Elaborato
Livello
GR AD 00017
Tipo / S tipo
RT - Relazioni
Data
13/11/2012
GR - Sito di Garigliano
Adeguamento Ex-Compattatore - Relazione di calcolo strutturale
Titolo Elaborato:
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 1 di 86
Rev. 00
EMR - Edificio
immagazzinamento rifiuti
solidi radioattivi
ETQ-00022323
Centrale / Impianto:
Sistema / Edificio /
Argomento
Autorizzato
DWMD/ING
DWMD/ING
Di Ronza S.
Barbella G.
Incaricato
PROPRIETA’
Mancini G.
Collaborazioni
DWMD/ING
Palumbo P.
Verifica
STATO
DWMD/ING
DWMD/IVT
Barbella G.
Mancini G.
Approvazione /
Benestare
Autorizzazione all’uso
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Aziendale
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GR AD 00017
Centrale del Garigliano – Adeguamento ex compattatore
REVISIONE
00
INDICE
1
PREMESSA E SCOPO DEL DOCUMENTO .......................................................................... 4
2
RIFERIMENTI ........................................................................................................................ 6
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 2 di 86
3
2.1
Normative ....................................................................................................................... 6
2.2
Altri documenti di riferimento ........................................................................................... 7
DESCRIZIONE DELL’EDIFICIO E ANALISI DEI CARICHI .................................................... 8
3.1
Descrizione della struttura ............................................................................................... 8
3.2
Piano di caricamento..................................................................................................... 11
3.3
Sistema di schermaggio ................................................................................................ 12
3.4
Materiali ........................................................................................................................ 13
3.5
Carichi di progetto ......................................................................................................... 15
3.5.1 Carichi permanenti ed accidentali ............................................................................. 15
3.5.2 Azione del vento ....................................................................................................... 17
3.5.3 Carico da neve ......................................................................................................... 23
3.5.4 Azioni della temperatura ........................................................................................... 24
3.5.5 Azione sismica ......................................................................................................... 24
3.6
4
5
Combinazioni di carico .................................................................................................. 27
MODELLO DI CALCOLO ..................................................................................................... 28
4.1
Modello ad elementi finiti (EF) della struttura ................................................................ 28
4.2
Caratterizzazione della rigidezza del terreno................................................................. 30
4.3
Analisi Modale............................................................................................................... 32
4.4
Combinazioni di carico .................................................................................................. 35
RISULTATI .......................................................................................................................... 38
5.1
Convenzioni e segni ...................................................................................................... 38
5.2
Risultati condizioni normali ............................................................................................ 38
5.2.1 Pareti in calcestruzzo ............................................................................................... 39
5.2.2 Platea di fondazione ................................................................................................. 39
5.3
Risultati condizioni sismiche.......................................................................................... 42
PROPRIETA’
STATO
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5.3.1 Sisma TR 500 anni .................................................................................................... 42
5.3.2 Sisma TR 1240 anni .................................................................................................. 44
5.4
Risultati condizioni eccezionali ...................................................................................... 46
5.4.1 Vento estremo .......................................................................................................... 46
5.4.2 Missili associati al tornado (autovettura e tavola di legno) ........................................ 48
6
VERIFICHE ......................................................................................................................... 51
6.1
Armature elementi strutturali ......................................................................................... 51
6.2
Verifiche di resistenza allo stato limite ultimo pareti in c.a. ............................................ 52
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6.2.1 Verifica di resistenza a pressoflessione ................................................................... 52
6.2.2 Verifica di resistenza a taglio .................................................................................... 53
6.2.3 Limitazioni ................................................................................................................ 54
6.3
Verifiche agli stati limite di esercizio pareti in c.a. .......................................................... 54
6.4
Verifiche allo stato limite ultimo platea di fondazione .................................................... 54
6.4.1 Verifica di resistenza a flessione............................................................................... 54
6.4.2 Verifica di resistenza a taglio .................................................................................... 54
7
VERIFICA SOLAIO DI COPERTURA .................................................................................. 55
7.1
Caratteristiche del solaio di copertura ........................................................................... 55
7.2
Modello di calcolo e scelta della lamiera ....................................................................... 56
7.3
Analisi dei carichi .......................................................................................................... 56
7.4
Prima fase: getto del calcestruzzo................................................................................. 57
7.4.1 Verifica allo stato limite ultimo .................................................................................. 57
7.4.2 Verifica di resistenza a taglio .................................................................................... 60
7.4.3 Verifica agli stati limite di esercizio ........................................................................... 61
7.5
Fase 2: Soletta composta ............................................................................................. 61
7.5.1 Verifica allo stato limite ultimo .................................................................................. 62
7.5.2 Verifica agli stati limite di esercizio ........................................................................... 64
7.6
Verifica travi di copertura .............................................................................................. 64
7.6.1 Travi principali HE 500 A .......................................................................................... 64
7.6.2 Criteri di calcolo ........................................................................................................ 65
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7.6.3 Fase 1: Getto del calcestruzzo ................................................................................. 65
7.6.4 Fase 2: Trave composta ........................................................................................... 67
7.6.5 Verifica tirafondi........................................................................................................ 74
7.6.6 Verifica unioni bullonate trave HE 500 A................................................................... 74
7.6.7 Verifica Travi secondarie IPE 300............................................................................. 81
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8
CONCLUSIONI .................................................................................................................... 85
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PREMESSA E SCOPO DEL DOCUMENTO
L’edificio Compattatore della centrale del Garigliano ha una pianta rettangolare ed un unico piano fuori terra.
