REGIONE FRIULI VENEZIA-GIULIA PROVINCIA DI GORIZIA … · RELAZIONE GENERALE SULLE STRUTTURE ......

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Progettista architettonico e direzione artistica

arch. Dimitri WALTRITSCHvia 30 ottobre, 6 - 34122 Trieste TStel 040 040 660164 fax 040 3475979e-mail [email protected]

Progettista e DL impianti elettrici

p.i. Paolo TOMASIvia Maniacco 7/A - 34170 Gorizia GOtel/fax 0481 536503e-mail [email protected]

DL e Coordinamento Sicurezza Progettazione ed Esecuzione

ing. Giorgio BENSACorso Italia,86 - 34170 Gorizia GOtel 0481 549375 fax 0481 30236e-mail [email protected]

rev. fatto data contr. data appr. note

Scala

Progettista e DL strutture

ing. Isaia CLEMENTEvia Asquini, 10 - 34074 Monfalcone GOtel 333 6230580e-mail [email protected]

Progettista e DL impianti meccanici

p.i. Fabrizio MATTIUSSIvia Duca d'Aosta, 12 - 34074 Monfalcone GOtel 0481 410072 fax 0481 410721e-mail [email protected]

Progettista prevenzione incendi

ing. Isabella ZANINELLOvia San Martino 1- 33040 Corno di Rosazzo UDtel 320 6725807e-mail [email protected]

REGIONE FRIULI VENEZIA-GIULIAPROVINCIA DI GORIZIA

COMUNE DI RONCHI DEI LEGIONARI

Lavori di adeguamento e messa a norma del Palazzettodello sport Armando Filiput 3° LOTTO 1° STRALCIO

RUP

geom. Alessandro FAMOStel 0481 477112 fax 0481 477247 | e-mail [email protected]

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CALCOLO STRUTTURALE

ESECUTIVO PF_S 3803

RELAZIONI DI

26.05.2011 I.C. I.C. I.C.26.05.2011 26.05.2011 EMESSO PER CONSEGNA PROGETTO ESECUTIVO

3803

LAVORI DI ADEGUAMENTO E MESSA A NORMA DEL PALAZZETTO DELLO SPORT A. FILIPUT – 3° LOTTO / 1° STRALCIO

Provincia di Gorizia Comune di Ronchi dei Legionari

Progetto esecutivo | Relazioni di calcolo strutturale 1

RELAZIONI DI CALCOLO STRUTTURALE

1. RELAZIONE GENERALE SULLE STRUTTURE

2. RELAZIONE SULLE CARATTERISTICHE DEI MATERIALI IMPIEGATI

3. RELAZIONE DI CALCOLO

4. PIANO DI MANUTENZIONE DELLA PARTE STRUTTURALE DELL’OPERA

5. VALIDAZIONE DEI RISULTATI DEI CALCOLI E DELLE VERIFICHE

6. ALLEGATO A – ANALISI SISMICA SPAZIALE

7. ASSEVERAZIONI

Il progettista delle strutture




1. Relazione generale sulle strutture

L’intervento in progetto interessa l’ampliamento dell’esistente palazzetto Armando Filiput sito a Ronchi dei Legionari, con la creazioni di nuovi spogliatoi e magazzini. Secondo la nuova classificazione sismica del territorio nazionale introdotta prima dall’Ordinanza del P.C.M. n. 3274 del 20.03.2003, modificata dall’O.P.C.M. 3519 del 28/04/2006 (recepita dal D.M. 14.01.2008 – All. A-B) ed infine recepita dalla D.G.R FVG n.845 del 06.05.2010 Allegato 1, l’area di intervento appartiene alla Zona Sismica 3, per cui la costruzione è progettata secondo i criteri previsti per le strutture antisismiche di cui al D.M. 14.01.2008, assumendo nel calcolo i valori di accelerazioni puntuali del sito. La progettazione è stata eseguita nel rispetto delle norme riguardanti il primo comma – lettere c), d) ed e) – dell’art. 4 della L. 02/02/74 n. 64, applicando le Norme Tecniche per le Costruzioni di cui al D.M. 14.01.2008 e relativo allegato di pericolosità sismica, considerando l’intervento come edificio rilevante, quindi appartenente alla categoria (4l) dell'art. 1 del D.P.R.G. 05.04.1989 n.0164/Pres. modificato dal DPReg 15/10/2004 n. 335/Pres. ed all’art. 6, comma 2, lettera a) della L.R. 16/2009, da realizzarsi nel Comune di Ronchi dei Legionari, area a bassa sismicità, e soggetto a verifica tecnica obbligatoria. Ai fini della progettazione si considera: - la Classe d’Uso dell’edificio è la III (CU = 1.5) - la Vita Nominale è VN ≥ 50 anni Dal punto di vista strutturale l’intervento consiste nella realizzazione di un nuovo corpo di fabbrica monopiano, strutturalmente distinto ed indipendente dall’organismo strutturale esistente, divisi dallo spiccato di fondazione da giunto sismico di adeguate dimensioni (1cm/m di altezza) come da normativa vigente, il tutto in modo da rendere i corpi contigui strutturalmente indipendenti e caratterizzati ognuno da un proprio organismo resistente. L’edificio monopiano è costituito da un piano terra con un’intercapedine sanitaria realizzata attraverso un solaio a pannelli alveolari precompressi, una copertura piana realizzata in soletta monolitica in c.a. e sostenuta dai pilastri in c.a. di dimensione 25x25. In copertura viene realizzata una pensilina metallica a coprire gli spazi antistanti gli spogliatoi e creare un collegamento coperto con il “Palaroller”, realizzata in travi reticolari costitute da profili scatolari in acciaio saldati tra loro e arcarecci metallici in profili piegati a freddo.




Le fondazioni sono superficiali di tipo a trave rovescia posate su strato ghiaioso portante raggiunto asportando lo strato superficiale argilloso. Al fine di garantire una completa funzionalità dei nuovi spazi in relazione all’edificio esistente, verranno realizzate alcune aperture sulla parete esistente in c.a. parallela al “filo A”: tale intervento locale non altera e non modifica in alcun modo l’organismo strutturale, né il comportamento statico e sismico globale del fabbricato esistente in quanto la parete in oggetto rappresenta un semplice tamponamento (h=1.50m) e non ha funzioni portanti. Le strutture in progetto consistono in particolare:

- fondazioni di tipo superficiale a trave rovescia in c.a. - solaio di piano terra a pannelli alveolari precompressi - muratura di tamponamento in blocchi laterizi - pilastri in c.a. - solaio di copertura in soletta monolitica in c.a. - pensilina in struttura metallica saldata.




2. Relazione sulle caratteristiche dei materiali impiegati

La presente relazione viene redatta ai sensi e per gli effetti dell'art. 3 della L. 05/11/74 n. 1086. I materiali impiegati presentano le seguenti caratteristiche meccaniche e tensioni di progetto agli SL: Calcestruzzo strutturale

Elementi di fondazione - murature esterne C 25/30 classe di resistenza Rck 30 classe di consistenza S3 (semifluida) - S4 (fluida) classe di esposizione XC2 copriferro 40 – 25 mm (minimo) Stati limite ultimi fck = 25 MPa fcd = 14.17 MPa fctm = 2.57 MPa fctd = 1.20 MPa Stati limite d’esercizio 0.45 fck = 11.25 MPa (Comb.Q.Perm.) 0.60 fck = 15.00 MPa (Comb.Rara) Strutture interne C 25/30 classe di resistenza Rck 30 classe di consistenza S4 (fluida) classe di esposizione XC1 copriferro 25 mm (minimo) copriferro REI 90 30 mm (minimo) Stati limite ultimi fck = 25 MPa fcd = 14.17 MPa fctm = 2.57 MPa fctd = 1.20 MPa Stati limite d’esercizio 0.45 fck = 11.25 MPa (Comb.Q.Perm.) 0.60 fck = 15.00 MPa (Comb.Rara)

Acciaio per c.a. (barre e reti elettr. tipo HD) B450C control. in cantiere e stabilimento Stati limite ultimi fyk = 450 MPa fsd = 391.30 MPa Stati limite d’esercizio 0.80 fyk = 360 MPa (Comb.Rara)




Acciaio da carpenteria S275 (Fe 430 B) Stati limite fk = 275 MPa k = 158.8 MPa

Bulloni classe 8.8.- dadi 6s Stati limite ftb = 800 MPa

fyb = 649 MPa

Saldature Conformi al punto 11.3.4.5 del D.M. 14.01.2008 - Norme tecniche per le costruzioni

Durante l’esecuzione delle opere strutturali saranno effettuati i prelievi e le prove sui materiali da costruzione previsti a norma di legge. I certificati di prova saranno allegati alla Relazione a strutture ultimate redatta dal Direttore dei Lavori delle opere strutturali. Il Direttore dei Lavori delle strutture Il progettista delle strutture




3. Relazione di calcolo

Nel seguito si riportano i risultati dell’analisi sismica delle strutture (calcolo delle sollecitazioni e deformazioni) ed i calcoli di verifica statica degli elementi strutturali principali. I dettagli costruttivi delle strutture in esame sono riportati negli allegati elaborati grafici.

3.1. Normativa di riferimento

L. 05/11/1971 n. 1086 - Norme per la disciplina delle opere di conglomerato

cementizio armato, normale e precompresso ed a struttura metallica L. 02/02/74 n. 64 - Provvedimenti per le costruzioni con particolari prescrizioni per le

zone sismiche D.M. 14/01/2008 – Norme tecniche per le costruzioni Circolare 02/02/2009 - Istruzioni per l’applicazione delle “Nuove norme tecniche per

le costruzioni” di cui al D.M. 14 gennaio 2008 D.M 16/02/2007 - Classificazione di resistenza al fuoco di prodotti ed elementi

costruttivi di opere da costruzione. UNI 9502:2001 - Procedimento analitico per valutare la resistenza al fuoco degli

elementi costruttivi di conglomerato cementizio armato, normale e precompresso




3.2. Analisi dei carichi

Solaio a pannelli alveolari precompressi (piano terra)

H = 16+4 = 20 cm i = 120 cm p.p. G1,k = 4.20 kN/m2 permanente portato (finiture) G2,k = 2.00 kN/m2

tot. carico permanente Gk = 6.20 kN/m2 tot. carico variabile (Cat E - Magazzini) Qk = 6.00 kN/m2

totale qk = 12.20 kN/m2

Soletta piena sp 15cm (piano di copertura)

p.p. soletta (c.a. - sp. 15 cm) G1,k = 3.75 kN/m2 permanente portato (finiture) G2,k = 1.25 kN/m2

tot. carico permanente Gk = 5.00 kN/m2 tot. carico variabile (neve) Qk = 0.80 kN/m2

totale qk = 5.80 kN/m2

Pensilina metallica (piano di copertura)

peso proprio elementi strutturali calcolati in modo automatico dal programma permanente portato (finiture) G2,k = 0.15 kN/m2 permanente portato (accessori, impiantistica) G2,k = 0.05 kN/m2

tot. carico permanente Gk = 0.20 kN/m2 tot. carico variabile (neve) Qk = 0.80 kN/m2

