sup 48,4 N/mmq c inf 2,0 cm c sup 4,0 cm σ s inf -258,0 N/mmq s inf 25,0 cm s sup 25,0 cm φ inf 2,0 cm φ sup 2,0 cm Tensioni su sezione inter. Reag. As inf 6,28 cmq As sup 6,28 cmq σ cls inf -5 N/mmq Parametri per Srm Parametri per εsm σ sr -150 N/mmq k2 0,4 beta 1 1,0 Srm 14,16 cm k3 0,125 beta 2 0,5 ε sm 1,022E-03 wm 0,145 mm deff 9 cm Es N/mmq wk 0,246 mm Ac eff 450 cmq fctm 2,88 N/mmq ρ r 0, fcfk 2,42 N/mmq w limite 0,300 mm Trave ricalata M 270,00 knm N= 0,00 kn Sezione resistente: parzializzata b 30 cm Rck 35 N/mmq σ cls sup 8,6 N/mmq H 60,0 cm σ s sup 110,8 N/mmq c inf 7,0 cm c sup 5,0 cm σ s inf -67,6 N/mmq s inf 2,0 cm s sup 6,0 cm φ inf 2,8 cm φ sup 2,0 cm Tensioni su sezione inter. Reag. As inf 92,36 cmq As sup 15,71 cmq σ cls inf -5 N/mmq Parametri per Srm Parametri per εsm σ sr -39 N/mmq k2 0,4 beta 1 1,0 Srm 12,17 cm k3 0,125 beta 2 0,5 ε sm 2,674E-04 wm 0,033 mm deff 13 cm Es N/mmq wk 0,055 mm Ac eff 378 cmq fctm 2,88 N/mmq ρ r 0, fcfk 2,42 N/mmq w limite 0,300 mm pag. 40

43 5.3.4 Verifica tensioni in esercizio I valori delle tensioni massime ammesse dalla norma vigente per i due materiali (calcestruzzo e acciaio) nelle diverse combinazioni di carico sono: Combinazione dei carichi Rara σ c < 0,6 f ck = 16,8 MPa σ s < 0,8 f yk = 360 MPa Combinazione dei carichi Quasi permanente σ c < 0,45 f ck = 12,6 MPa σ s < 0,8 f yk = 360 MPa Visto che questa verifica non condiziona il dimensionamento della struttura, ci limitiamo a considerare le azioni della condizione Rara con i limiti imposti per la Quasi Permanente. Solaio Tipo 1 Combinazione: SLE Quasi Perm. M 4,20 knm N= 0,00 kn Sezione resistente: parzializzata b 12 cm Rck 35 N/mmq σ cls sup = 4,4 N/mmq <= 0,45 fck = 12,6 N/mmq H 25,0 cm fyk 450 N/mmq σ s sup = 0,0 N/mmq <= 0,8 fck = 360,0 N/mmq c inf 2,0 cm c sup 4,0 cm σ s inf = -130,9 N/mmq <= 0,8 fck = 360,0 N/mmq s inf 6,0 cm s sup 6,0 cm φ inf 1,0 cm φ sup 0,0 cm fck 28 N/mmq As inf 1,57 cmq As sup 0,00 cmq Solaio Tipo 1 (a sbalzo lato scale) Combinazione: SLE Quasi Perm. M 6,00 knm N= 0,00 kn Sezione resistente: parzializzata b 12 cm Rck 35 N/mmq σ cls sup = 7,4 N/mmq <= 0,45 fck = 12,6 N/mmq H 25,0 cm fyk 450 N/mmq σ s sup = 0,0 N/mmq <= 0,8 fck = 360,0 N/mmq c inf 4,0 cm c sup 2,0 cm σ s inf = -205,8 N/mmq <= 0,8 fck = 360,0 N/mmq s inf 6,0 cm s sup 6,0 cm φ inf 1,0 cm φ sup 0,0 cm fck 28 N/mmq As inf 1,57 cmq As sup 0,00 cmq Solaio Tipo 2 Combinazione: SLE Quasi Perm. M 28,00 knm N= 0,00 kn Sezione resistente: parzializzata b 12 cm Rck 35 N/mmq σ cls sup = 12,2 N/mmq <= 0,45 fck = 12,6 N/mmq H 25,0 cm fyk 450 N/mmq σ s sup = 111,6 N/mmq <= 0,8 fck = 360,0 N/mmq c inf 2,0 cm c sup 4,0 cm σ s inf = -230,8 N/mmq <= 0,8 fck = 360,0 N/mmq s inf 6,0 cm s sup 6,0 cm φ inf 2,0 cm φ sup 2,0 cm fck 28 N/mmq As inf 6,28 cmq As sup 6,28 cmq pag. 41

44 Solaio Tipo 3 Combinazione: SLE Quasi Perm. M 31,50 knm N= 0,00 kn Sezione resistente: parzializzata b 50 cm Rck 35 N/mmq σ cls sup = 7,2 N/mmq <= 0,45 fck = 12,6 N/mmq H 25,0 cm fyk 450 N/mmq σ s sup = 46,2 N/mmq <= 0,8 fck = 360,0 N/mmq c inf 2,0 cm c sup 4,0 cm σ s inf = -246,3 N/mmq <= 0,8 fck = 360,0 N/mmq s inf 25,0 cm s sup 25,0 cm φ inf 2,0 cm φ sup 2,0 cm fck 28 N/mmq As inf 6,28 cmq As sup 6,28 cmq Solaio Tipo 4 Combinazione: SLE Quasi Perm. M 33,50 knm N= 0,00 kn Sezione resistente: parzializzata b 50 cm Rck 35 N/mmq σ cls sup = 7,6 N/mmq <= 0,45 fck = 12,6 N/mmq H 25,0 cm fyk 450 N/mmq σ s sup = 49,1 N/mmq <= 0,8 fck = 360,0 N/mmq c inf 2,0 cm c sup 4,0 cm σ s inf = -261,9 N/mmq <= 0,8 fck = 360,0 N/mmq s inf 25,0 cm s sup 25,0 cm φ inf 2,0 cm φ sup 2,0 cm fck 28 N/mmq As inf 6,28 cmq As sup 6,28 cmq Trave ricalata Combinazione: SLE Quasi Perm. M 281,00 knm N= 0,00 kn Sezione resistente: parzializzata b 30 cm Rck 35 N/mmq σ cls sup = 11,1 N/mmq <= 0,45 fck = 12,6 N/mmq H 60,0 cm fyk 450 N/mmq σ s sup = 132,3 N/mmq <= 0,8 fck = 360,0 N/mmq c inf 7,0 cm c sup 5,0 cm σ s inf = -198,5 N/mmq <= 0,8 fck = 360,0 N/mmq s inf 6,0 cm s sup 6,0 cm φ inf 2,8 cm φ sup 2,0 cm fck 28 N/mmq As inf 30,79 cmq As sup 15,71 cmq pag. 42