Esso è costituito da una struttura intelaiata composta da travi e pilastri in cemento armato. Lungo il perimetro
esso è tamponato da pareti in blocchi di cemento, sormontate nella parte superiore da infissi a vetri. La
2
3
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superficie coperta è di 420 m per una capacità di 3230 m .
Figura 1 - Vista esterna edificio compattatore
Nel deposito “Edificio Compattatore” sono stoccati 668 manufatti contenenti i rifiuti condizionati provenienti
dalle attività GECO.
La Figura 2 mostra la pianta dell’edificio, la figura 3 le due sezioni:
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Figura 2 - Edificio Compattatore - pianta ante operam
Figura 3 – Sezioni ante operam
L’edificio ha subito negli anni 98-99 un adeguamento sismico secondo la normativa antisismica allora
vigente (D.M. 16/01/1996 - Norme tecniche per le costruzioni in zona sismica).
Viste le caratteristiche costruttive dell’edificio (in particolare delle tamponature), anche a valle degli
adeguamenti strutturali subiti dopo la costruzione, al fine di garantire adeguati standard di resistenza del
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deposito, Sogin ha stabilito di procedere all’abbattimento dell’edificio. A seguito delle operazioni di
smantellamento, verrà realizzato un nuovo deposito temporaneo che avrà la stessa volumetria del
precedente edificio. Le principali caratteristiche strutturali del nuovo edificio sono riassunte di seguito:
2
pareti perimetrali realizzate con setti in c.a. di spessore pari 50cm,
•
copertura realizzata adottando la soluzione mista acciaio – calcestruzzo,
•
fondazioni realizzate con la soluzione platea su pali (già esistenti).
RIFERIMENTI
2.1
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 7 di 86
•
Normative
[1] CIRCOLARE N° 617 02.02.2009. Nuova Circolare delle Norme Tecniche per le Costruzioni, G.U. n° 47
del 26.02.2009, Ministero delle Infrastrutture e dei Trasporti, Roma
[2] NTC 2008. Nuove norme tecniche per le costruzioni, (D.M. 14.01.2008) G.U. n° 29 del 04.02.2008,
Ministero delle Infrastrutture e dei Trasporti, Roma
[3] CNR-DT 207/2008. Istruzioni per la valutazione delle azioni e degli effetti del vento sulle costruzioni,
Consiglio Nazionale di Ricerca, Roma
[4] UNI EN 1992-1-1:2005. Progettazione delle strutture in calcestruzzo – Parte 1-1: Regole generali e
regole per gli edifici, UNI – Ente Nazionale Italiano di Unificazione, Milano
[5] UNI EN 1993-1-1:2005. Progettazione delle strutture di acciaio – Parte 1-1: Regole generali e regole per
gli edifici, UNI – Ente Nazionale Italiano di Unificazione, Milano
[6] UNI EN 1993-1-3:2005. Progettazione delle strutture di acciaio – Parte 1-3: Regole general – Regole
supplementari per l’impiego dei profilati e delle lamiere sottili piegate a freddo, UNI – Ente Nazionale
Italiano di Unificazione, Milano
[7] UNI EN 1994-1-1:2005. Progettazione delle strutture composte acciaio-calcestruzzo- Regole generaliedifici, UNI – Ente Nazionale Italiano di Unificazione, Milano
[8] UNI EN 10025-6.Prodotti laminati a caldo di acciaio per impieghi strutturali- UNI – Ente Nazionale
Italiano di Unificazione, Milano
[9] UNI EN 10149:1997. Prodotti piani laminati a caldo di acciai ad alto limite di snervamento per formatura
a freddo – UNI – Ente Nazionale Italiano di Unificazione, Milano
[10] DOE-STD-3014-96. DOE Standard – Accident analysis for aircraft crash into hazardous facilities, U.S.