Carico variabile - Neve 0 < < 30° as 10 m < 200 m qsk = 1.00 kN/m2 ( zona II - D.M. 14.01.2008) = 0.8 cE = 1.0 ct = 1.0 carico neve qsk = 0.8x1.00x1.0x1.0 qsk = 0.80 kN/m2

Carico variabile - Vento Friuli Venezia Giulia – prov. Gorizia Zona 1 – classe B – categoria III Vb,0 = 25 m/s2 = 90 km/h (zona 1 - D.M. 14.01.2008) qb= 0.39 kN/m2 ce,max = 1.80 cd = 1 cpe = +0.8 sopravento cpe = -0.4 sottovento cpi = 0 pressione del vento vento facciata sopravento qs = 0.80x1.80x0.39 (= 0.562) = 0.60 kN/m2 vento facciata sottovento qs = 0.40x1.80x0.39 (= 0.281) = 0.30 kN/m2




Sisma – analisi dinamica modale (D.M. 14.01.2008)

Pericolosità sismica di sito (Allegato A)

INTESTAZIONE E DATI CARATTERISTICI DELLA STRUTTURA Tipo di analisi Statica e Dinamica Tipo di soluzione Lineare Unita' di misura delle forze daN Unita' di misura delle lunghezze cm NORMATIVA – STATO LIMITE ULTIMO - SLV Vita nominale costruzione 50 anni Classe d'uso costruzione III Vita di riferimento 75 anni Spettro di risposta Stato limite ultimo SLV Probabilita' di superamento periodo di riferimento 10

Tempo di ritorno del sisma 712 anni Localita' Ronchi dei Legionari (GO) coordinate Lat. 45.826654 Lon. 13.503291 ag/g 0.164 F0 2.514 Tc 0.340 Categoria del suolo B Fattore topografico 1 Coefficiente di smorzamento 5% Eccentricita' accidentale 5%




Numero di frequenze 100 Fattore q di struttura per sisma orizzontale qo = 1 (elastico) Duttilita' Bassa Duttilita' PARAMETRI SISMICI Angolo del sisma nel piano orizzontale 0 Sisma verticale Presente Combinazione dei modi CQC Combinazione componenti azioni sismiche Eurocodice 8 NORMATIVA - STATO LIMITE DI DANNO SLD Vita nominale costruzione 50 anni Classe d'uso costruzione III Vita di riferimento 75 anni Spettro di risposta Stato limite di danno SLD Probabilita' di superamento periodo di riferimento 63

Tempo di ritorno del sisma 75 anni Localita' Ronchi dei Legionari (GO) coordinate Lat. 45.826654 Lon. 13.503291 ag/g 0.065 F0 2.493 Tc 0.275 Categoria del suolo B Fattore topografico 1 NORMATIVA - STATO LIMITE DI DANNO SLO Vita nominale costruzione 50 anni Classe d'uso costruzione III Vita di riferimento 75 anni Spettro di risposta Stato limite di operatività SLO Probabilita' di superamento periodo di riferimento 81

Tempo di ritorno del sisma 75 anni Localita' Ronchi dei Legionari (GO) coordinate Lat. 45.826654 Lon. 13.503291 ag/g 0.051 F0 2.492 Tc 0.250 Categoria del suolo B Fattore topografico 1




3.3. Calcolo sollecitazioni e verifiche elementi strutturali

Schema strutturale: Il corpo strutturale in oggetto, separato dall’edificio esistente mediante giunto sismico

di dimensioni adeguate (almeno 1 cm/m di altezza), è realizzato con strutture resistenti alle azioni sismiche di tipo intelaiato monopiano, composta da soletta monolitiche di copertura e pilastri in c.a.

Ipotesi e criteri di calcolo: L’analisi sismica ed i calcoli di verifica statica degli elementi strutturali viene eseguita

nell'ipotesi di comportamento elastico lineare dei materiali adottando per le verifiche il metodo semiprobabilistico agli stati limite;

le azioni orizzontali da sisma, valutate attraverso l’analisi dinamica modale, si ritengono distribuite dagli orizzontamenti di piano (impalcati rigidi) agli elementi resistenti verticali costituiti da pilastri in c.a.;

le strutture sono verificate all’azione dei carichi permanenti ed variabili verticali ed

alle azioni sismiche, combinati in diverse combinazioni di carico agli SLU ed agli SLE: o Verifica allo Stato Limite Ultimo (SLU)

a) SLU comb. non sismica Fd = Gi Gik + Q Q1k + (Q 0i Qik) b) SLV (S.L. di Salvaguardia della Vita - comb. Sismica)

Fd = ESLV + Gik + (2i Qik) o Verifica allo Stato Limite di Esercizio (SLE)

a) SLE comb. Rara (non sismica) Fd = Gik + Q1k + (0i Qik) b) SLE comb. Frequente (non sismica) Fd = Gik + 11 Q1k + (2i Qik) c) SLE comb. Quasi Perm. (non sismica) Fd = Gik + (2i Qik) d) SLD (S.L. di Danno - comb. sismica ) Fd = ESLD + Gik + 2i Qik) e) SLO (S.L. di Operatività - comb. sismica ) Fd = ESLO + Gik + 2i Qik)

strutture progettate in Classe di Duttilità Bassa – CD “B” secondo le indicazioni valide per le costruzioni in Zona Sismica del D.M. 14.01.2008 - Cap 7.




Ipotesi e criteri di calcolo per il calcolo delle fondazioni: coefficienti di sicurezza per la verifica dell’opera agli SLU

Coefficienti di sicurezza per la verifica delle fondazioni agli SLU

APPROCCIO 2 (A1 + M1 + R3)

Coefficienti di sicurezza sulla resistenza del terreno




3.3.1. Analisi sismica

Per il calcolo è stato utilizzato il programma di calcolo strutturale ad elementi finiti “MASTERSAP 2009” prodotto da AMV S.r.l. Software Company – Ronchi dei legionari (GO). I risultati delle analisi, eseguite su schema statico spaziale con travi di fondazioni posate su suolo alla Winkler, sono riportate negli allegati tabulati di calcolo – ALLEGATO A. Alla fine dell’allegato sono riportati anche alcuni risultati di un modello numerico analogo con suole di fondazioni e muretti in elevazioni, modellati con elementi shell: le sollecitazioni risultano inferiori.

3.3.2. Verifiche elementi strutturali

Di seguito si riportano le verifiche statiche degli elementi strutturali principali in relazione ai valori delle sollecitazioni massime, calcolate in modo diretto e/o desunte dall’analisi strutturale di cui al p.to 3.3.1.

3.3.2.1. Solaio a pannelli alveolari precompressi – piano terra

solaio a pannelli alveolari tipo autoportanti NEW-CEM® H = 16+4 = 20 cm i = 120 cm altezza pannello h=16 cm spessore soletta 4 cm caratteristiche sollecitanti e verifiche (striscia di solaio 1.00 m) agli S.L.U. L = 5.00 m qd = 1.3x4.20 + 1.5x2.00 + 1.5x6.00 = 17.46 kN/m M+

Ed = 17.46x5.002/8 = 54.56 kNm tipo T2 7 fori (abaco produttore Giuliane Solai) VEd = 17.46x5.00/2 = 43.65 kN Tipo A M+

Rd > 54.56 kNm VRd > 43.56 kNm caratteristiche sollecitanti e verifiche (striscia di solaio 1.00 m) agli S.L.U. L = 4.00 m qd = 17.46 kN/m M+

Ed = 17.46x4.002/8 = 34.92 kNm tipo T1 7 fori (abaco produttore Giuliane Solai) VEd = 17.46x4.00/2 = 34.92 kN Tipo B M+

Rd > 34.92 kNm VRd > 34.92 kNm caratteristiche sollecitanti e verifiche (striscia di solaio 1.00 m) agli S.L.U. L = 3.00 m qd = 17.46 kN/m M+

Ed = 17.46x3.002/8 = 19.64 kNm tipo T1 7 fori (abaco produttore Giuliane Solai) VEd = 17.46x3.00/2 = 26.19 kN Tipo C M+

Rd > 19.64 kNm VRd > 26.19kNm




3.3.2.2. Soletta piena sp 15 cm – piano copertura

La verifica dell’elemento strutturale (armature e calcestruzzo) è stata eseguita confrontando puntualmente i valori delle sollecitazioni dedotti dall’analisi strutturale (in allegato) con i valori resistenti di seguito riportati. Si riporta inoltre per ciascun piano le verifiche dettagliate della massima sollecitazione, trascurando eventualmente valori di picco numerici e non reali dovuti alle semplificazione nella modellazione della struttura spaziale. H = 15 cm d = 11 cm d‘ = 4 cm (Resistenza al fuoco REI 90 – metodo tabellare D.M. 16.02.2007 – Art. D.5.1) arm. maglia 10/20x20 As = 3.93 cm2 Mres = 19.50 kNm arm. maglia 10/20x20 + agg 12/20 As = 9.57 cm2 Mres = 36.50 kNm arm. maglia 10/20x20 + agg 314 As = 8.54 cm2 Mres = 33.43 kNm arm. maglia 10/20x20 + agg 414 As = 10.08 cm2 Mres = 38.01 kNm Verifica momento positivo massimo Verifica agli Stati Limite Ultimi M+

Ed = 11.79 kNm (ALLEGATO A) B = 100 cm H = 15 cm d = 11 cm d’ = 4 cm As = 3.93 cm2 (110/20) A’s = 3.93 cm2 (110/20) = 0.36% MRd = 19.50 kNm > MEd

Verifica agli Stati Limite d’Esercizio (Tensioni di Esercizio – comb rara) M+

Ed = 8.15 kNm (ALLEGATO A) B = 100 cm H = 15 cm d = 11 cm d’ = 4 cm As = 3.93 cm2 A’

s = 3.93 cm2 cd = 5.5 MPa < 0.60 fck = 15.00 MPa sd = 202.5 MPa < 0.80 fyk = 360 MPa Verifica momento negativo massimo Verifica agli Stati Limite Ultimi M-

Ed = 31.24 kNm (ALLEGATO A) B = 100 cm H = 15 cm d = 11 cm d’ = 4 cm As = 10.08 cm2 (10/20 + 414) A’s = 3.93 cm2 (10/20) = 0.92% (rottura lato acciaio – acciaio snervato) MRd = 38.01 kNm > MEd




Verifica agli Stati Limite d’Esercizio (Tensioni di Esercizio – comb rara) M-

Ed = 28.86 kNm (ALLEGATO A) B = 100 cm H = 15 cm d = 11 cm d’ = 4 cm As = 10.08 cm2 A’

s = 3.93 cm2 cd = 13.5 MPa < 0.60 fck = 15.00 MPa sd = 302.4 MPa < 0.80 fyk = 360 MPa Di seguito si riporta la verifica a punzonamento rispetto alla situazione di bordo e quella centrale. Pilastro di bordo

CALCOLO DI βValori approssimati: 1

Dimensioni pilastro a = 25 cm pilastri interni 1.15b = 25 cm pilastri di bordo 1.4

Inclinazione superficie di rottura per punzonamento α = 45 ° ≥ 34° pilastri in prossimità di uno spigolo 1.5cot(α) = 1.0 Calcolo valore di β con procedura esatta:

Forza di taglio sollecitante VSd = 58.28 [kN] Momento flettenti alla base pilastroLunghezza del perimetro critico di punzonamento u = 169 [cm] Mz 2.8 kNmCoefficiente di eccentricità di carico b b = 1.5 My 24 kNm

0 Dimensioni massime perimetro criticoValore del taglio per unità di lunghezza vsd = 0.52 [kN/cm] bz 47.00 cm

by 47.00 cmEccentricità carico

Classe del calcestruzzo Classe = (25)/30 4 ez 4.80 cmey 41.18 cm

Tensione tangenziale in funzione della classe c.l.s tRd = 0.25·fctk / γc = 0.030 [kN/cm2] β 2.59

Larghezza della sezione di verifica = 100 [cm]Altezza utile della sezione in calcestruzzo d = 11 [cm]

k=(1,6 - d ) = 1.49 1.49Area dell'armatura tesa disposta in direzione x As,x = 8.54 [cm2]Area dell'armatura tesa disposta in direzione y As,y = 8.54 [cm2]Rapporto geometrico d'armatura in direzione x r1x=As,x/bd = 0.0078Rapporto geometrico d'armatura in direzione y r1y =As,y/bd = 0.0078

Rapporto ideale r1=(r1x r1y)0,5 = 0.0078 verificato

Resistenza a punzonamento per unità di lunghezzaVRd1=tRd k(1,2+40r1)d = 0.74 [kN/cm] Verificato

Resistenza a punzonamento per unità di lunghezzaVRd2=1,6VRd1 = 1.19 [kN/cm] Verificato

Armatura massima a punzonamento Asw = 2.72 [cm2]

Armatura adottata per il punzonamento A'sw = 0.00 [cm2] ≤ AswAngolo di inclinazione dell'armatura 45 ° 0.79Valore di calcolo dell'armatura 39.13 [kN/cm2]

Resistenza a punzonamento con armatura VRd3=VRd1+(A'sw fy sina)/u = 0.74 [kN/cm] Verificato

VERIFICA DI PUNZONAMENTO NTC08 - 4.1.2.1.3.4 (E.C.2 - 4.3.4)




Pilastro centrale posteriore CALCOLO DI βValori approssimati: 1

Dimensioni pilastro a = 25 cm pilastri interni 1.15b = 25 cm pilastri di bordo 1.4

Inclinazione superficie di rottura per punzonamento α = 45 ° ≥ 34° pilastri in prossimità di uno spigolo 1.5cot(α) = 1.0 Calcolo valore di β con procedura esatta:

Forza di taglio sollecitante VSd = 108.80 [kN] Momento flettenti alla base pilastroLunghezza del perimetro critico di punzonamento u = 169 [cm] Mz 2.8 kNmCoefficiente di eccentricità di carico b b = 1.15 My 24 kNm

0 Dimensioni massime perimetro criticoValore del taglio per unità di lunghezza vsd = 0.74 [kN/cm] bz 47.00 cm

by 47.00 cmEccentricità carico

Classe del calcestruzzo Classe = (25)/30 4 ez 2.57 cmey 22.06 cm

Tensione tangenziale in funzione della classe c.l.s tRd = 0.25·fctk / γc = 0.030 [kN/cm2] β 1.85

Larghezza della sezione di verifica = 100 [cm]Altezza utile della sezione in calcestruzzo d = 11 [cm]

k=(1,6 - d ) = 1.49 1.49Area dell'armatura tesa disposta in direzione x As,x = 10.08 [cm2]Area dell'armatura tesa disposta in direzione y As,y = 10.08 [cm2]Rapporto geometrico d'armatura in direzione x r1x=As,x/bd = 0.0092Rapporto geometrico d'armatura in direzione y r1y =As,y/bd = 0.0092

Rapporto ideale r1=(r1x r1y)0,5 = 0.0092 verificato

Resistenza a punzonamento per unità di lunghezzaVRd1=tRd k(1,2+40r1)d = 0.77 [kN/cm] Verificato

Resistenza a punzonamento per unità di lunghezzaVRd2=1,6VRd1 = 1.23 [kN/cm] Verificato

Armatura massima a punzonamento Asw = 2.82 [cm2]

Armatura adottata per il punzonamento A'sw = 0.00 [cm2] ≤ AswAngolo di inclinazione dell'armatura 45 ° 0.79Valore di calcolo dell'armatura 39.13 [kN/cm2]

Resistenza a punzonamento con armatura VRd3=VRd1+(A'sw fy sina)/u = 0.77 [kN/cm] Verificato

VERIFICA DI PUNZONAMENTO NTC08 - 4.1.2.1.3.4 (E.C.2 - 4.3.4)




3.3.2.3. Pilastri 25x25

I valori delle massime sollecitazioni per i pilastri in c.a. si deducono dall’analisi sismica delle strutture intelaiate (ALLEGATO A) e/o calcolate in modo diretto. Pil. 25x25 armature 8 14 – st 8/15 (7.5) Di seguito si riporta la verifica agli S.L.U. dei pilastri 25x25 soggetti alle massime sollecitazioni: azione assiale, taglio e momento flettente nelle due direzioni, estendendo l’armatura così progettata a tutti gli altri elementi. Verifica massima azione assiale

NEd = 176.80 kN (Allegato A ) MEd = 9.60 kNm (Allegato A ) B = 25 cm H = 25 cm d = 21 cm c = 4 cm As,tot = 12.32 cm2 (814) Verifica di resistenza La verifica viene condotta graficamente con la costruzione del dominio di resistenza della sezione: il punto che rappresenta la sollecitazione di progetto è interno al dominio. (figure allegate) NRd,max = 1190.27 kN > NEd sforzo normale massimo consentito




Verifica momento massimo (asse forte / debole) NEd = 30.15 kN (Allegato A) MEd,f = 36.55 kNm (Allegato A) MEd,d = 6.85 kNm (Allegato A) B = 25 cm H = 25 cm d = 21 cm c = 4 cm As = 4.62 cm2 (314) A’s = 4.62 cm2 (314) NEd = 29.90 kN (Allegato A) MEd,f = 26.10 kNm (Allegato A) MEd,d = 10.40 kNm (Allegato A) B = 25 cm H = 25 cm d = 21 cm c = 4 cm As = 4.62 cm2 (314) A’s = 4.62 cm2 (314) Verifica di resistenza La verifica viene condotta graficamente con la costruzione del dominio di resistenza della sezione: il punto che rappresenta la sollecitazione di progetto è interno al dominio. (figure allegate) Verifica taglio massimo VEd = 35.85 kN (Allegato A) bw = 25 cm d = 21 cm As = 0.50 cm2 ( 1st8/7.5 ) s = 7.5 cm nb = 2 per ctg = 1 VRcd = 167.34 kN >> VEd verifica taglio-compressione VRsd = 99.20 kN >> VEd verifica taglio-trazione




Verifica resistenza al fuoco R90

Nfi,d = 74.98 kN Mfi,d = 1.84 kNm (in condizione di incendio)

Nfi,d = 50.89 kN Mfi,d = 5.22 kNm (in condizione di incendio)

La verifica viene condotta graficamente con la costruzione del dominio di resistenza della

sezione: il punto che rappresenta la sollecitazione di progetto è interno al dominio.

Dominio resistente ridotto (Allegato A)

-40

-30

-20

-10

0

10

20

30

40

-1200-700-200300

M[k

Nm]

N [kN]

Dominio asse forte




3.3.2.4. Pareti in c.a. sp.25

Di seguito si riportano nei tabulati di calcolo le verifiche agli stati limite delle pareti

debolmente armate, eseguite in termini tensionali.

I calcoli sono stati eseguiti considerando le sollecitazioni massime dell’ ALLEGATO A.

Le verifiche delle pareti in oggetto sono state eseguite puntualmente, confrontando i

valori di tensione ottenuti con il modello agli elementi finiti con i valori resistenti calcolati

attraverso la seguente procedura: le verifiche sono state condotte separando la

componente verticale degli sforzi (Syy) da quella orizzontale (Sxx).

Per ciascuna parete, e per entrambe le direzioni principali di sforzo, sono state effettuate

due verifiche:

- in zona d’anima, dove le tensioni di compressione e trazione sono mediamente

basse, nella quale per riprendere le azioni di trazione e compressione si dispone

un’armatura a rete standard (dimensionata in funzione delle minime percentuali

geometriche d’armatura previste dalle NTC 08).

- nelle zone dove si evidenziano dei picchi di tensione di trazione o compressione

(tipicamente nelle estremità della parete o dove si localizzano trazioni e

compressioni dovute allo schema statico della stessa).

Tutte le verifiche vengono effettuate nella stesso modo, separando il caso della trazione

da quello della compressione.

Verifica a TRAZIONE

Nel caso della trazione tutto lo sforzo viene affidato alle barre d’armatura e la verifica

è effettuata puntualmente per interasse:

Verifica a COMPRESSIONE

Nel caso della compressione la verifica viene effettuata considerando due casi:

1) Le zone d’anima con tensioni di compressione basse (la verifica è effettuata

semplicemente controllando che la tensione di compressione sia inferiore della

resistenza del solo calcestruzzo ridotta del 40% perché siamo in zona sismica (0.4

x 0.85 x fcd) (NTC §7.4.4.5.2.1).

2) Nelle zone di estremità, dove troviamo le zone di armatura confinate, che di fatto

possono essere assunte come dei veri e propri pilastri (barre + staffe), nelle quali la

verifica è svolta come per i pilastri semplicemente compressi allo SLU, armati con

le barre effettivamente presenti nelle zona di verifica.




I valori delle sollecitazioni delle pareti in c.a. sono desunte dall’ALLEGATO A, mentre le

verifiche statiche, eseguite secondo la procedura sopra descritta, sono riportate nei

seguenti tabulati di calcolo.

Nel seguente tabulato di calcolo è riportata la verifica dell'elemento maggiormente

sollecitato. Le sollecitazioni sono calcolate in modo diretto e/o desunte dai risultati

dell'analisi riportati in ALLEGATO A (modello a shell).