45 6 Analisi delle sottostrutture in C.A. 6.1 Geometria e schema di calcolo La platea di fondazione è stata dimensionata facendo riferimento alle massime tensioni agenti sul terreno risultate dal calcolo con ipotesi di fondazione rigida riportato nella Relazione Geotecnica. Alla luce della geometria della sottostruttura in C.A., con la presenza di numerosi setti nelle due direzioni principali e di un solaio rigido a chiusura di un sistema a comportamento scatolare, l ipotesi di struttura rigida di fondazione risulta ben posta. Sulla base di tale ipotesi, sono state condotte una serie di verifiche considerando strisce di larghezza unitaria della soletta, considerate vincolate con doppi appoggi in corrispondenza dei muri o come mensole a sbalzo dal muro esterno. Tipologia Б ter,slu Б ter,sle L max di calcolo (kn/m 2 ) (kn/m 2 ) (m) Fondazione sp.50 cm 5,5 Fondazione sp.50 cm (mensola) Fondazione sp.80 cm (mensola) Alle pressioni del terreno si sottrae il peso caratteristico della sola fondazione ai fini della determinazione delle sollecitazioni di calcolo. 1,5 Per i muri sono state condotte verifiche fuori dal piano sotto le spinte idrostatiche e/o del terreno in condizioni sismiche e non sismiche, considerando sempre l assenza di acqua su uno dei due lati della parete per massimizzare gli effetti delle spinte sul lato opposto. A vantaggio di sicurezza, le pareti sono state considerate come strisce di larghezza unitaria vincolate a mensola alla base. In realtà la presenza del solaio rappresenta un vincolo reale alla traslazione in testa ai muri, ma tenendo conto dell eventuale rinterro prima della sua esecuzione e della possibilità di interrompere i setti minori di partizione interna ad una quota inferiore a quella del solaio, si è considerato conveniente trascurare tale effetto benefico. L altezza di calcolo per i muri è di 2,7 m. pag. 43

46 6.2 Combinazioni di verifica e sollecitazioni L analisi agli stati limite impone l utilizzo della combinazione per SLU e per l azione sismica, ai fini delle verifiche di resistenza, delle combinazioni per SLE per le verifiche a fessurazione (frequenti e quasi permanenti) e delle tensioni in esercizio (rare e quasi permanenti). Particolare attenzione deve essere posta sul controllo della fessurazione dato l impiego della struttura per la raccolta di acque. La definizione, nel modello di calcolo, delle diverse combinazioni di carico è stata condotta tenendo in conto l ipotesi di trovarsi negli scenari più sfavorevoli. In generale si opera considerando la condizione in cui tutte le azioni, le spinte sono applicate in una direzione: nel caso dei muri interni si considera il caso di vasca piena su un lato e vuota sull altro, mentre per i muri esterni la situazione più gravosa risulta dalla presenza di un eventuale rinterro fino alla quota sommitale del muro (+1,85 m da p.c. attuale) e anche di un eventuale sovraccarico accidentale. Nelle tabelle seguenti vengono presentate le sollecitazioni agenti sulle fondazioni: SLU SLE Fondazione Sp.50 cm Fondazione (a sbalzo) Sp.50 cm Fondazione (a sbalzo) Sp.80 cm M max [knm] ,5 T max [kn] M max [knm] T max [kn] Nelle tabelle seguenti vengono presentate le sollecitazioni agenti per ciascuna tipologia di muro: SLU SLE Muro interno Sp.20 cm Muro interno Sp.30 cm Muro esterno Sp.40 cm M max [knm] ,5 T max [kn] 45, ,5 M max [knm] ,8 T max [kn] 28,8 28,8 63 pag. 44

47 6.3 Verifiche di resistenza Verifiche a flessione Fondazione sp.50 cm Calcestruzzo C28/35 NTC (a) Acciaio B450C NTC (b) H 500 mm B 1000 mm Asup 3140 mm2 csup 60 mm Ainf 3140 mm2 cinf 60 mm NEd (>0 traz) 0 kn MEd 407 knm Y 70,0 mm ε c min -3,50 ε s max 18,51 MRd 495 knm Mrd MEd ok Armatura superiore Armatura inferiore 20/10 cm 20/10 cm Fondazione sp.50 (sbalzo) Calcestruzzo C28/35 NTC (a) Acciaio B450C NTC (b) H 500 mm B 1000 mm Asup 1570 mm2 csup 60 mm Ainf 1570 mm2 cinf 60 mm NEd (>0 traz) 0 kn MEd 65 knm Y 55,3 mm ε c min -3,50 ε s max 24,33 MRd 260 knm Mrd MEd ok Armatura superiore Armatura inferiore 20/20 cm 20/20 cm Fondazione sp.80 (sbalzo) Calcestruzzo C28/35 NTC (a) Acciaio B450C NTC (b) H 800 mm B 1000 mm Asup 1570 mm2 csup 60 mm Ainf 1570 mm2 cinf 60 mm NEd (>0 traz) 0 kn MEd 112,5 knm Y 55,3 mm ε c min -3,50 ε s max 43,34 MRd 444 knm Mrd MEd ok Armatura superiore 20/20 cm pag. 45