Department of Energy, Washington
[11] BC –TOP – 9A. Design of structures for missile impact, Bechtel Power Corporation, San Francisco,
California
[12] M.K. Singhal and J.C. Walls, (1993). Evaluation of Wind/Tornado-Generated Missile impact. Oak Ridge
National Laboratory, Oak Ridge
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Altri documenti di riferimento
[13] GE I 00024. Criteri di progetto delle opere civili: azione sismica
[14] GR AD 00005. Adeguamento Ex-Compattatore – Piano e programma di progettazione
[15] GR AD 00006. Adeguamento Ex-Compattatore – Guida di progetto
[16] GR AD 00007. Adeguamento Ex-Compattatore – Piano di caricamento
[17] GR AD 00015. Adeguamento Ex-Compattatore – Relazione sui materiali
[18] GR AD 00016. Adeguamento Ex-Compattatore – Relazione geologica
[19] GR AD 00018. Adeguamento Ex-Compattatore – Relazione geotecnica
[20] GR AD 00019. Adeguamento Ex-Compattatore – Ante Operam pianta a quota 0.00m copertura e sezioni
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 8 di 86
[21] GR AD 00020. Adeguamento Ex-Compattatore – Ante Operam prospetti
[22] GR AD 00021. Adeguamento Ex-Compattatore – Ante Operam stato di fatto fondazioni
[23] GR AD 00073. Adeguamento Ex-Compattatore – Specifica tecnica portoni
[24] GR AD 00038. Adeguamento Ex-Compattatore – Post Operam architettonico pianta a quota 0.00m e
copertura
[25] GR AD 00039. Adeguamento Ex-Compattatore – Post Operam architettonico prospetti
[26] GR AD 00040. Adeguamento Ex-Compattatore – Post Operam architettonico sezioni
[27] GR AD 00041. Adeguamento Ex-Compattatore – Post Operam dettagli costruttivi ed architettonici
[28] GR AD 00043. Adeguamento Ex-Compattatore – Post Operam strutturale interventi in fondazione
[29] GR AD 00044. Adeguamento Ex-Compattatore - Post Operam strutturale pianta quota -0.05m e quota
+6.10m
[30] GR AD 00047. Adeguamento Ex-Compattatore - Post Operam strutturale pianta e sezioni copertura
[31] GR AD 00048. Adeguamento Ex-Compattatore - Post Operam strutturale dettagli costruttivi elementi in
acciaio - tav. 1
[32] GR AD 00049. Adeguamento Ex-Compattatore - Post Operam strutturale dettagli costruttivi elementi in
acciaio - tav. 2
[33] GR AD 00050. Adeguamento Ex-Compattatore - Relazione tecnico-descrittiva opere civili
[34] GR AD 00070. Adeguamento Ex-Compattatore - Post Operam strutturale tipico armature, platea
[35] GR AD 00071.Adeguamento Ex-Compattatore - Post Operam strutturale tipico armature, pareti
trasversali
[36] GR AD 00072. Adeguamento Ex-Compattatore - Post Operam strutturale tipico armature, pareti
longitudinali
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DESCRIZIONE DELL’EDIFICIO E ANALISI DEI CARICHI
3.1
Descrizione della struttura
La struttura portante del nuovo edificio è composta da (Figura 4):
•
2 pareti in calcestruzzo armato in direzione longitudinale dello spessore di 50 cm aventi dal piano
calpestio del piazzale un’altezza di 6.20 m e lunghezza 30.50 m.
•
2 pareti in calcestruzzo armato in direzione trasversale dello spessore di 50 cm aventi dal piano
calpestio del piazzale un’altezza di 6.20 m e una lunghezza di 15.40 m.