Progetto: P.FILIPUTPARETE DEBOLMENTE ARMATA: 25 cm

Rck 30 MPa gRd 1.1fcd 14.17 MPa fck 25 MPafyk 450 MPa Ec 31476 MPafyd 391.30 MPa

Spessore parete Tsetto 25 cm 15 cm OKAltezza parete Hsetto 1.13 cmLuce libera di interpiano H°setto 1.13 cm

Altezza zona critica hcr 0.1883 cmLunghezza zona confinata lconf 25 cmBarre acciaio VERTICALI all'ESTREMITA' n°di barre e rispettivo diametro n° barre 8 øbarre 14 mm As 12.32 cm2

Area di calcestruzzo zona confinata 550 cm2

1 % OK≤ 4 % OK

østaffe zona confinata 8 mm 6 mm OKpasso staffe zona confinata 10 cmVerifiche tensioni massime di compressione e trazione zone di estremità – VERTICALITensioni massime compressione SLU/SLV 1.220 MPa ≤ 5.7 MPaForza di compressione per interasse 76.25 kN ≤ 1190.4 OKTensione massime trazione SLU/SLV 0.274 MPaForza di trazione sulle armature per inter. 17.13 kN ≤ 482.09 kN OKBarre acciaio VERTICALI zona ANIMA n°di barre e rispettivo diametro per interassen° barre 2 øbarre 8 mm As 1 cm2

n° barre 0.00 øbarre 12 mm As 0 cm2

diametro massimo barre verticali 25 mm 12 mm OKpasso barre verticali 20 cm%armatura verticale zona d'anima 0.200 % 0.2 % OKVerifiche tensioni massime di compressione e trazione – VERTICALITensioni massime compressione SLU/SLV 0.305 MPa ≤ 5.7 MPa OKForza di compressione per interasse 15.25 kN ≤ 605.80 kN OKTensione massime trazione SLU/SLV 0.068 MPaForza di trazione sulle armature per inter. 3.40 kN ≤ 39.13 kN OKBarre acciaio ORIZZONTALI zona ANIMA n°di barre e rispettivo diametro per interassen° barre 2 øbarre 8 mm As 1 cm2

n° barre 0.00 øbarre 0 mm As 0 cm2

diametro massimo barre orizzontali 25.00 mm 8.00 mm OKpasso barre orizzontali 20 cm%armatura orizzontale zona d'anima 0.20 % 0.20 % OKVerifiche tensioni massime di compressione e trazione – ORIZZONTALITensioni massime compressione SLU/SLV 0.223 MPa ≤ 5.7 MPa OKForza di compressione per interasse 11.15 kN ≤ 605.8 kN OKTensione massime trazione SLU/SLV 0.225 MPaForza di trazione sulle armature per inter. 11.25 kN ≤ 39.13 kN OK

OK

CL. DUTT. BASSA

Caratteristiche dei materiali e geometria della setto

CLS

ACCIAIO

%armatura verticale zona confinata 2.240 %




3.3.2.5. Travi di fondazione

Le travi di fondazione sono calcolate assumendo per il terreno una costante di sottofondo k = 6.0 daN/cm3.

verifica pressione sul terreno (S.L.U. / S.L.V. – APPROCCIO 2) tens. max. terreno (Allegato A) t = 1.147 daN/cm2 = 0.115 MPa << 1.22/2.3 = 0.53 MPa tens. media. terreno (Allegato A) t = 1.11 daN/cm2 = 0.111 MPa << 1.22/2.3 = 0.53 MPa verifica pressione sul terreno (S.L.E. - Comb. Rara) tens. max. terreno (Relazione di calcolo - Allegato A) t = 0.803 daN/cm2 = 0.080 MPa << 0.30 MPa tens. media. terreno (Relazione di calcolo - Allegato A) t = 0.75 daN/cm2 = 0.075 MPa << 0.30 MPa

3.3.2.5.1. Travi di fondazione B=80cm

Sollecitazioni flessionali (S.L.U. / S.L.V. analisi elastica) MEd = 133.61 kNm (Allegato A ) VEd = 92.58 kNm (Allegato A ) verifica a flessione MEd = 133.61 kNm B = 25 cm H = 143 cm d = 138 cm d’ = 10 cm As = 9.24 cm2 14) A’

s = 8.04 cm2 16) = 0.28% MRd = 497.9 kNm > MEd verifica a taglio VEd = 92.58 kN bw = 25 cm d = 138 cm As = 0.50 cm2 st) s = 20 cm nb = 2 ctg = 2.0 VRcd = 879.75 kN > VEd verifica taglio-compressione VRsd = 488.91 kN > VEd verifica taglio-trazione




Verifica agli Stati Limite d’Esercizio (Tensioni di Esercizio) B = 25 cm H = 143 cm d = 138 cm d’ = 10 cm As = 9.24 cm2 A’

s = 8.04 cm2 verifica a flessione (Comb. Rara) MEd = 92.58 kNm cd = 1.6 MPa < 0.60 fck = 15.0 MPa sd = 78.49 MPa < 0.80 fyk = 360 MPa

3.3.2.5.2. Travi di fondazione B=55cm

Sollecitazioni flessionali (S.L.U. / S.L.V. analisi elastica) MEd = 115.55 kNm (Allegato A ) VEd = 54.88 kNm (Allegato A ) verifica a flessione MEd = 115.55 kNm B = 25 cm H = 143 cm d = 138 cm d’ = 10 cm As = 6.16 cm2 14) A’

s = 8.04 cm2 16) = 0.18% MRd = 343.7 kNm > MEd verifica a taglio VEd = 54.88 kN bw = 25 cm d = 138 cm As = 0.50 cm2 st) s = 20 cm nb = 2 ctg = 2.0 VRcd = 879.75 kN > VEd verifica taglio-compressione VRsd = 488.91 kN > VEd verifica taglio-trazione Verifica agli Stati Limite d’Esercizio (Tensioni di Esercizio) B = 25 cm H = 143 cm d = 138 cm d’ = 10 cm As = 6.16 cm2 A’

s = 8.04 cm2 verifica a flessione (Comb. Rara) MEd = 80.54 kNm




cd = 1.6 MPa < 0.60 fck = 15.0 MPa sd = 101.3 MPa < 0.80 fyk = 360 MPa

3.3.2.5.3. Plinto 150x150x50

Sollecitazioni massime Caso 1 - Sforzo normale massimo Nmax= 26.46 kN Mx = 1.85 kNm My = 4.23 kNm Tx = 6.71 kN Ty = 3.89 kN Caso 2 - Momento massimo N = 18.81 kN Mx,max = 22.36 kNm My = 8.70 kNm Tx = 7.62 kN Ty = 4.33 kN verifica pressione sul terreno (S.L.U. / S.L.V. – APPROCCIO 2) tens. max. terreno (pressoflessione deviata) caso 1 t = 0.65 daN/cm2 = 0.065 MPa << 1.22/2.3 = 0.53 MPa caso 2 t = 3.50 daN/cm2 = 0.350 MPa < 1.22/2.3 = 0.53 MPa verifica a flessione del capitello (S.L.U. / S.L.V.) MEd = 29.45 kNm B = 50 cm H = 50 cm d = 45 cm d’ = 5 cm As = 4.62 cm2 14) A’s = 4.62 cm2 14) = 0.18% MRd =80.15 kNm > MEd




3.3.2.6. Pensilina metallica

3.3.2.6.1. Travi reticolare – corrente sup. / inf.

caratteristiche geometriche profilo 60x60 mm – sp. 4 mm A = 8.55 cm2 J = 43.52 cm4 i = 2.26 cm Lo = 1.10 cm = 110/2.26 = 48.70 Ncr, eu = 744.70 kN = 0.75 = 0.81 Sollecitazioni max N-

Ed,max = -125.20 kN (Allegato A) N+

Ed,max = +118.88 kN (Allegato A) verifica di resistenza N-

Rd = 0.81x855x275/1.05 = -181.38 kN > N-Ed

N-Ed / N-

Rd = 125.20/181.38 = 0.69 < 1 N+

Rd = 855x275/1.05 = 223.93 kN > N+Ed

N+Ed / N+

Rd = 118.88/223.93 = 0.53 < 1

3.3.2.6.2. Travi reticolare – diagonali

caratteristiche geometriche profilo 60x60 mm – sp. 4 mm A = 8.55 cm2 J = 43.52 cm4 i = 2.26 cm Lo = 1.35 cm = 135/2.26 = 59.73 Ncr, eu = 494.42 kN = 0.85 = 0.74




Sollecitazioni max N-

Ed,max = -73.87 kN (Allegato A) verifica di resistenza N-

Rd = 0.74x855x275/1.05 = -165.70 kN > N-Ed

N-Ed / N-

Rd = 73.87/165.70 = 0.44 < 1

3.3.2.6.3. Verifica collegamento con la soletta in c.a.

sollecitazioni max SLU N+

Ed,max = 31.30 kN (trazione - vento) (Allegato A) N-

Ed,max = 115.00 kN (compressione) (Allegato A) sollecitazioni max SLE N+

max = 18.90 kN (trazione - vento) (Allegato A) piastra base - 150x200x20 mm n° 4 tasselli meccanici tipo HILTI HSA-KA M16 Ares = 1.57 cm2 Nres = 9.50 KN/cad (SLE) > ¼ N max = 18.90/4 = 4.72 kN

3.3.2.6.4. Controventi 16

caratteristiche geometriche - tondino 16 A = 2.01 cm2

A = 1.57 cm2 (filettato) Sollecitazioni max trazione N+

Ed,max = 13.97 kN (Allegato A) verifica di resistenza N+

Rd = 157x275/1.05 = 41.12 kN > N+Ed

N+Ed / N+

Rd = 13.97/41.12 = 0.34 < 1

3.3.2.6.5. Pensilina metallica - Arcarecci

Le verifiche delle arcarecci in struttura metallica sono riportate nell’allegato tabulato di calcolo.




TRAVE n° ARCARECCIO TIPO PIANO n° COPERTURA

fyk 275 MPafsd 262 MPa γM0 1.05

Modulo elastico Es 210000 Mpadensità ρ 78.5 kN/m3

coefficiente sicurezza materiale γM0 1.05

Tipo di pilastro OMEGA 100x60x30x3.5Altezza della trave h 100 mmlunghezza della base b 60 mmlunghezza ali c 30 mm hint 93 mmSpessore lamiera trave t 3.5 mm bint 53 mmArea A 1017 mm2

Momento d'inerzia asse forte Jy 1315300 mm4 Class. Sez.= 1Modulo di resistenza elastico Wy 26310 mm3

c/t = 15.14Luce della trave L 4.00 m e = 0.924Interasse trave i 1.05 mCarichi sulla traveSovraccarico permanente Gk2 0.20 kN/m2

Sovraccarico variabile Qk1 0 kN/m2

Sovraccarico variabile neve Qk2 0.80 kN/m2

Carichi a metro sulla travePeso proprio trave Gk1 0.080 kN/mSovraccarico permanente Gk2 0.21 kN/mSovraccarico variabile Qk1 0 kN/mSovraccarico variabile neve Qk2 0.84 kN/mCombinazione SLU NEVE VAR Gk1 Gk2

Coefficienti di combinazione ψ0 1 1 1 1Coefficienti parziali comb. SLU γ 1.5 1.5 1.3 1.5CARICO TOT COMB SLU 1.68 kN/m VAR 1.26 kN/mCombinazione RARA NEVE VAR Gk1 Gk2 limiti deformabilitàCoefficienti di combinazione ψ0 1 1 1 1 L/δmax 250Coefficienti parziali comb. Rara γ 1 1 1 1 L/δ2 300CARICO TOT COMB RARA 1.13 kN/m VAR 0.84 kN/mVerifica deformabilitàFraccia totale δ1+δ2=δmax 13.63 mm ≤ 16.00 mm OKFreccia accidentale δ2 10.14 mm ≤ 13.33 mm OKVerifica a flessione sempliceMomento sollecitante massimo Msdu 3.36 kNmMomento resistente Mrd 6.89 kNm ≥ 3.36 kNm OKVerifica a taglioTaglio sollecitante massimo Vsdu 3.36 kNArea resistente a taglio Av 317 mm2