48 Armatura inferiore 20/20 cm Muri interni Sp.20 cm Calcestruzzo C28/35 NTC (a) Acciaio B450C NTC (b) H 200 mm B 1000 mm Asup 1005 mm2 csup 55 mm Ainf 1005 mm2 cinf 55 mm NEd (>0 traz) 0 kn MEd 43 knm Y 44,4 mm ε c min -3,50 ε s max 7,94 MRd 56 knm Mrd MEd ok Armatura superiore Armatura inferiore 16/20 cm 16/20 cm Muri interni Sp.30 cm Calcestruzzo C28/35 NTC (a) Acciaio B450C NTC (b) H 300 mm B 1000 mm Asup 1005 mm2 csup 55 mm Ainf 1005 mm2 cinf 55 mm NEd (>0 traz) 0 kn MEd 45 knm Y 44,4 mm ε c min -3,50 ε s max 15,83 MRd 96 knm Mrd MEd ok Armatura superiore Armatura inferiore 16/20 cm 16/20 cm Muri esterni Sp.40 cm Calcestruzzo C28/35 NTC (a) Acciaio B450C NTC (b) H 400 mm B 1000 mm Asup 1570 mm2 csup 60 mm Ainf 1570 mm2 cinf 60 mm NEd (>0 traz) 0 kn MEd 142,5 knm Y 55,3 mm ε c min -3,50 ε s max 18,00 MRd 198 knm Mrd MEd ok Armatura superiore Armatura inferiore 20/20 cm 20/20 cm pag. 46

49 6.3.2 Verifiche a taglio La verifica si conduce per sezione priva di armatura trasversale laddove non sono necessari ferri piegati per incrementare la resistenza a taglio. Fondazione sp.50 cm (sbalzo) DATI d [mm] 440 γc 1,5 bw [mm] 1000 fcd [Mpa] 15,87 fck [Mpa] 28 f'cd [Mpa] 7,93 VRd ,5 N ,8 N Asl [mm2] 1570 fyd [Mpa] 391 NSd 0N k 1,6742 VSd N ρ1 0, Vrd N σcp 0 vmin 0, Verificato a taglio Fondazione sp.80 cm (sbalzo) DATI d [mm] 740 γc 1,5 bw [mm] 1000 fcd [Mpa] 15,87 fck [Mpa] 28 f'cd [Mpa] 7,93 VRd ,7 N ,4 N Asl [mm2] 1570 fyd [Mpa] 391 NSd 0N k 1, VSd N ρ1 0, Vrd N σcp 0 vmin 0, Verificato a taglio Muro sp.20 cm DATI d [mm] 145 γc 1,5 bw [mm] 1000 fcd [Mpa] 15,87 fck [Mpa] 28 f'cd [Mpa] 7,93 VRd 93518,59 N 75955,64 N Asl [mm2] 1005 fyd [Mpa] 391 NSd 0N k 2 VSd N ρ1 0, Vrd N σcp 0 vmin 0, Verificato a taglio Muro sp.30 cm pag. 47

50 DATI d [mm] 245 γc 1,5 bw [mm] 1000 fcd [Mpa] 15,87 fck [Mpa] 28 f'cd [Mpa] 7,93 VRd ,5 N N Asl [mm2] 1005 fyd [Mpa] 391 NSd 0N k 1, VSd N ρ1 0, Vrd N σcp 0 vmin 0, Muro sp.40 cm Verificato a taglio DATI d [mm] 340 γc 1,5 bw [mm] 1000 fcd [Mpa] 15,87 fck [Mpa] 28 f'cd [Mpa] 7,93 VRd ,5 N ,9 N Asl [mm2] 1570 fyd [Mpa] 391 NSd 0N k 1, VSd N ρ1 0, Vrd N σcp 0 vmin 0,435 Verificato a taglio Fondazione sp.50 cm Nella sola zona in corrispondenza della massima luce netta (5,5 m) tra due muri paralleli, la verifica a taglio della fondazione non risulta soddisfatta in assenza di specifica armatura a taglio. Si rende necessario pertanto inserire dei ferri piegati ed eseguire la verifica per sezione provvista di armatura trasversale a taglio controllando che risulti: V Rd V Ed con V Ed valore dello sforzo di taglio agente V Rd = min (V Rsd ; V Rcd ) V Rsd = 0,9. d. (A sw /s) f. yd (ctg α + ctg θ). sin α V Rcd = 0,9. d. b. w α. c f. cd (ctg α + ctg θ) / (1+ctg 2 α) dove: Coeff.maggiorativo α c = 1 per membrature non compresse Resistenza a compressione ridotta del cls f' cd = 0,5 f cd Altezza utile della sezione d Area armatura trasversale A sw = 5 Ø 16 (ferri piegati Ø 16/20) Interasse tra le armature trasversali s Angolo di inclinazione dell armatura trasversale α Larghezza minima della sezione Angolo di inclinazione dei puntoni compressi di cls θ 1 ctg θ 2,5 L armatura a taglio si estende per una zona di un metro dalla base della parete. pag. 48 b w

51 DATI d [mm] 440 VRcd ,41 N bw [mm] 1000 VRsd ,3209 N αc 1 fcd [Mpa] 15,86667 fck [Mpa] 28 fʹcd [Mpa] 7, α [ ] 45 [rad] 0, VRd ,3209 N θ [ ] 22 [rad] 0, VSd N s [mm] 500 Asw [mm2] 1005 fyd [Mpa] 391,3 Verificato a taglio pag. 49