•
1 parete in calcestruzzo armato in direzione trasversale dello spessore di 30 cm, posta alla quota di
7.50 m dalla parete esterna, che delimita la porzione di edificio destinata al deposito dei rifiuti
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contenuti nei fusti in calcestruzzo da quella contenente i fusti metallici;
Sulla parete longitudinale lato nord sono presenti due aperture di dimensioni rispettivamente (4.00 × 4.20 m)
e (3.00 × 4.00 m).
Figura 4 - Pianta post operam
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La fondazione è costituita da:
•
Una platea di fondazione di dimensioni in pianta (17.00 × 32.10 m) di spessore 60 cm che insiste su
pali di fondazione esistenti.
Essa non è supportata in modo diretto dai pali esistenti, al contrario, questi ultimi sono vincolati all’estremità
superiore da plinti in calcestruzzo armato, sui quali viene realizzata la nuova platea.
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 10 di 86
Le operazioni di parziale demolizione e ripristino delle opere di fondazione sono le seguenti:
•
demolizione dei plinti esistenti;
•
abbassamento della quota di scavo con scoprimento dei ferri longitudinali dei pali;
•
getto dei nuovi plinti rigidamente vincolati ai pali;
•
ripristino del piano di posa della platea con magrone e strati di impermeabilizzazione;
•
getto della nuova platea.
I pali di fondazione sono pali tipo franki debolmente armati del diametro di 50 cm.
Tale procedura permette di distribuire in modo efficace le reazioni verticali fornite dai pali di fondazione,
evitando così problemi di punzonamento e facilitando la messa in opera dello strato di impermeabilizzazione.
La copertura del nuovo edificio è costituita da :
•
orditura principale di travi HE 500 A di numero 7 con interasse 5 m e luce di 14,50 m circa che
diventano, dopo la fase di maturazione, travi miste acciaio – calcestruzzo;
•
orditura secondaria (per ogni campata), di travi IPE 300 in numero 8 con interasse 2,5 m e luce 5 m;
•
soletta in lamiera grecata di spessore 1 mm e cappa di calcestruzzo collaborante (spessore 16 cm)
con le travi principali tramite connessioni con pioli Nelson;
Le travi HE 500 A costituenti l’orditura principale sono bullonate per consentire di coprire la luce necessaria
di 14.50 m circa. I due conci sono di 11.50 m e di 3.80 m. Le travi formano un colmo al centro della campata
in quanto hanno una pendenza del 2%. La singola trave è poggiata sulla parete longitudinale ed ancorata
attraverso un sistema costituito da quattro tirafondi.
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Figura 5 - Sezione trasversale post operam
Figura 6 – Pianta copertura
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3.2
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Piano di caricamento
L’edificio costituente il nuovo deposito temporaneo (Figura 7), è costituito da due locali:
•
Locale 1 di dimensioni interne (7.40 × 14.40 m) contenente 255 fusti metallici da 400 litri;
•
Locale 2 di dimensioni interne (21.80 × 14.40 m) contenente 4 fusti in calcestruzzo baritico da 400
litri e 409 fusti in calcestruzzo normale da 400 litri.
I fusti saranno impilati su tre livelli con appositi sistemi di antiribaltamento e disposti in pianta in modo da
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consentire il passaggio di un operatore per garantire l’ispezionabilità diretta dei colli.
Locale 1
Locale 2
Figura 7 - Piano di caricamento
Il singolo fusto metallico ha massa 900 kg, il fusto in calcestruzzo baritico 2550 kg ,il fusto in calcestruzzo
normale 1950 kg.
La massa totale dei 413 fusti in calcestruzzo che occupano un’ area di circa 312 mq è 890000 kg
(includendo i dispositivi antiribaltamento), mentre la massa totale dei contenitori metallici che occupano 108
mq di superficie circa è 250000 kg (includendo i dispositivi antiribaltamento).
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3.3
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Sistema di schermaggio
Il sistema di schermaggio è costituito:
•
pareti in calcestruzzo armato spessore 50 cm;
•
schermatura in piombo scorrevole su binari in corrispondenza dell’apertura da (4.00 × 4.20 m) nel
locale 2; (Figura 8)
•
schermatura composta da fusti schermanti ( in modo da poterli inserire nei telai antiribaltamento) in
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corrispondenza dell’apertura da (3.00 × 4.20 m) nel locale 1(Figura 7).