Momento resistente Vrd 47.93 kN ≥ 3.36 kN OK

Geometria trave

Progetto: P.FILIPUT TRAVE ACCIAIO NTC2008

Caratteristiche dei materiali

ACCIAIO S275Coefficienti di sicurezza




3.3.2.7. Colonna metallica - HEA240

Nel seguente tabulato di calcolo è riportata la verifica dell'elemento maggiormente sollecitato. Le sollecitazioni sono calcolate in modo diretto e/o desunte dai risultati dell'analisi riportati in ALLEGATO A.

in Yin Z

fyk 275 MPaγM0 1.05

Modulo elastico Es 210000 Mpa γM1 1.05densità ρ 78.5 kN/m3

coefficiente sicurezza materiale γM0 1.05

Tipo di pilastro HEA 240base pilastro b 240 mmAltezza della pilastro h 230 mmSpessore dell'anima tw 7.5 mmSpessore ala tf 12 mmArea A 7684 mm2

Momento d'inerzia asse forte Jy 77630000 mm4

Momento d'inerzia asse debole Jz 27690000 mm4

Modulo di resistenza elastico Wy 675100 mm3

Modulo di resistenza elastico Wz 230700 mm3 H0y 9 mLuce della trave Hpil 4.5 m H0z 9 m

Sforzo normale Nsdu 26.46 kNMomenti sollecitanti in y Msduy_inf(max) 22.36 kNm Msduy_sup 26.15 kNmMomenti sollecitanti in z Msduz_inf(max) 8.70 kNm Msduz_sup 11.95 kNmTaglio sollecitante Vsdu 10.78 kN 4.59 kN

Sforzo normale critico euleriano Ncry 1984.37 kN coeff sez b α = 0.34Snellezza adimensionalizzata λy 1.03Curva di instabilità h/b 0.96

Φ 1.17Coefficiente riduttivo della res χy 0.58 kyy = 0.91 kyz = 0.928Sforzo normale resistente inst NbRdy 1161.00 kN kzz = 0.93 kzy = 0.73Momento resistente asse y MRdy 177 kNm ky 1.01

Sforzo normale critico euleriano Ncrz 707.81 kN coeff sez= c α = 0.49Snellezza adimensionalizzata λz 1.73 kz 1.04Curva di instabilità h/b 0.96

Φ 2.37Coefficiente riduttivo della res χz 0.25Sforzo normale resistente inst NbRdz 505.03 kNMomento resistente z Mrdz 60.42 kNmVerifica a compr semplice 0.052 ≤ 1 OKVerifica a presso-flex deviata 0.330 ≤ 1 OKVerifica a taglioArea resistente a taglio Av 1924 mm2 ρ 0.86Taglio resistente Vrd 291 kN ≥ 10.8 kN OK

Veridica a inst fless-tors LT 0.635 ≤ 10.569 ≤ 1

Progetto: P.Filiput PILASTRO ACCIAIO NTC 08PILASTRO MENSOLA

MENSOLACaratteristiche dei materiali

ACCIAIO S275 Coefficienti di sicurezza

OKOK

Geometria trave

Sollecitazioni - SLU -

Verifica a presso flessioneAsse forte

Asse debole




Verifica giunto di base ad incastro Si riporta nel seguente tabulato di calcolo la verifica del giunto di base maggiormente sollecitato. Le sollecitazioni sono desunte dai risultati dell'analisi riportati nell'ALLEGATO A, combinando i valori nelle due direzioni di sollecitazione.




Massimo momento:

fyk 275 MPafyd 261.90 MPa γM0 1.05

Modulo elastico Es 210000 Mpa γM1 1.05Rck 30 MPa gs = 1.15fcd 14.17 MPa gc = 1.5fyk 450 MPa a = 0.85fyd 391.30 MPa

Classe BULLONI 8.8 SOLLECITAZIONI GIUNTO

Tensione di snervamento bulloni fyb 649 Mpa NSd 18.81 kNTensione di rottura bulloni ftb 800 Mpa MSd 23.99 kNm

coefficiente sicurezza bulloni γM2 1.25 VSd 8.76 kNnumero di piani di taglio nt 1Spessore piastra di collegamento t 20 mmnumero di bulloni totali nb 4diametro bulloni øb 20 mmdiametro foro d0 22 mmArea resistente singolo bullone Ab 314 mm2

Larghezza piastra Bp 400 mmlunghezza piastra Hp 400 mmDistanza bulloni dal bordo piastra d' 60 mmDistanza bordo piastra - ala colonna L 85 mm Lsi = 85 mmAltezza della colonna Hcol 230 mmDistanza tra centro piastra - bulloni zb 140 mmeccentricità piastra rispetto alla colonna e1 0 mmeccentricità sollecitante e 1 275.39 mmEccentricità totale etot 1 275.39 mm SEZIONE PARZIALIZZATAVerifica tensioni nel CLS e verifica bullonibraccio della coppia sollecitante z 1 415.39 mmaltezza utile sezione d 340 mmaltezza asse neutro x 115.82 mmTensione massima nel calcestruzzo σc 3.81 MPa ≤ 14.17 Mpa OKTiro nel singolo bullone NbSd 34.76 kN

Taglio sul singolo bullone VbSd 2.19 kN

Resistenza a trazione singolo bullone FbRd 146.73 kN

Resistenza bullone a taglio FvRd 120.58 kNVerifica bulloni 0.25 ≤ 1 OKVerifica piastra di fondazioneRisultante compressioni σz 88.33 kN

Modulo di resistenza piastra Wyp 26666.67 mm3NO

Area resistente a taglio Av 8000 mm2sirr= 10 mm

Taglio resistente piastra VRdp 1209.69 kN hirr= 150 mm

VSdp 88.33 kN n°irr= 2

Momento sollecitante la piastra MSdp 4.16 kNm Wirr= 75000 mm3

Coeff di riduz resist per presenza taglio ρy 0.73Resistenza acciao ridotta fyrid 275 MPaMomento resistente della piastra MRdp 6.98 kNmVerifica piastra di fondazione 0.60 ≤ 1 OKVerifica lunghezza stelo tirafondo senza rosettaresistenza a trazione caratteristica cls fctk0.05 1.80 MPatensione ultima di aderenza fbd 2.69 MPaLunghezza minima di aderenza Lbmin 20.55 cmLunghezza di aderenza con uncino Lbunc 0.55 cm


IRRIGIDITO

Progetto: P.FILIPUT GIUNTO DI BASE NTC2008GIUNTO BULLONATO DI BASE AD INCASTRO


CLS

ACCIAIO da C.A.




Massimo sforzo normale:

fyk 275 MPafyd 261.90 MPa γM0 1.05

Modulo elastico Es 210000 Mpa γM1 1.05Rck 30 MPa gs = 1.15fcd 14.17 MPa gc = 1.5fyk 450 MPa a = 0.85fyd 391.30 MPa

Classe BULLONI 8.8 SOLLECITAZIONI GIUNTO

Tensione di snervamento bulloni fyb 649 Mpa NSd 26.46 kNTensione di rottura bulloni ftb 800 Mpa MSd 4.62 kNm

coefficiente sicurezza bulloni γM2 1.25 VSd 7.76 kNnumero di piani di taglio nt 1Spessore piastra di collegamento t 20 mmnumero di bulloni totali nb 4diametro bulloni øb 20 mmdiametro foro d0 22 mmArea resistente singolo bullone Ab 314 mm2

Larghezza piastra Bp 400 mmlunghezza piastra Hp 400 mmDistanza bulloni dal bordo piastra d' 60 mmDistanza bordo piastra - ala colonna L 85 mm Lsi = 85 mmAltezza della colonna Hcol 230 mmDistanza tra centro piastra - bulloni zb 140 mmeccentricità piastra rispetto alla colonna e1 0 mmeccentricità sollecitante e 174.60 mmEccentricità totale etot 174.60 mm SEZIONE PARZIALIZZATAVerifica tensioni nel CLS e verifica bullonibraccio della coppia sollecitante z 314.60 mmaltezza utile sezione d 340 mmaltezza asse neutro x 209.15 mmTensione massima nel calcestruzzo σc 0.74 MPa ≤ 14.17 Mpa OKTiro nel singolo bullone NbSd 2.17 kN

Taglio sul singolo bullone VbSd 1.94 kN

Resistenza a trazione singolo bullone FbRd 146.73 kN

Resistenza bullone a taglio FvRd 120.58 kNVerifica bulloni 0.03 ≤ 1 OKVerifica piastra di fondazioneRisultante compressioni σz 30.80 kN

Modulo di resistenza piastra Wyp 26666.67 mm3NO

Area resistente a taglio Av 8000 mm2sirr= 10 mm

Taglio resistente piastra VRdp 1209.69 kN hirr= 150 mm

VSdp 30.80 kN n°irr= 2

Momento sollecitante la piastra MSdp 0.92 kNm Wirr= 75000 mm3

Coeff di riduz resist per presenza taglio ρy 0.90Resistenza acciao ridotta fyrid 275 MPaMomento resistente della piastra MRdp 6.98 kNmVerifica piastra di fondazione 0.13 ≤ 1 OKVerifica lunghezza stelo tirafondo senza rosettaresistenza a trazione caratteristica cls fctk0.05 1.80 MPatensione ultima di aderenza fbd 2.69 MPaLunghezza minima di aderenza Lbmin 1.28 cmLunghezza di aderenza con uncino Lbunc -18.72 cm


CLS

ACCIAIO da C.A.

IRRIGIDITO

Progetto: P.FILIPUT GIUNTO DI BASE NTC2008GIUNTO BULLONATO DI BASE AD INCASTRO





3.3.2.8. Scatolare 460x100x8

caratteristiche geometriche profilo 460x100 mm – sp. 8 mm A = 72.64 cm2 Jz = 1640.33 cm4 Wz= 328.07 cm3 Jy = 19843.47 cm4 Wy= 862.76 cm3 Sollecitazioni max MEdz,max = 33.46 kN (Allegato A) MEdy,max = 3.48 kN (Allegato A) verifica di resistenza MRdz = 328.07x275/1.05 = 85.92 kN > MEdz,max MRdy = 862.76x275/1.05 = 225.96 kN > MEdz,max MEdz,max / MRdz + MEdy,max / MRdy = 33.46/85.92+3.48/225.96 = 0.40 < 1





4. Piano di manutenzione della parte strutturale dell’opera

La presente relazione viene redatta ai sensi e per gli effetti dell'art. 10.1 del D.M. 14.01.2008. Il Piano di Manutenzione è da considerarsi come elemento complementare al progetto strutturale che ne prevede, pianifica e programma l’attività di manutenzione dell’intervento al fine di mantenerne nel tempo la funzionalità, le caratteristiche di qualità, l’efficienza ed il valore economico. Tale piano di manutenzione delle strutture, coordinato con quello generale della costruzione, costituisce parte essenziale della progettazione strutturale. Al termine dei lavori e del relativo certificato di collaudo o di regolare esecuzione, le opere verranno consegnate al Committente. Sono pertanto a carico del Committente le attività di ispezione, gestione e manutenzione delle opere realizzate, rimanendo altresì a carico dell’appaltatore la garanzia per le difformità e i vizi dell’opera.