52 6.3.3 Verifica a fessurazione Le verifiche di fessurazione sono state condotte in aderenza con la normativa vigente. Il valore di calcolo dell apertura delle fessure è dato dalla seguente espressione: w d = 1,7 ε sm Δ sm dove: Deformazione unitaria media delle barre Distanza media tra le fessure ε sm Δ sm La deformazione media delle barre e la distanza tra le fessure possono essere valutate utilizzando la procedura del D.M. 09/01/1996, come indicato nella succitata Circolare. Assumendo: Ambiente Ordinario Armature Poco sensibili Si devono rispettare i seguenti limiti per l apertura di fessure: Combinazione dei carichi Frequente Combinazione dei carichi Quasi permanente w d w 2 = 0,3 mm w d w 1 = 0,4 mm Data la piccola differenza tra le sollecitazioni agenti nelle due diverse combinazioni di carico da considerare, si eseguono le verifiche con le sole combinazioni Frequenti, ma utilizzando il limite per l apertura delle fessure più gravoso. Negli estratti delle verifiche riportati di seguito, gli indici inf e sup si devono riferire alle armature rispettivamente tese e compresse, indipendentemente dalla posizione reale all interno della sezione di solaio. pag. 50

53 Fondazioni Sp.50cm M 293,00 knm N= 0,00 kn Sezione resistente: parzializzata b 100 cm Rck 35 N/mmq σ cls sup 7,6 N/mmq H 50,0 cm σ s sup 66,4 N/mmq c inf 6,0 cm c sup 6,0 cm σ s inf -239,7 N/mmq s inf 10,0 cm s sup 10,0 cm φ inf 2,0 cm φ sup 2,0 cm Tensioni su sezione inter. Reag. As inf 31,42 cmq As sup 31,42 cmq σ cls inf -5 N/mmq Parametri per Srm Parametri per εsm σ sr -130 N/mmq k2 0,4 beta 1 1,0 Srm 17,69 cm k3 0,125 beta 2 0,5 ε sm 9,730E-04 wm 0,172 mm deff 18 cm Es N/mmq wk 0,293 mm Ac eff 1788 cmq fctm 2,88 N/mmq ρ r 0, fcfk 2,42 N/mmq w limite 0,300 mm Fondazioni Sp.50cm (sbalzo) M 47,00 knm N= 0,00 kn Sezione resistente: parzializzata b 100 cm Rck 35 N/mmq σ cls sup 1,7 N/mmq H 50,0 cm σ s sup 12,3 N/mmq c inf 6,0 cm c sup 6,0 cm σ s inf -75,1 N/mmq s inf 20,0 cm s sup 20,0 cm φ inf 2,0 cm φ sup 2,0 cm Tensioni su sezione inter. Reag. As inf 15,71 cmq As sup 15,71 cmq σ cls inf -1 N/mmq Parametri per Srm Parametri per εsm σ sr -223 N/mmq k2 0,4 beta 1 1,0 Srm 26,30 cm k3 0,125 beta 2 0,5 ε sm 1,430E-04 wm 0,038 mm deff 19 cm Es N/mmq wk 0,064 mm Ac eff 1933 cmq fctm 2,88 N/mmq ρ r 0, fcfk 2,42 N/mmq w limite 0,300 mm Fondazioni Sp.80cm (sbalzo) M 79,00 knm N= 0,00 kn Sezione resistente: parzializzata b 100 cm Rck 35 N/mmq σ cls sup 2,9 N/mmq H 50,0 cm σ s sup 20,7 N/mmq c inf 6,0 cm c sup 6,0 cm σ s inf -126,2 N/mmq s inf 20,0 cm s sup 20,0 cm φ inf 2,0 cm φ sup 2,0 cm Tensioni su sezione inter. Reag. As inf 15,71 cmq As sup 15,71 cmq σ cls inf -2 N/mmq Parametri per Srm Parametri per εsm σ sr -223 N/mmq k2 0,4 beta 1 1,0 Srm 26,30 cm k3 0,125 beta 2 0,5 ε sm 2,404E-04 wm 0,063 mm deff 19 cm Es N/mmq wk 0,107 mm Ac eff 1933 cmq fctm 2,88 N/mmq ρ r 0, fcfk 2,42 N/mmq w limite 0,300 mm pag. 51

54 Muri interni Sp.20cm M 23,00 knm N= 0,00 kn Sezione resistente: parzializzata b 100 cm Rck 35 N/mmq σ cls sup 6,9 N/mmq H 20,0 cm σ s sup -3,6 N/mmq c inf 5,5 cm c sup 5,5 cm σ s inf -178,7 N/mmq s inf 20,0 cm s sup 20,0 cm φ inf 1,6 cm φ sup 1,6 cm Tensioni su sezione inter. Reag. As inf 10,05 cmq As sup 10,05 cmq σ cls inf -3 N/mmq Parametri per Srm Parametri per εsm σ sr -163 N/mmq k2 0,4 beta 1 1,0 Srm 19,24 cm k3 0,125 beta 2 0,5 ε sm 4,975E-04 wm 0,096 mm deff 7 cm Es N/mmq wk 0,163 mm Ac eff 734 cmq fctm 2,88 N/mmq ρ r 0, fcfk 2,42 N/mmq w limite 0,300 mm Muri interni Sp.30cm M 23,00 knm N= 0,00 kn Sezione resistente: parzializzata b 100 cm Rck 35 N/mmq σ cls sup 2,8 N/mmq H 30,0 cm σ s sup 8,7 N/mmq c inf 5,5 cm c sup 5,5 cm σ s inf -104,4 N/mmq s inf 20,0 cm s sup 20,0 cm φ inf 1,6 cm φ sup 1,6 cm Tensioni su sezione inter. Reag. As inf 10,05 cmq As sup 10,05 cmq σ cls inf -1 N/mmq Parametri per Srm Parametri per εsm σ sr -220 N/mmq k2 0,4 beta 1 1,0 Srm 22,57 cm k3 0,125 beta 2 0,5 ε sm 1,989E-04 wm 0,045 mm deff 12 cm Es N/mmq wk 0,076 mm Ac eff 1152 cmq fctm 2,88 N/mmq ρ r 0, fcfk 2,42 N/mmq w limite 0,300 mm Muri esterni Sp.40cm M 65,00 knm N= 0,00 kn Sezione resistente: parzializzata b 100 cm Rck 35 N/mmq σ cls sup 3,7 N/mmq H 40,0 cm σ s sup 21,5 N/mmq c inf 6,0 cm c sup 6,0 cm σ s inf -136,6 N/mmq s inf 20,0 cm s sup 20,0 cm φ inf 2,0 cm φ sup 2,0 cm Tensioni su sezione inter. Reag. As inf 15,71 cmq As sup 15,71 cmq σ cls inf -2 N/mmq Parametri per Srm Parametri per εsm σ sr -189 N/mmq k2 0,4 beta 1 1,0 Srm 23,61 cm k3 0,125 beta 2 0,5 ε sm 2,601E-04 wm 0,061 mm deff 15 cm Es N/mmq wk 0,104 mm Ac eff 1510 cmq fctm 2,88 N/mmq ρ r 0, fcfk 2,42 N/mmq w limite 0,300 mm pag. 52