Figura 8 - Tipico schermatura aperture
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3.4
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Materiali
•
Acciaio strutturale S275 (NTC 2008 § 11.3.4.1; tab. 4.2.V NTC 2008) [2]:
modulo elastico Es
210000 Mpa
tensione caratteristica a snervamento
fyk
275
Mpa
tensione caratteristica a rottura ftk
430
Mpa
tensione di progetto fyd
262
Mpa
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coefficiente di sicurezza ϒs
•
1.05
Calcestruzzo C32/40 (NTC 2008 § 11.2.) [2]:
modulo elastico Ec
33640 Mpa
Rck
40
Mpa
tensione caratteristica a compressione cilindrica fck
32
Mpa
18.81
Mpa
tensione caratteristica a compressione cubica
tensione di progetto fcd
1.5
coefficiente di sicurezza ϒc
•
Acciaio strutturale S320GD per lamiera grecata (NTC 2008 § 11.3.4.11.) [2]:
modulo elastico Es
210000 Mpa
tensione caratteristica a snervamento
fyk
tensione caratteristica a rottura ftk
tensione di progetto fyd
320
Mpa
390
Mpa
304.75
Mpa
1.05
coefficiente di sicurezza ϒs
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•
REVISIONE
00
Acciaio per cemento armato B450C (NTC 2008 § 11.3) [2]:
modulo elastico Es
210000 Mpa
tensione caratteristica a snervamento
fyk
tensione caratteristica a rottura ftk
tensione di progetto fyd
450
Mpa
540
Mpa
391.3
Mpa
1,15
coefficiente di sicurezza ϒa
•
Connettori a piolo muniti di testa (Nelson) EN 13918 [7] :
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 15 di 86
modulo elastico Es
210000 Mpa
tensione caratteristica a snervamento
fyk
tensione caratteristica a rottura ftk
350
Mpa
450
Mpa
1.25
coefficiente di sicurezza ϒa
•
Acciaio per bulloneria classe 8.8 (NTC 2008 § 11.3.4.) [2]:
modulo elastico Es
200000 Mpa
tensione caratteristica a snervamento
fby
tensione caratteristica a rottura fbu
640
Mpa
800
Mpa
tensione di progetto a taglio fv,Rd
380 Mpa
tensione di progetto a trazione ft,Rd
570 Mpa
1.25
coefficiente di sicurezza ϒb
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3.5
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00
Carichi di progetto
Per la definizione e la nomenclatura dei carichi si fa riferimento a quella riportata nella normativa tecnica
delle costruzioni NTC2008 [2].
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 16 di 86
TIPOLOGIA
G1
Permanenti strutturali
G2
Permanenti non strutturali
QiH
Carico variabile coperture e sottotetti
QiE
Carico variabile biblioteche, magazzini e ambienti ad uso industriale
QT
Variazioni termiche
QV
Vento
QN
Neve
E
Sisma
W
Vento estremo (Tornado)
Tabella 1 – Tipologia carichi di progetto
3.5.1 Carichi permanenti ed accidentali
3
Si considera una densità per gli elementi in acciaio di 7850 kg/m , incrementata del 7% per tener conto del
contributo di elementi secondari, irrigidimenti e sistemi di fissaggio. Si adotta per il calcestruzzo armato una
3
densità di 2500 kg/m .
COPERTURA
2
• Carichi Permanenti strutturali
Peso [kN/m ]
Lamiera grecata
0.13
Soletta
3.30
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00
Travi HE 500 A
0.36
Travi IPE 300
0.23
G1
4.00
2
• Carichi Permanenti non strutturali
Peso [kN/m ]
Impermeabilizzante e isolante
0.20
G2
0.20
2
• Carichi accidentali
Peso [kN/m ]
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 17 di 86
Cat H1 coperture e sottotetti accessibili per
sola manutenzione
0.50
QK,1
0.50
FONDAZIONE
2
• Carichi Permanenti strutturali
Peso [kN/m ]
Platea di fondazione
15.0
G1
15.0
2
• Carichi Permanenti non strutturali
Peso [kN/m ]
Massetto [sp.25cm]
5.00
Fusti in calcestruzzo
27.50
G2
32.50
2
• Carichi accidentali
Peso [kN/m ]
1.00
Cat E2
QK,1
1.00
Il calcolo del peso dei rifiuti che grava sulla platea di fondazione, è stato effettuato tenendo conto delle due
diverse tipologie di fusti che andranno ad occupare il deposito § 3.2.