4.1. DESCRIZIONE INTERVENTO STRUTTURALE

Il presente Piano di Manutenzione della parte strutturale dell’opera è relativo all’ampliamento dell’esistente palazzetto Armando Filiput sito a Ronchi dei Legionari, con la creazioni di nuovi spogliatoi e magazzini. Dal punto di vista strutturale l’intervento consiste nella realizzazione di un nuovo corpo di fabbrica monopiano, strutturalmente distinto ed indipendente dall’organismo strutturale esistente, divisi dallo spiccato di fondazione da giunto sismico di adeguate dimensioni (1cm/m di altezza) come da normativa vigente, il tutto in modo da rendere i corpi contigui strutturalmente indipendenti e caratterizzati ognuno da un proprio organismo resistente. L’edificio monopiano è costituito da un piano terra con un’intercapedine sanitaria realizzata attraverso un solaio a pannelli alveolari precompressi, una copertura piana realizzata in soletta monolitica in c.a. e sostenuta dai pilastri in c.a. di dimensione 25x25. In copertura viene realizzata una pensilina metallica a coprire gli spazi antistanti gli spogliatoi e creare un collegamento coperto con il “Palaroller”, realizzata in travi reticolari costitute da profili scatolari in acciaio saldati tra loro e arcarecci metallici in profili piegati a freddo. Le fondazioni sono superficiali di tipo a trave rovescia posate su strato ghiaioso portante raggiunto asportando lo strato superficiale argilloso. Al fine di garantire una completa funzionalità dei nuovi spazi in relazione all’edificio esistente, verranno realizzate alcune aperture sulla parete esistente in c.a. parallela al “filo A”: tale intervento locale non altera e non modifica in alcun modo l’organismo




strutturale, né il comportamento statico e sismico globale del fabbricato esistente in quanto la parete in oggetto rappresenta un semplice tamponamento (h=1.50m) e non ha funzioni portanti. Le strutture in progetto consistono in particolare:

- fondazioni di tipo superficiale a trave rovescia in c.a. - solaio di piano terra a pannelli alveolari precompressi - muratura di tamponamento in blocchi laterizi - pilastri in c.a. - solaio di copertura in soletta monolitica in c.a. - pensilina in struttura metallica saldata.

4.2. OPERE DI FONDAZIONE

Elementi del sistema edilizio atti a trasmettere al terreno le azioni esterne e il peso proprio della struttura LIVELLO MINIMO DELLE PRESTAZIONI • Resistenza ai carichi e alle sollecitazioni previste in fase di progettazione. MODALITA’ DI CONTROLLO • Controllo visivo atto a riscontrare possibili anomali che precedano fenomeni di cedimenti strutturali. PERIODICITA’ • Annuale. PROBLEMI RISCONTRABILI • Formazione di fessurazioni o crepe. • Corrosione delle armature. • Disgregazione del copriferro con evidenza barre di armatura POSSIBILI CAUSE • Alternanza di penetrazione e di ritiro dell’acqua. TIPO DI INTERVENTO (in ogni caso consultare preventivamente un tecnico strutturale). • Riparazioni localizzate delle parti strutturali. • Ripristino di parti strutturali in calcestruzzo armato. • Protezione dei calcestruzzi da azioni disgreganti. • Protezione delle armature da azioni disgreganti. STRUMENTI ATTI A MIGLIORARE LA CONSERVAZIONE DELL’OPERA • Vernici, malte e trattamenti speciali. • Prodotti contenenti resine idrofuganti e altri additivi specifici.




4.3. OPERE IN CEMENTO ARMATO

Elementi del sistema edilizio aventi il compito di resistere alle azioni verticali ed orizzontali agenti sulla parte di struttura fuori terra e di trasmetterle alle opere di fondazione. LIVELLO MINIMO DELLE PRESTAZIONI • Resistenza ai carichi e alle sollecitazioni previste in fase di progettazione. • Adeguata resistenza meccanica a compressione. • Buona resistenza termica ed un’elevata permeabilità al passaggio del vapor acqueo. • Adeguata resistenza al fuoco. CARATTERISTICHE MINIME DEI MATERIALI • Elementi di fondazione - murature esterne

classe di resistenza C 25/30 (Rck 30) classe di consistenza S3 (semifluida) - S4 (fluida) classe di esposizione XC2 copriferro 40 – 25 mm (minimo)

• Strutture in elevazione interne classe di resistenza C 25/30 (Rck 30) classe di consistenza S4 (fluida) classe di esposizione XC1 copriferro 25 mm (minimo)

Acciaio per c.a. (barre e reti elettr. tipo HD) B450C control. in cantiere e stabilimento

MODALITA’ DI CONTROLLO • Controllo visivo atto a riscontrare possibili anomali che precedano fenomeni di cedimenti strutturali. PERIODICITA’ • Annuale. PROBLEMI RISCONTRABILI • Insorgere di efflorescenze o comparsa di muffe. • Formazione di fessurazioni o crepe. • Corrosione delle armature. • Disgregazione o deterioramento del cemento con conseguente perdita degli aggregati. • Movimenti relativi fra i giunti. • Formazioni di bolle d’aria.




POSSIBILI CAUSE • Alternanza di penetrazione e di ritiro dell’acqua. TIPO DI INTERVENTO (in ogni caso consultare preventivamente un tecnico strutturale). • Riparazioni localizzate delle parti strutturali. • Ripristino di parti strutturali in calcestruzzo armato. • Protezione dei calcestruzzi e delle armature da azioni disgreganti. STRUMENTI ATTI A MIGLIORARE LA CONSERVAZIONE DELL’OPERA • Vernici, malte e trattamenti speciali. • Prodotti contenenti resine idrofuganti e altri additivi specifici.

4.4. OPERE IN ACCIAIO

Elementi del sistema edilizio orizzontali e verticali, aventi il compito di resistere alle azioni di progetto e di trasmetterle alle fondazioni ed alle altre parti strutturali ad essi collegate. LIVELLO MINIMO DELLE PRESTAZIONI • Elevata resistenza meccanica. • Adeguata resistenza al fuoco. MODALITA’ DI CONTROLLO • Controllo visivo atto a riscontrare possibili anomali che precedano fenomeni di cedimenti strutturali. PERIODICITA’ • Annuale. PROBLEMI RISCONTRABILI • Possibili distacchi fra i vari componenti. • Perdita della capacità portante. • Rottura dei punti di saldatura. • Cedimento delle giunzioni bullonate. • Fenomeni di corrosione. • Perdita della protezione ignifuga. POSSIBILI CAUSE • Anomali incrementi dei carichi da sopportare. • Fenomeni atmosferici. • Incendi. TIPO DI INTERVENTO (in ogni caso consultare preventivamente un tecnico strutturale). • Riparazioni localizzate delle parti strutturali. • Verifica del serraggio fra gli elementi giuntati. • Ripristino della protezione ignifuga.




• Verniciatura. EVENTUALI ACCORGIMENTI ATTI A MIGLIORARE LA CONSERVAZIONE DELL’OPERA • Vernici ignifughe. • Altri additivi specifici.

4.5. OPERE IN LEGNO

Elementi del sistema edilizio aventi il compito di resistere alle azioni di progetto e di trasmetterle alle fondazioni ed alle altre parti strutturali ad essi collegate. LIVELLO MINIMO DELLE PRESTAZIONI • adeguata resistenza meccanica. MODALITA’ DI CONTROLLO • Controllo visivo atto a riscontrare possibili anomali che precedano fenomeni di cedimenti strutturali. PERIODICITA’ • Annuale. PROBLEMI RISCONTRABILI • Fenomeni di deterioramento e degrado dei materiali. • Dissesto delle strutture dovuti a cedimenti differenziali. • Fessure sulle travi. • Eventuali infiltrazioni, specialmente dalla copertura. POSSIBILI CAUSE • Distacco fra i vari componenti. • Anomali incrementi dei carichi da sopportare. • Fenomeni atmosferici. • Incendi. TIPO DI INTERVENTO (in ogni caso consultare preventivamente un tecnico strutturale). • Riparazioni localizzate delle parti strutturali. • Verifica del serraggio fra gli elementi giuntati. • Ripristino o sostituzione delle parti deteriorate. ACCORGIMENTI ATTI A MIGLIORARE LA CONSERVAZIONE DELL’OPERA • Vernici ignifughe. • Altri additivi specifici. Il progettista delle strutture




5. Validazione dei risultati dei calcoli e delle verifiche

La presente relazione viene redatta ai sensi e per gli effetti dell'art. 10.2 del D.M. 14.01.2008. Ai fini della stesura della presente relazione buona parte delle verifiche e del calcolo delle sollecitazioni dei singoli elementi sono state eseguite “a mano” confrontando i risultati con quelli ottenuti dai codici di calcolo di seguito elencati, inoltre sono stati utilizzati fogli excel realizzati ad hoc dallo scrivente. Analisi statica e sismica dell’edificio: software: MASTERSAP 2009 NTC - SP2.1 Rel 21.30 produttore: AMV s.r.l. via San Lorenzo 106 – 34077 Ronchi dei Legionari (GO) Verifiche agli stati limite delle sezioni in c.a.: software: Verifica C.A. S.L.U. - ver 7.5 -16.06.2009 produttore: ing. Piero Gelfi – Univ. Brescia




AFFIDABILITÀ DEI CODICI UTILIZZATI (AI SENSI DEL CAP 10 DEL D.M. 14.01.2008)

software: MASTERSAP 2009 NTC - SP2.1 Rel 21.30 produttore: AMV s.r.l. via San Lorenzo 106 – 34077 Ronchi dei Legionari (GO) È stata preliminarmente esaminata la documentazione a corredo del software utilizzato. Essa contiene la descrizione delle basi teoriche e degli algoritmi impiegati, individua i campi di impiego e presenta esempi di calcolo interamente risolti.