55 6.3.4 Verifica tensioni in esercizio I valori delle tensioni massime ammesse dalla norma vigente per i due materiali (calcestruzzo e acciaio) nelle diverse combinazioni di carico sono: Combinazione dei carichi Rara σ c < 0,6 f ck = 16,8 MPa σ s < 0,8 f yk = 360 MPa Combinazione dei carichi Quasi permanente σ c < 0,45 f ck = 12,6 MPa σ s < 0,8 f yk = 360 MPa Visto che questa verifica non condiziona il dimensionamento della struttura, ci limitiamo a considerare le azioni della condizione Rara con i limiti imposti per la Quasi Permanente. Fondazioni Sp.50cm Combinazione: SLE Quasi Perm. M 293,00 knm N= 0,00 kn Sezione resistente: parzializzata b 100 cm Rck 35 N/mmq σ cls sup = 7,6 N/mmq <= 0,45 fck = 12,6 N/mmq H 50,0 cm fyk 450 N/mmq σ s sup = 66,4 N/mmq <= 0,8 fck = 360,0 N/mmq c inf 6,0 cm c sup 6,0 cm σ s inf = -239,7 N/mmq <= 0,8 fck = 360,0 N/mmq s inf 10,0 cm s sup 10,0 cm φ inf 2,0 cm φ sup 2,0 cm fck 28 N/mmq As inf 31,42 cmq As sup 31,42 cmq Fondazioni Sp.50cm (sbalzo) Combinazione: SLE Quasi Perm. M 47,00 knm N= 0,00 kn Sezione resistente: parzializzata b 100 cm Rck 35 N/mmq σ cls sup = 1,7 N/mmq <= 0,45 fck = 12,6 N/mmq H 50,0 cm fyk 450 N/mmq σ s sup = 12,3 N/mmq <= 0,8 fck = 360,0 N/mmq c inf 6,0 cm c sup 6,0 cm σ s inf = -75,1 N/mmq <= 0,8 fck = 360,0 N/mmq s inf 20,0 cm s sup 20,0 cm φ inf 2,0 cm φ sup 2,0 cm fck 28 N/mmq As inf 15,71 cmq As sup 15,71 cmq Fondazioni Sp.80cm (sbalzo) Combinazione: SLE Quasi Perm. M 79,00 knm N= 0,00 kn Sezione resistente: parzializzata b 100 cm Rck 35 N/mmq σ cls sup = 2,9 N/mmq <= 0,45 fck = 12,6 N/mmq H 50,0 cm fyk 450 N/mmq σ s sup = 20,7 N/mmq <= 0,8 fck = 360,0 N/mmq c inf 6,0 cm c sup 6,0 cm σ s inf = -126,2 N/mmq <= 0,8 fck = 360,0 N/mmq s inf 20,0 cm s sup 20,0 cm φ inf 2,0 cm φ sup 2,0 cm fck 28 N/mmq As inf 15,71 cmq As sup 15,71 cmq pag. 53

56 Muri interni Sp.20cm Combinazione: SLE Quasi Perm. M 23,00 knm N= 0,00 kn Sezione resistente: parzializzata b 100 cm Rck 35 N/mmq σ cls sup = 6,9 N/mmq <= 0,45 fck = 12,6 N/mmq H 20,0 cm fyk 450 N/mmq σ s sup = -3,6 N/mmq <= 0,8 fck = 360,0 N/mmq c inf 5,5 cm c sup 5,5 cm σ s inf = -178,7 N/mmq <= 0,8 fck = 360,0 N/mmq s inf 20,0 cm s sup 20,0 cm φ inf 1,6 cm φ sup 1,6 cm fck 28 N/mmq As inf 10,05 cmq As sup 10,05 cmq Muri interni Sp.30cm Combinazione: SLE Quasi Perm. M 23,00 knm N= 0,00 kn Sezione resistente: parzializzata b 100 cm Rck 35 N/mmq σ cls sup = 2,8 N/mmq <= 0,45 fck = 12,6 N/mmq H 30,0 cm fyk 450 N/mmq σ s sup = 8,7 N/mmq <= 0,8 fck = 360,0 N/mmq c inf 5,5 cm c sup 5,5 cm σ s inf = -104,4 N/mmq <= 0,8 fck = 360,0 N/mmq s inf 20,0 cm s sup 20,0 cm φ inf 1,6 cm φ sup 1,6 cm fck 28 N/mmq As inf 10,05 cmq As sup 10,05 cmq Muri esterni Sp.40cm Combinazione: SLE Quasi Perm. M 65,00 knm N= 0,00 kn Sezione resistente: parzializzata b 100 cm Rck 35 N/mmq σ cls sup = 3,7 N/mmq <= 0,45 fck = 12,6 N/mmq H 40,0 cm fyk 450 N/mmq σ s sup = 21,5 N/mmq <= 0,8 fck = 360,0 N/mmq c inf 6,0 cm c sup 6,0 cm σ s inf = -136,6 N/mmq <= 0,8 fck = 360,0 N/mmq s inf 20,0 cm s sup 20,0 cm φ inf 2,0 cm φ sup 2,0 cm fck 28 N/mmq As inf 15,71 cmq As sup 15,71 cmq pag. 54