2
Il peso dei fusti in calcestruzzo distribuiti su un metro quadro è circa 27,20 kN/m , mentre quelli in acciaio è
2
circa 21,90 kN/m . Ai fini della determinazione dei carichi permanenti non strutturali G2 si prende in
considerazione il peso dei fusti in calcestruzzo.
Ulteriori carichi sono dovuti ai portoni in corrispondenza delle 2 aperture. Tali portoni hanno dimensioni
rilevanti e pesano rispettivamente:
1. 7,2 t il portone di dimensioni (4.00 × 4.20) m;
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00
2. 5,3 t il portone di dimensioni (3.00 × 4.20) m.
Altri carichi concentrati sono dovuti al peso del carro elevatore a pieno carico:
• Il carro elevatore a pieno carico raggiunge circa le 10 t ed occupa un’impronta di circa 3 m2;
3.5.2 Azione del vento
Le forze orizzontali dovute all’azione del vento (QV) vengono calcolate secondo quanto indicato nella NTC
2008 [2] e nel CNR-DT 207/2008 [3]. Per costruzioni usuali, tali azioni vengono ricondotte ad azioni statiche
equivalenti. Tali azioni sono costituite da pressioni e depressioni agenti normalmente alle superfici sia
esterne che interne, degli elementi che compongono la costruzione.
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 18 di 86
La pressione del vento, funzione della quota z, è data dall’espressione:
Pn ( z ) = q p ( z ) ⋅ c pm⋅
dove:
q p ( z) =
1
⋅ ρ ⋅ vr2 ce ( z ) , pressione cinetica di picco del vento; ce è il coefficiente di esposizione , vr la
2
3
velocità di riferimento di progetto e ρ è la densità dell’aria assunta convenzionalmente pari a 1,25 Kg/m .
3.5.2.1
Condizioni normali
Per la velocità di riferimento che dipende dalla regione italiana in cui è locato l’edificio, si faccia riferimento
alla seguente tabella:
Tabella 2 - Valori di vb,0,a0, ka relati ad un periodo di ritorno di 50 anni
La tabella 2 fornisce i valori considerando un periodo di ritorno di 50 anni. Il periodo di ritorno da utilizzare
per la definizione della velocità di riferimento deve coincidere con il TR relativo alla definizione dell’azione
sismica (500 anni). Quindi:
v r = v b c r = 35.1m/s
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
 
1
c r = 0.65 1 − 0.138 ln− ln1 −

  TR
00
 
  per TR ≥ 50 anni .
 
Si può assumere per il sito della Centrale del Garigliano una classe di rugosità compresa tra le classi C e D,
da entrambe le quali si perviene alla categoria II di esposizione del sito.
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 19 di 86
categoria di esposizione
I
II
III
IV
V
kr
0.17
0.19
0.20
0.22
0.23
z0
zmin
[m]
[m]
0.01
0.05
0.10
0.30
0.70
2
4
5
8
12
Tabella 3 - Parametri per la definizione del coefficiente di esposizione
Si assume un coefficiente dinamico pari ad uno.
In Tabella 3 sono riportati i parametri per la definizione di ce(z), che è dato da
k 2 c ln( z / z0 ) [7 + c t ln( z / z0 )] se z ≥ zmin ;
c e (z ) =  r t

c e ( zmin )
se z < zmin .
Assumendo un coefficiente di topografia ct unitario si ottiene l’andamento di coefficienti ce riportato in Figura
9.
Figura 9 - Profilo Ce (sinistra), profilo pressione vento pareti sopravento.
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00
Ce [min]= 1,80; Ce [7,00m]= 2,13.
Il vento che agisce in una direzione, produce pressione su tutte le pareti dell’edificio, quindi sia sulle pareti
ortogonali, sia su quelle parallele alla direzione del vento. Si ottengono quattro coefficienti di pressione:
•
per pareti sopravento;
•
per pareti sottovento;
•
per pareti parallele alla direzione del vento.