VALUTAZIONE DEI RISULTATI E GIUDIZIO MOTIVATO SULLA LORO ACCETTABILITÀ

Il programma di calcolo utilizzato MasterSap è idoneo a riprodurre nel modello matematico il comportamento della struttura e gli elementi finiti disponibili e utilizzati sono rappresentativi della realtà costruttiva. Le funzioni di controllo disponibili, innanzitutto quelle grafiche, consentono di verificare la riproduzione della realtà costruttiva ed accertare la corrispondenza del modello con la geometria strutturale e con le condizioni di carico ipotizzate. Si evidenzia che il modello viene generato direttamente dal disegno architettonico riproducendone così fedelmente le proporzioni geometriche. In ogni caso sono stati effettuati alcuni controlli dimensionali con gli strumenti software a disposizione dell’utente. Tutte le proprietà di rilevanza strutturale (materiali, sezioni, carichi, sconnessioni, etc.) sono state controllate attraverso le funzioni di indagine specificatamente previste. Sono state sfruttate le funzioni di autodiagnostica presenti nel software che hanno accertato che non sussistono difetti formali di impostazione. E’ stato accertato che le risultanti delle azioni verticali sono in equilibrio con i carichi applicati. Sono state controllate le azioni taglianti di piano ed accertata la loro congruenza con quella ricavabile da semplici ed agevoli elaborazioni. Le sollecitazioni prodotte da alcune combinazioni di carico di prova hanno prodotto valori prossimi a quelli ricavabili adottando consolidate formulazioni ricavate della Scienza delle Costruzioni. Anche le deformazioni risultano prossime ai valori attesi. Il dimensionamento e le verifiche di sicurezza hanno determinato risultati che sono in linea con casi di comprovata validità, confortati anche dalla propria esperienza. Il progettista delle strutture




ALLEGATO A

ANALISI SISMICA SPAZIALE




STAMPA DEI DATI DI PROGETTO INTESTAZIONE E DATI CARATTERISTICI DELLA STRUTTURA Nome dell'archivio di lavoro Filiput Intestazione del lavoro Spogliatoi Filiput Tipo di struttura Nello Spazio Tipo di analisi Statica e Dinamica Tipo di soluzione Lineare Unita' di misura delle forze daN Unita' di misura delle lunghezze cm Normativa NTC/2008 NORMATIVA - STATO LIMITE ULTIMO - SLV Vita nominale costruzione 50 anni Classe d'uso costruzione III Vita di riferimento 75 anni Spettro di risposta Stato limite ultimo slv Probabilita' di superamento periodo di riferimento 10 Tempo di ritorno del sisma 712 anni Localita' Ronchi dei Legionari (GO) ag/g 0.164 F0 2.514 Tc 0.340 Categoria del suolo B Fattore topografico 1.0 Coefficiente di smorzamento 5% Eccentricita' accidentale 5% Numero di frequenze 100 Fattore q di struttura per sisma orizzontale qor = 1.0 (elastico) Duttilita' Bassa Duttilita' NORMATIVA - STATO LIMITE DI DANNO - SLD Vita nominale costruzione 50 anni Classe d'uso costruzione III Vita di riferimento 75 anni Spettro di risposta Stato limite di danno Probabilita' di superamento periodo di riferimento 63 Tempo di ritorno del sisma 45 anni Localita' Ronchi dei Legionari (GO) ag/g 0.065 F0 2.493 Tc 0.275 Categoria del suolo B Fattore topografico 1.0 Coefficiente di smorzamento 5% Eccentricita' accidentale 5% Numero di frequenze 100




NORMATIVA - STATO LIMITE DI DANNO - SLO Vita nominale costruzione 50 anni Classe d'uso costruzione III Vita di riferimento 75 anni Spettro di risposta Stato limite di operatività Probabilita' di superamento periodo di riferimento 81 Tempo di ritorno del sisma 45 anni Localita' Ronchi dei Legionari (GO) ag/g 0.051 F0 2.492 Tc 0.250 Categoria del suolo B Fattore topografico 1.0 Coefficiente di smorzamento 5% Eccentricita' accidentale 5% Numero di frequenze 100 PARAMETRI SISMICI Angolo del sisma nel piano orizzontale 0 Sisma verticale Presente Fattore di struttura qv per sisma verticale 1.0 Combinazione dei modi CQC Combinazione componenti azioni sismiche Eurocodice 8 0.3 0.3 RIEPILOGO DELLE SEZIONI UTILIZZATE NEL MODELLO STRUTTURALE SEZIONI RETTANGOLARI

Codice Base H 6 25.000 25.000 9 40.000 30.000 10 150.000 150.000 11 50.000 50.000

SEZIONE RETTANGOLARE CAVA

Codice B H s t 1 6.000 6.000 0.400 0.400 12 46.000 10.000 0.500 0.500

SEZIONE CIRCOLARE PIENA

Codice Diametro 3 1.600

SEZIONE A T

Codice B H h b 7 80.000 140.000 30.000 25.000

SEZIONE PROFILO SEMPLICE

Codice Codice sezione Asse Y capovolto 5 HEA 240 No




Codice Codice famiglia Codice profilo Asse Y capovolto 2 OMEGA 100x 60x30x 3.5 No

SEZIONE A L

Codice Altezza Base Sp. anima Sp. Ala Posizione 8 140.000 55.000 25.000 30.000 1

CARICHI PER ELEMENTI TRAVE, TRAVE DI FONDAZIONE E RETICOLARE Carico distribuito con riferimento globale Z

Descrizione Cod. Cond. carico Tipo Azione/categoria

Val. iniz. Dist. iniz. nodo I

Val. finale

Dist.fin. nodo I

Aliq.inerz.

Aliq.inerz.

SLD Neve 2 Condizione 2 Variabile: Neve -0.008000 0.000 -0.008000 0.000 0.0000 0.0000 vento 3 Condizione 3 Variabile: Vento -0.010000 0.000 -0.010000 0.000 0.0000 0.0000

Carico distribuito con riferimento globale Z, agente sulla lunghezza reale

Descrizione Cod. Cond. carico Tipo Azione/categoria

Val. iniz. Dist.iniz. nodo I

Val. finale

Dist.fin. nodo I

Aliq.inerz.

Aliq.inerz.

SLD

Perm copert 1 Condizione 1 Permanente: Permanente portato -0.002000 0.000 -0.002000 0.000 1.0000 1.0000

Pp solaio h = 16+4 cm 6 Condizione 1 Permanente: Permanente

portato -0.042000 0.000 -0.042000 0.000 1.0000 1.0000 Perm PT 7 Condizione 1 Permanente: Permanente

portato -0.020000 0.000 -0.020000 0.000 1.0000 1.0000 Categoria E - Biblioteche, archivi, magazzini

8 Condizione 4 Variabile: Magazzini -0.060000 0.000 -0.060000 0.000 0.8000 0.8000

CARICHI PER ELEMENTI BIDIMENSIONALI Carico di superficie nella direzione globale Z, agente sulla superficie reale

Descrizione Codice Cond. carico Tipo Azione/categoria Valore Aliq.dinamica Aliq.inerz.SLD Neve Zona II 4 Condizione 2 Variabile: Neve -0.008000 0.0000 0.0000 Perm cop 5 Condizione 1 Permanente: Permanente portato -0.012500 1.0000 1.0000

LISTA MATERIALI UTILIZZATI

Codice Descrizione Mod. elast. Coef. Poisson Peso unit. Dil. term. Aliq. inerz. Rigid. taglio Rigid. fless.

1 Acciaio +2.10e+006 0.300 0.00785 +1.20e-005 1.000 1.000 1.000 3 Calcestruzzo +2.84e+005 0.120 0.00250 +1.00e-005 1.000 1.000 1.000 GRUPPI DELLA STRUTTURA ELEMENTO FINITO: TRAVE Numero gruppo Descrizione gruppo 1 trave retic 2 arcarecci 3 controvento 4 Colonna 5 trave 6 Pilastri




ELEMENTO FINITO: PIASTRA Numero gruppo Descrizione gruppo 1 Copertura ELEMENTO FINITO: PLINTO Numero gruppo Descrizione gruppo 1 Plinto ELEMENTO FINITO: TRAVE DI FONDAZIONE Numero gruppo Descrizione gruppo 1 Fondazioni COMBINAZIONI DI CARICO NORMATIVA: NORME TECNICHE PER LE COSTRUZIONI - D.M. 14/01/2008 (STATICO E SISMICO) COMBINAZIONI PER LE VERIFICHE ALLO STATO LIMITE ULTIMO

Num. Descrizione Parametri Tipo azione/categoria Condizione Moltiplicatore 1 Dinamica Azione sismica: Presente

Torsione:

Permanente: Peso Proprio Condizione peso proprio 1.000 Permanente: Permanente portato Condizione 1 1.000 Variabile: Magazzini Condizione 4 1.000 Variabile: Neve Condizione 2 0.000 Variabile: Vento Condizione 3 0.000

2 Statica Neve Azione sismica: Sisma assente

Permanente: Peso Proprio Condizione peso proprio 1.300 Permanente: Permanente portato Condizione 1 1.500 Variabile: Magazzini Condizione 4 1.500 Variabile: Neve Condizione 2 1.500

7 Statica Vento Azione sismica: Sisma assente

Permanente: Peso Proprio Condizione peso proprio 1.300 Permanente: Permanente portato Condizione 1 1.500 Variabile: Vento Condizione 3 1.500

COMBINAZIONI PER LE VERIFICHE ALLO STATO LIMITE D'ESERCIZIO

Num. Descrizione Parametri Tipo azione/categoria Condizione Moltiplicatore 3 Rara Neve Tipologia: Rara


4 Frequente Tipologia: Frequente


5 Quasi permanente Tipologia: Quasi permanente


8 Rara Vento Tipologia: Rara

Permanente: Peso Proprio Condizione peso proprio 1.000 Permanente: Permanente portato Condizione 1 1.000 Variabile: Vento Condizione 3 1.000




COMBINAZIONI PER LE VERIFICHE ALLO STATO LIMITE DI DANNO Num. Descrizione Parametri Tipo azione/categoria Condizione Moltiplicatore

6 S.L.D. Azione sismica: Presente Torsione: Permanente: Peso Proprio Condizione peso proprio 1.000

Permanente: Permanente portato Condizione 1 1.000 Variabile: Magazzini Condizione 4 1.000 Variabile: Neve Condizione 2 0.000 Variabile: Vento Condizione 3 0.000

SPOSTAMENTI/ROTAZIONI NODI NON BLOCCATI COMBINAZIONE DI CARICO: 1 - DESCRIZIONE: DINAMICA MASSIME DEFORMAZIONI NODALI T Trasl.X Trasl.Y Trasl.Z Rotaz.X Rotaz.Y Rotaz.Z DLMax Deform. nodali +3.96e-001 -8.46e-002 -1.74e+000 -6.53e-003 +7.42e-003 +6.19e-004 +1.78e+000 Nodo 188 190 188 175 188 1533 188