57 6.3.5 Armatura di ripartizione longitudinale Dato che si è assunto uno schema di comportamento piano sia per le pareti che per la fondazione, in direzione ortogonale è sufficiente inserire un armatura di ripartizione, garantendo tuttavia un certo presidio di armatura tesa nelle zone di collegamento con le pareti trasversali. L armatura di ripartizione longitudinale si assuma come 25% As principale. In particolare avremo, in relazione alle armature adottate per la parete: sp cm 12/20 cm (565 mm 2 /m) 25 % di 16/20 cm (1005 mm 2 /m) = 252 mm 2 /m sp.40 cm 16/20 cm (1005 mm 2 /m) 25 % di 20/20 cm (1571 mm 2 /m) = 393 mm 2 /m Per quanto riguarda le armature adottate in fondazione avremo: sp cm 16/20 cm (1005 mm 2 /m) 25 % di 20/20 cm (1571 mm 2 /m) = 393 mm 2 /m sp.50 cm (con luce di 5,5 m) 16/20 cm (1005 mm 2 /m) 25 % di 20/10 cm (3140 mm 2 /m) = 785 mm 2 /m pag. 55

58 7 Analisi del torrino 7.1 Geometria e schema di calcolo Il torrino di carico viene considerato come una mensola a sezione scatolare e cautelativamente si trascurano i setti interni nella determinazione del comportamento globale della struttura. I setti sono impegnati sia da azioni flettenti e taglianti fuori dal piano che nel piano. In particolare, la massa considerevole della struttura stessa, oltre che dell acqua ivi contenuta, e l altezza non trascurabile dallo spiccato delle fondazioni (10,55 m) rende tale parte della struttura particolarmente sensibile alle azioni sismiche, che risultano prevalenti rispetto a tutte le altre azioni. In particolare si assume che l azione sismica venga contrastata dai soli setti disposti parallelamente ad essa (nel piano), mentre in condizioni statiche i setti vengono sollecitati fuori dal piano. Nel caso di setti sollecitati nel piano si considera uno schema di mensola incastrata al piede e si conducono due verifiche, una allo spiccato della fondazione ed una allo spiccato del solaio del piano terra. In entrambi i casi si considera la presenza di acqua all interno del torrino fino alla quota 7,7 m da spiccato fondazioni, che corrisponde alla quota della valvola di sicurezza di troppo pieno prevista nel progetto. Le verifiche vengono condotte per sisma agente nella direzione di minor rigidezza del torrino. Per azioni nel piano si conducono le sole verifiche agli SLU. Per la determinazione delle forze sismiche si è considerata un accelerazione sismica pari al massimo valore dello spettro elastico (0,675g) applicata sulla totalità delle masse di cls e acqua. Tipologia F acqua hcls F cls hcls (kn) (m) (kn) (m) Muro sp.40 cm (fondazione) 340 3, ,275 Muro sp.40 cm (piano terra) 235 2, ,075 Con h si indica la quota di applicazione della forza sismica rispetto alla quota della sezione di verifica, considerandola applicata sul baricentro delle masse. pag. 56

59 Nel caso di azioni fuori dal piano del muro si considerano le pressioni idrostatiche medie dell acqua agenti su una striscia orizzontale di parete di larghezza unitaria alle diverse quote di verifica. L acqua all interno del torrino si considera sempre alla quota di 7,7 m dallo spiccato delle fondazioni. Le verifiche in questo caso sono condotte su travi disposte sui due appoggi rappresentati dai setti ortogonali. Si trascura a tal fine la presenza dei setti interni. Б Tipologia acqua,slu Б acqua,sle L max di calcolo (kn/m 2 ) (kn/m 2 ) (m) Muro sp.40 cm (fondazione) Muro sp.40 cm (piano terra) pag. 57

60 7.2 Calcolo delle sollecitazioni Nelle tabelle seguenti vengono presentate le sollecitazioni agenti per ciascun tipo di verifica. Per le verifiche nel piano si considerano le seguenti sollecitazioni agenti su ciascun setto: SLU Muro sp.40 cm (fondazione) Muro sp.40 cm (piano terra) M max [knm] T max [kn] Per le verifiche fuori dal piano si considerano le seguenti sollecitazioni agenti su una striscia di larghezza pari a 1 m: SLU SLE Muro sp.40 cm (fondazione) Muro sp.40 cm (piano terra) M max [knm] T max [kn] M max [knm] T max [kn] pag. 58

61 7.3 Verifiche di resistenza Verifiche a flessione Torrino Muro sp.40 (nel piano-fondazione) Calcestruzzo C28/35 NTC (a) Acciaio B450C NTC (b) H 2600 mm B 400 mm Asup 4396 mm2 csup 500 mm Ainf 4396 mm2 cinf 500 mm NEd (>0 traz) 0 kn MEd 3330 knm Y 432,7 mm ε c min -3,50 ε s max 13,49 MRd 3463 knm Mrd MEd ok Armatura verticale 20/20 cm Torrino Muro sp.40 (nel piano-p.t.) Calcestruzzo C28/35 NTC (a) Acciaio B450C NTC (b) H 2600 mm B 400 mm Asup 2814 mm2 csup 500 mm Ainf 2814 mm2 cinf 500 mm NEd (>0 traz) 0 kn MEd 1940 knm Y 364,2 mm ε c min -3,50 ε s max 16,68 MRd 2414 knm Mrd MEd ok Armatura verticale 16/20 cm Torrino Muro sp.40 (fuori dal piano-fondazione) Calcestruzzo C28/35 NTC (a) Acciaio B450C NTC (b) H 400 mm B 1000 mm Asup 3140 mm2 csup 60 mm Ainf 3140 mm2 cinf 60 mm NEd (>0 traz) 0 kn MEd 220 knm Y 70,0 mm ε c min -3,50 ε s max 13,49 MRd 372 knm Mrd MEd ok Armatura orizzontale 20/10 cm pag. 59