•
per la copertura
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 20 di 86
Per edifici a pianta rettangolare con coperture piane :
•
parete direttamente investita dal vento: cp = +0,8;
•
parete sottovento: cp = -0,4;
•
pareti parallele alla direzione del vento: cp = -0,4.
•
per coperture: cpe = -0.8 (per una distanza pari al min tra b ed h/2); ±0.2 (per la restante parte
dell’edificio)
Per la valutazione della pressione interna cpi si assumerà: costruzioni stagne cpi = 0.
Considerando la combinazione più sfavorevole si ottengono i profili di pressione del vento, rispettivamente
per le pareti sopravento e sottovento, riportati nella Figura 10 e Figura 11.
Figura 10 - Profilo pressione vento pareti sopravento. Figura 11 - profilo pressione vento pareti sottovento.
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Parete
sopravento
z [m]
00
Parete
sottovento
2
Copertura (-0.8)
Copertura(±0.2)
2
[kN/m ]
2
2
[kN/m ]
[kN/m ]
[kN/m ]
0,00
0.88
-0.44
-
-
4,00 [zmin]
0.88
-0.44
-
-
7,00
1.05
-0.52
-1.05
±0.26
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Tabella 4 – Valori di pressione del vento
3.5.2.2
Condizioni eccezionali – Tornado –
2
Si adotta una pressione cinetica di riferimento qr = 5.94 kN/m , corrispondente ad una velocità media del
vento di 97.98 m/s (352.7 km/h). Tale pressione viene assunta costante al variare della quota di applicazione
del carico, con ce(z) = 1.
Il coefficiente di forma Cs si estrapola dal diagramma di fig. 12 in funzione del rapporto L/RM (L = lunghezza
del lato considerato dell’edificio).
Essendo la lunghezza del lato dell’edificio lungo y pari a 30.50m, si ottiene Ly/RM = 0.64; la lunghezza del
lato dell’edificio lungo x è pari a 15.40m e quindi il rapporto che si ottiene è Lx/RM = 0,32.
Dove RM è il raggio medio della tromba d’aria pari a 45.7 m.
Con il rapporto L/RM come dato di input, dal grafico sottostante si ottiene il rapporto
Q AVG
per entrambe le
QMAX
direzioni di ingresso del tornado; dove QMax è il valore di pressione massima, mentre QAvg è il valore di
pressione media. Si ottiene:
Q AVGy
QMAX
= 0,75;
Q AVGx
= 0,85
QMAX
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REVISIONE
00
Figura 12 – Diagramma per la definizione di CS.
QAvgx = 0.85 × 5.94 = 5.05 kN/m
QAvgy = 0.75 × 5.94 = 4.45 kN/m
z [m]
2
2
Pressione Tornado X
Parete
sopravento
Parete
sottovento
2
Copertura
2
[kN/m ]
2
[KN/m ]
[KN/m ]
0,00
4.04
-2.02
4,00
4.04
-2.02
7,00
4.04
-2.02
Pressione Tornado Y
Parete sopravento
2
[KN/m ]
Parete
sottovento
Copertura
2
[kN/m ]
2
[KN/m ]
3.56
1.78
±1.01 (±0.2)
3.56
1.78
±0.89 (±0.2)
-4.04 (-0.8)
3.56
1.78
-3.56 (-0.8)
Tabella 5 – Valori di pressione vento estremo (tornado).
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3.5.2.3
REVISIONE
00
Condizioni eccezionali – Missili associati al Tornado –
I missili associati al vento da tornado da considerare per le verifiche di resistenza sono di due tipi, oggetti di
piccole dimensioni e alte velocità d’impatto e oggetti di grandi dimensioni e velocità moderata. Essi sono:
•
tubo metallico da 3 in (76.2 mm) da 35 kg con una velocità d’impatto di 24.5 m/s, l’energia cinetica è
2
10.5 kJ; la sezione d’urto frontale è S=25.15 cm .
•
tavola di legno lunga 3.6 m con sezione da 100 × 300 mm, avente una massa di 50 kg e velocità
d’impatto di 73.5 m/s (impatto laterale), l’energia cinetica è 135 kJ; la sezione d’urto laterale è
2
S=0.36 m .
•
automobile da 1000 kg con una velocità d’impatto di 12.25 m/s, fino ad un’altezza massima di 7 m
2
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l’energia cinetica è 75.0 kJ ,la sezione d’urto frontale è S=2.1 m .