COMBINAZIONE DI CARICO: 2 - DESCRIZIONE: STATICA MASSIME DEFORMAZIONI NODALI T Trasl.X Trasl.Y Trasl.Z Rotaz.X Rotaz.Y Rotaz.Z DLMax Deform. nodali +9.56e-001 -1.76e-001 -3.74e+000 -1.30e-002 +1.60e-002 +1.26e-003 +3.86e+000 Nodo 188 190 188 175 188 1533 188 COMBINAZIONE DI CARICO: 3 - DESCRIZIONE: RARA NEVE MASSIME DEFORMAZIONI NODALI T Trasl.X Trasl.Y Trasl.Z Rotaz.X Rotaz.Y Rotaz.Z DLMax Deform. nodali +6.63e-001 -1.24e-001 -2.62e+000 -9.18e-003 +1.12e-002 +8.84e-004 +2.70e+000 Nodo 188 190 188 175 188 1533 188 COMBINAZIONE DI CARICO: 4 - DESCRIZIONE: FREQUENTE MASSIME DEFORMAZIONI NODALI T Trasl.X Trasl.Y Trasl.Z Rotaz.X Rotaz.Y Rotaz.Z DLMax Deform. nodali +4.50e-001 -9.25e-002 -1.91e+000 -7.06e-003 +8.18e-003 +6.72e-004 +1.97e+000 Nodo 188 190 188 175 188 1533 188 COMBINAZIONE DI CARICO: 5 - DESCRIZIONE: QUASI PERMANENTE MASSIME DEFORMAZIONI NODALI T Trasl.X Trasl.Y Trasl.Z Rotaz.X Rotaz.Y Rotaz.Z DLMax Deform. nodali +3.96e-001 -8.46e-002 -1.74e+000 -6.53e-003 +7.42e-003 +6.19e-004 +1.78e+000 Nodo 188 190 188 175 188 1533 188 COMBINAZIONE DI CARICO: 7 - DESCRIZIONE: STATICA VENTO MASSIME DEFORMAZIONI NODALI T Trasl.X Trasl.Y Trasl.Z Rotaz.X Rotaz.Y Rotaz.Z DLMax Deform. nodali -5.46e-001 +4.02e-002 +1.91e+000 -3.67e-003 -7.46e-003 -4.33e-004 +1.98e+000 Nodo 124 839 124 175 124 175 124 COMBINAZIONE DI CARICO: 8 - DESCRIZIONE: RARA VENTO MASSIME DEFORMAZIONI NODALI T Trasl.X Trasl.Y Trasl.Z Rotaz.X Rotaz.Y Rotaz.Z DLMax Deform. nodali -3.57e-001 -2.99e-002 +1.23e+000 -2.94e-003 -4.87e-003 -3.32e-004 +1.28e+000 Nodo 124 190 124 175 124 175 124 COMBINAZIONE DI CARICO: 6 - DESCRIZIONE: S.L.D. MASSIME DEFORMAZIONI NODALI T Trasl.X Trasl.Y Trasl.Z Rotaz.X Rotaz.Y Rotaz.Z DLMax Deform. nodali +3.96e-001 -8.46e-002 -1.74e+000 -6.53e-003 +7.42e-003 +6.19e-004 +1.78e+000 Nodo 188 190 188 175 188 1533 188




vista 3d completa




vista 3d completa – opera in c.a.




vista unifilare – opere in c.a.

vista unifilare – pensilina metallica




vista 3d – pensilina metallica




Pensilina metallica - Trave tipo

1° modo di vibrare




2° modo di vibrare

3° modo di vibrare




Danneggiabilità SLD

Danneggiabilità SLO




Fondazioni – tensioni terreno (SLU - SLV) [daN/cm2]

Fondazione – tensioni terreno (comb. Rara) [daN/cm2]




Fondazione - analisi elastica q =1 - Momento flettente Mz (SLU - SLV) [daNcm]

Fondazione - analisi elastica q =1 - Taglio Fy (SLU - SLV) [daN]




Fondazione - Momento flettente Mz (comb. Rara) [daNcm]

Fondazione - Taglio Fy (comb. Rara) [daN]




Pilastri – numerazione

Pilastri– Azione assiale [daN]




Pilastri – Momento flettente Mz [daNcm]

Pilastri – Momento flettente My [daNcm]




Pilastri – Taglio Fy [daN]

Pilastri – Taglio Fz [daN]




Soletta Piano Copertura - sollecitazioni




Spostamento (comb. rara - neve) [cm]

neve

Spostamento (comb. rara - vento)[cm]

Vento




Arcarecci – Momento flettente Mz (neve) [daNcm]

Arcarecci – Taglio Fy (neve) [daN]




Arcarecci – Momento flettente Mz (vento) [daNcm]

Arcarecci – Taglio Fy (vento) [daN]




vista 3d completa – muretti fondazioni con elementi shell




sollecitazioni shell [daN/cm2]




Fondazioni – tensioni terreno (modello a shell) [daN/cm2]




PILASTRO 25x25 - R90

INTESTAZIONE E DATI CARATTERISTICI DEL LAVORO ================================================================================== Nome archivio di lavoro : Pil 25x25 8f14 Intestazione del lavoro : Unita' misura Massa : kg Unita' misura Lunghezza : cm Unita' misura Tempo : min Tempo finale di calcolo : 90 Curva temperatura-tempo : Standard Numero suddivisioni : 192 Temperatura aria ambiente : 20.0 Convezione (parete al fuoco) : 25.0 Radiazione (parete al fuoco) : 0.56 Convezione (parete ambiente) : 9.0 Radiazione (parete ambiente) : 0.56 REGIONI DELLA SEZIONE n.reg. descrizione 1 Gruppo1 NODI DELLA SEZIONE Nodo Coord.X Coord.Y Temp: t=0 Temp: t=15.0 t=30.0 t=45.0 t=60.0 t=75.0 t=90.0 (Nodi a temperatura minima e massima) 17 0.994 -0.962 20.0 20.0 22.6 44.1 80.1 121.8 164.5 8 -12.468 12.500 20.0 728.9 853.7 912.0 953.5 985.4 1011.8




INTESTAZIONE E DATI CARATTERISTICI DEL LAVORO ==================================================================================== Nome archivio di lavoro : Pil 25x25 8f14 Intestazione del lavoro : Unita' misura Forza : daN Unita' misura Lunghezza : cm Unita' misura Tensioni : kg/cmq Tempo finale di calcolo : 90 Curva temperatura-tempo : Standard Numero suddivisioni : 192 Temperatura aria ambiente : 20.0 Convezione (parete al fuoco) : 25.0 Radiazione (parete al fuoco) : 0.56 Convezione (parete ambiente) : 9.0 Radiazione (parete ambiente) : 0.56 Normativa: UNI 9502/2001 Resistenza caratteristica a 28 gg.cls. Rck: 300 kg/cmq Tens. di snervamento acciaio normale.. fyk: 4400 kg/cmq Tens. di snervamento acciaio trefoli. fykp: 16300 kg/cmq Tensione di calcolo calcestruzzo...... fcd: -208 kg/cmq Tensione di calcolo acciaio ordinario. fsd: 4400 kg/cmq Modulo di Young acciaio ordinario..... Es: 2100000 kg/cmq Tensione di calcolo trefoli........... fpd: 16300 kg/cmq Modulo di Young trefoli............... Ep: 2100000 kg/cmq Def.unit.dell'a.p. per presoll.perm Def.po: 0.00500 Tensione di calcolo a compressione cls fcd: -208 kg/cmq Tensione di calcolo a trazione cls... fctd: 15 kg/cmq ARMATURE A.O. Arm Temp fatt.rid. Def(%) Tens X Y Diam (mm) 1 583 0.261 -0.16 -853.7 8.5 8.5 14.0 2 578 0.272 -0.16 -890.2 -8.5 8.5 14.0 3 580 0.267 0.67 1174.1 -8.5 -8.5 14.0 4 578 0.273 0.67 1199.4 8.5 -8.5 14.0 5 365 0.735 -0.16 -2406.5 0.0 8.5 14.0 6 366 0.734 0.26 3227.6 -8.5 0.0 14.0 7 368 0.732 0.26 3222.5 8.5 0.0 14.0 8 368 0.732 0.67 3222.5 0.0 -8.5 14.0 VERIFICA ALLO STATO LIMITE DELLA SEZIONE Zona compressa Descrizione Tempo verifica superiore Pil 25x25 8f14 90 sforzo normale N = 0 X sinistra Taglio = -12.5 X destra Taglio = -12.5 Legame Costitutivo Parabola-Rettangolo: -0.0020/-0.0035 Posizione asse neutro: Yn= 5.3 Deformazione max. nel calcestruzzo epsc max(%)= -0.35 Tensione corrispondente nel calcestruzzo sigc = -0.0 Deformazione max. nell'acciaio epss max(%)= 0.67 Tensione corrispondente nell'acciaio sigs = 3222.5 Momento di rottura: Mr= 230837.0 Campo di rottura della sezione: 3 (snervamento acciaio e schiacciamento calcestruzzo) Taglio resistente di calcolo allo stato limite ultimo Vrdu1=0.0 Vrdu2=-0.0 Vrdu3=0.0




INTESTAZIONE E DATI CARATTERISTICI DEL LAVORO ==================================================================================== Nome archivio di lavoro : Pil 25x25 8f14 Intestazione del lavoro : Unita' misura Forza : daN Unita' misura Lunghezza : cm Unita' misura Tensioni : kg/cmq Tempo finale di calcolo : 90 Curva temperatura-tempo : Standard Numero suddivisioni : 192 Temperatura aria ambiente : 20.0 Convezione (parete al fuoco) : 25.0 Radiazione (parete al fuoco) : 0.56 Convezione (parete ambiente) : 9.0 Radiazione (parete ambiente) : 0.56 Normativa: UNI 9502/2001 Resistenza caratteristica a 28 gg.cls. Rck: 300 kg/cmq Tens. di snervamento acciaio normale.. fyk: 4400 kg/cmq Tens. di snervamento acciaio trefoli. fykp: 16300 kg/cmq Tensione di calcolo calcestruzzo...... fcd: -208 kg/cmq Tensione di calcolo acciaio ordinario. fsd: 4400 kg/cmq Modulo di Young acciaio ordinario..... Es: 2100000 kg/cmq Tensione di calcolo trefoli........... fpd: 16300 kg/cmq Modulo di Young trefoli............... Ep: 2100000 kg/cmq Def.unit.dell'a.p. per presoll.perm Def.po: 0.00500 Tensione di calcolo a compressione cls fcd: -208 kg/cmq Tensione di calcolo a trazione cls... fctd: 15 kg/cmq Legame Costitutivo Parabola-Rettangolo: -0.0020/-0.0035 Dominio di rottura N-Mx Tempo di verifica: 90 min N,M di riferimento N(A) =-100089 M(A) =+887.875 N(B) =+27126.6 M(B) =+265.688 M(C')=-230201 M(C) =+230823 N(D')=+30952.6 M(D')=+318354 N(D) =-30983.5 M(D) =+319210

-40

-30

-20

-10

0

10

20

30

40

-1200-700-200300

M[k

Nm]

N [kN]

Dominio asse forte




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ASSEVERAZIONE

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Il sottoscritto dott.ing. Isaia CLEMENTE, C.F. CLM SIA 75E28 F356Z, iscritto al n° 629

dell’Ordine degli Ingegneri di Gorizia, con studio in Via Asquini 10 - Monfalcone (GO), in

qualità di progettista delle strutture,

dichiara

che ai sensi dell’art. 1 della L.R. n. 27 del 09.05.1988, il progetto osserva le previsioni

contenute all’art. 4, 1° comma – lettere a) e b) della Legge 2 febbraio 1974 n. 64 ed all’

art. 84 – lettere a) e b) del DPR 380/2001.

In particolare:

- l’altezza massima fuori terra dell’ampliamento all’edificio (H = 3.35m opere in c.a. e

circa H = 5.15m per la pensilina metallica) è compatibile con la capacità resistente e

deformativa della struttura (punto 7.2.2 D.M. 14.01.2008), considerando anche che

l’intervento ricade in zona sismica 3;

- l’ampliamento è strutturalmente distinto ed indipendente dall’organismo strutturale

esistente, divisi da giunto sismico di adeguate dimensioni al fine di evitare fenomeni di

martellamento. In ogni caso la distanza tra due muri che si fronteggiano è maggiore

di 1/100 della quota dei punti considerati misurata a partire dal piano di fondazione,

moltiplicata per ag S / 0.5 g. (punto 7.2.2 D.M. 14.01.2008).


REGIONE FRIULI VENEZIA-GIULIA PROVINCIA DI GORIZIA … · RELAZIONE GENERALE SULLE STRUTTURE ......

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