62 Torrino Muro sp.40 (fuori dal piano-p.t.) Calcestruzzo C28/35 NTC (a) Acciaio B450C NTC (b) H 400 mm B 1000 mm Asup 1570 mm2 csup 60 mm Ainf 1570 mm2 cinf 60 mm NEd (>0 traz) 0 kn MEd 160 knm Y 55,3 mm ε c min -3,50 ε s max 18,00 MRd 198 knm Mrd MEd ok Armatura orizzontale 20/20 cm Verifiche a taglio La verifica si conduce per sezione priva di armatura trasversale laddove non sono necessari ferri piegati per incrementare la resistenza a taglio. Torrino Muro sp.40 cm (fuori piano P.T.) DATI d [mm] 340 γc 1,5 bw [mm] 1000 fcd [Mpa] 15,87 fck [Mpa] 28 f'cd [Mpa] 7,93 VRd ,5 N ,9 N Asl [mm2] 1570 fyd [Mpa] 391 NSd 0N k 1, VSd N ρ1 0, Vrd N σcp 0 vmin 0,435 Verificato a taglio Torrino Muro sp.40 cm (fuori piano fondazione) Nella zona di base del muro, allo spiccato della fondazione, la verifica a taglio della sezione non armata non risulta soddisfatta. Si conduce pertanto una verifica a taglio con un armatura rappresentata da barre piegate poste negli angoli del torrino. pag. 60

63 DATI d [mm] 340 VRcd ,68 N bw [mm] 1000 VRsd ,2283 N αc 1 fcd [Mpa] 15,86667 fck [Mpa] 28 fʹcd [Mpa] 7, α [ ] 45 [rad] 0, VRd ,2283 N θ [ ] 22 [rad] 0, VSd N s [mm] 340 Asw [mm2] 1005 fyd [Mpa] 391,3 Verificato a taglio Torrino Muro sp.40 cm (nel piano fondazione) Per la verifica a taglio delle pareti sollecitate nel proprio piano si considera l armatura orizzontale come armatura utile per la valutazione del taglio resistente della sezione: DATI d [mm] 2540 VRcd N bw [mm] 400 VRsd ,436 N αc 1 fcd [Mpa] 15,86667 fck [Mpa] 28 fʹcd [Mpa] 7, α [ ] 90 [rad] 1, VRd ,436 N θ [ ] 45 [rad] 0, VSd N s [mm] 100 Asw [mm2] 402 fyd [Mpa] 391,3 Verificato a taglio Torrino Muro sp.40 cm (nel piano P.T.) DATI d [mm] 2540 VRcd N bw [mm] 400 VRsd ,052 N αc 1 fcd [Mpa] 15,86667 fck [Mpa] 28 fʹcd [Mpa] 7, α [ ] 90 [rad] 1, VRd ,052 N θ [ ] 45 [rad] 0, VSd N s [mm] 200 Asw [mm2] 628 fyd [Mpa] 391,3 Verificato a taglio pag. 61

64 7.3.3 Verifica a fessurazione Le verifiche di fessurazione sono state condotte in aderenza con la normativa vigente. Torrino Muro sp.40 (fuori piano-fondazione) M 145,00 knm N= 0,00 kn Sezione resistente: parzializzata b 100 cm Rck 35 N/mmq σ cls sup 7,3 N/mmq H 40,0 cm σ s sup 47,7 N/mmq c inf 6,0 cm c sup 6,0 cm σ s inf -240,6 N/mmq s inf 10,0 cm s sup 10,0 cm φ inf 1,6 cm φ sup 1,6 cm Tensioni su sezione inter. Reag. As inf 20,11 cmq As sup 20,11 cmq σ cls inf -4 N/mmq Parametri per Srm Parametri per εsm σ sr -156 N/mmq k2 0,4 beta 1 1,0 Srm 18,24 cm k3 0,125 beta 2 0,5 ε sm 9,059E-04 wm 0,165 mm deff 15 cm Es N/mmq wk 0,281 mm Ac eff 1468 cmq fctm 2,88 N/mmq ρ r 0, fcfk 2,42 N/mmq w limite 0,300 mm Torrino Muro sp.40 (fuori piano-p.t.) M 110,00 knm N= 0,00 kn Sezione resistente: parzializzata b 100 cm Rck 35 N/mmq σ cls sup 6,2 N/mmq H 40,0 cm σ s sup 36,3 N/mmq c inf 6,0 cm c sup 6,0 cm σ s inf -231,1 N/mmq s inf 20,0 cm s sup 20,0 cm φ inf 2,0 cm φ sup 2,0 cm Tensioni su sezione inter. Reag. As inf 15,71 cmq As sup 15,71 cmq σ cls inf -4 N/mmq Parametri per Srm Parametri per εsm σ sr -189 N/mmq k2 0,4 beta 1 1,0 Srm 23,61 cm k3 0,125 beta 2 0,5 ε sm 7,312E-04 wm 0,173 mm deff 15 cm Es N/mmq wk 0,293 mm Ac eff 1510 cmq fctm 2,88 N/mmq ρ r 0, fcfk 2,42 N/mmq w limite 0,300 mm pag. 62

65 7.3.4 Verifica tensioni in esercizio Le verifiche delle tensioni in esercizio sono state condotte in aderenza con la normativa vigente. Torrino Muro sp.40 (fuori piano-fondazioncombinazione: SLE Quasi Perm. M 145,00 knm N= 0,00 kn Sezione resistente: parzializzata b 100 cm Rck 35 N/mmq σ cls sup = 7,3 N/mmq <= 0,45 fck = 12,6 N/mmq H 40,0 cm fyk 450 N/mmq σ s sup = 47,7 N/mmq <= 0,8 fck = 360,0 N/mmq c inf 6,0 cm c sup 6,0 cm σ s inf = -240,6 N/mmq <= 0,8 fck = 360,0 N/mmq s inf 10,0 cm s sup 10,0 cm φ inf 1,6 cm φ sup 1,6 cm fck 28 N/mmq As inf 20,11 cmq As sup 20,11 cmq Torrino Muro sp.40 (fuori piano-p.t.) Combinazione: SLE Quasi Perm. M 110,00 knm N= 0,00 kn Sezione resistente: parzializzata b 100 cm Rck 35 N/mmq σ cls sup = 6,2 N/mmq <= 0,45 fck = 12,6 N/mmq H 40,0 cm fyk 450 N/mmq σ s sup = 36,3 N/mmq <= 0,8 fck = 360,0 N/mmq c inf 6,0 cm c sup 6,0 cm σ s inf = -231,1 N/mmq <= 0,8 fck = 360,0 N/mmq s inf 20,0 cm s sup 20,0 cm φ inf 2,0 cm φ sup 2,0 cm fck 28 N/mmq As inf 15,71 cmq As sup 15,71 cmq pag. 63

66 8 Analisi delle sovrastrutture metalliche 8.1 Geometria e schema di calcolo L analisi della struttura è stata condotta prevalentemente attraverso schemi parziali semplificati, benchè sia stato realizzato un modello computazionale globale del capannone. Le parti metalliche in elevazione sono state studiate separatamente per i tre corpi di fabbrica. Il corpo principale è rappresentato dal capannone dotato di carroponte, mentre gli altri edifici, destinati ad uffici e altri servizi hanno dimensioni più contenute. Per il capannone si è proceduto al dimensionamento di: arcarecci di falda capriate arcarecci di parete montanti di facciata controventi di falda vie di corsa del carroponte controventi di parete colonne Gli arcarecci di falda, di parete e le vie di corsa del carroponte sono state considerate come semplicemente appoggiate su luci massime di 5,9 m. La capriata è stata studiata con un semplice modello computazionale tenendo conto anche dell eventuale inversione dei momenti per azioni del vento significative. I montanti di facciata sono considerati incastrati alla base e appoggiati in testa sul corrente superiore della capriata fuori dal piano della facciata stessa e libere in testa nel piano della facciata (lunghezza complessiva delle aste ca. 7,2 m). Le sollecitazioni agenti su colonne e controventi sono state desunte da un modello completo dove sono state applicate le corrette azioni, comprese quelle dovute alla stabilità degli elementi delle capriate e delle colonne. pag. 64

67 Per gli edifici secondari si è proceduto al dimensionamento dei seguenti elementi: EDIFICIO SOFFIANTI Travi portasolaio Controventi Colonne EDIFICIO UFFICI Travi portasolaio Colonne Per entrambi i casi non si é realizzato nessun modello computazionale ma si sono applicate delle azioni sismiche di tipo statico considerando colonne con comportamento a mensola o, quando presenti, affidando la funzione di elemento resistente per azioni orizzontali ai controventi. La presenza del solaio rigido (cls + lamiera collaborante) garantisce un uniforme distribuzione delle sollecitazioni sulle colonne, ma non esclude momenti torcenti sull edificio. Tutte le travi invece sono considerate incernierate tra loro e con le colonne. pag. 65

68 Per la determinazione delle azioni sismiche di tipo statico si è sempre fatto riferimento allo spettro elastico (si è assunto un fattore di struttura unitario) assumendo il massimo valore dell accelerazione a g = 0,675g. Tuttavia le azioni sismiche risultano rilevanti soprattutto nel caso dei due edifici minori che sono dotati di copertura e panelli di chiusura di tipo pesante. Il dimensionamento delle colonne del capannone è invece fortemente condizionato dalla presenza del carroponte e dai limiti di deformabilità imposti dall Eurocodice 3 in tema di strutture per il sostegno di apparecchi di sollevamento. Di seguito si riportano le caratteristiche principali dei profili adottati nelle verifiche delle strutture in acciaio: CARATTERISTICHE SEZIONE Collocazione Elemento TIPO Sezione A (mm2) Jx (mm4) Jy (mm4) Wx (mm3) Wy (mm3) Capannone Arcareccio Copertura 1 HE 160A Capannone Arcareccio Copertura 1 HE 160A Capannone Arcareccio Copertura Rinf 2 HE 160B Capannone Arcarecci Parete 3 HE 120A Capannone Via di corsa Carroponte 12 HE 280A Capannone Arcareccio laterale 2 HE 160B Capannone Corr.sup.Capriata 6 L80 x , Capannone Corr.sup.Capriata estremità 6 L80 x , Capannone Stabilità corr.inf. capriata 4 L50 x Capannone Corr.Inf.Capriata 6 L80 x , Capannone Diagonali Capriata 4 L50 x Capannone Montanti Capriata 4 L50 x Capannone Montanti facciata 7 HE 260A Capannone Montanti facciata 7 HE 260A Capannone Colonne 5 HE 400B Edificio "soffianti" Trave portasolaio 1 8 HE 140A Edificio "soffianti" Trave controvento 1 8 HE 140A Edificio "soffianti" Colonne 1 7 HE 260A Edificio "soffianti" Colonne controv 1 7 HE 260A Edificio "uffici" Trave portasolaio 2 10 HE 180A Edificio "uffici" Trave portasolaio 2_lat 1 HE 160A Edificio "uffici" Colonne 2a 9 HE 300A Edificio "uffici" Colonne 2b 9 HE 300A Capannone Controvento falda 15 Φ Capannone Controvento parete 6 L80 x , Capannone Controv. Corr. inf. capriata 14 Φ Edificio "soffianti" Controvento parete 13 L80 x Le sezioni Tipo 4 e 6 prevedono profili accoppiati ad L considerati come aste ravvicinate che dovranno essere collegate con imbottiture secondo le prescrizioni delle NTC2008 ( C ). pag. 66

69 8.2 Calcolo delle sollecitazioni Si riportano di seguito le rappresentazioni grafiche dei modelli utilizzati per la determinazione delle sollecitazioni. Le sollecitazioni massime assunte nelle verifiche sono riepilogate in una tabella finale. CAPRIATA Sforzo normale N Combinazione con carico neve Sforzo normale N Combinazione con azione solevamento vento Sforzo normale N Combinazione con carico asimmetrico Sforzo normale N Inviluppo delle sollecitazioni pag. 67

70 CONTROVENTO DI FALDA Sforzo normale N Sollecitazioni comprendenti le azioni di stabilità VIE DI CORSA DEL CARROPONTE Momento flettente M 3 3 Inviluppo delle azioni del carroponte Momento flettente M 2 2 Inviluppo delle azioni del carroponte pag. 68