3.5.2.4
Automobile
L’impatto dell’automobile può essere modellato tramite una forzante di tipo sinusoidale descritta in [11] e
[12]:
F(t) = Asin(40t)
Figura 13 - Forzante sinusoidale impatto automobile
Si impone che la durata dell’impatto sia pari a 0.078 s e che quindi la forzante sia definita nell’intervallo
(0,0.025πs). L’ampiezza A della forzante si ottiene imponendo che l’area sottesa dalla curva sia uguale alla
quantità di moto dell’automobile. In sostanza la forzante così descritta corrisponde ad un impulso pari alla
quantità di moto di un oggetto di 1000 kg alla velocità di 12.25 m/s, cioè 12.25 kNs.
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GR AD 00017
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Si ottiene dunque la forzante
3.5.2.5
REVISIONE
00
F(t) = 240kNsin(40t) definita nell’intervallo (0,0.025πs).
Tavola di legno
L’impatto della tavola di legno può essere modellato ipotizzando anche in questo caso una forzante
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sinusoidale:
Figura 14 – Forzante sinusoidale impatto tavola di legno
Si ipotizza una durata dell’impatto pari ad 1/100 di secondo (0.01s); di conseguenza la forzante sarà definita
nell’intervallo (0,0.0032πs). L’ampiezza A della forzante si ottiene imponendo che l’area sottesa dalla curva
sia uguale alla quantità di moto della tavola di legno. In sostanza la forzante così descritta corrisponde ad un
impulso pari alla quantità di moto di un oggetto di 50 kg alla velocità di 73.5 m/s, cioè 3.6 kNs.
Dalle ipotesi fatte, si ottiene dunque la forzante
F(t) = 569kNsin(300t) definita nell’intervallo (0,0.0032πs).
3.5.3 Carico da neve
Il carico provocato dalla neve sella copertura (QN) viene calcolato secondo quanto indicato in [2].
q s = µ i ⋅ q sk ⋅ C E ⋅ C t
Il comune di Sessa Aurunca (CE) ricade nella Zona III e la zona in cui è situata la centrale ha altitudine di
circa 10 m s.l.m. per cui:
q sk = 0,60kN/m 2
as ≤ 200 m
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00
Si assume come coefficiente di esposizione CE = 1 in quanto la topografia del luogo risulta normale e non vi
è una significativa rimozione della neve prodotta dal vento o altro.
Il coefficiente termico, a causa della mancanza di un documento specifico sullo studio dell’isolamento
termico, si assume pari ad uno. Ct = 1.
Il coefficiente di forma µ1 = 0,8 per 0°≤α≤ 30°.
Il coefficiente di forma µ2 = 0,8 + 0,8 α/30 = 0,85 per 0°≤α≤ 30°.
qs = 0,48 KN/m2
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3.5.4 Azioni della temperatura
Nel caso in cui la temperatura non costituisca azione fondamentale per la sicurezza o per la efficienza
funzionale della struttura è consentito tener conto, per gli edifici, della sola componente uniforme ∆Tu pari
alla differenza tra la temperatura media attuale T e quella iniziale alla data della costruzione T0 ricavandola
direttamente dalla Tab.6
Tipo di struttura
∆Tu
Strutture in c.a. e c.a.p. esposte
Strutture in acciaio esposte
±15 °C
±25 °C
Tabella 6 – Valori di ∆Tu
3.5.5 Azione sismica
3.5.5.1
Generalità sui Criteri di progettazione nucleare
Per la progettazione di edifici di nuova costruzione e per la realizzazione di depositi temporanei di rifiuti
radioattivi e/o impianti di trattamento dei rifiuti, si assume una vita nominale Vn pari a 25 anni ed un
coefficiente d’uso pari a 2, il periodo di riferimento è pertanto Vr = 2 Vn = 50anni. La probabilità di
superamento dell’evento sismico di progetto allo stato limite di operatività (SLO), durante la vita utile, è
assunta pari al 5%, che corrisponde ad un tempo di ritorno di circa 500 anni; mentre allo stato limite di
salvaguardia della vita (SLV) si assume una probabilità del 2% durante la vita utile, corrispondente ad un
tempo di ritorno di circa 1240 anni.
3.5.5.2
Spettri di risposta
Lo spettro viene definito in base alla posizione geografica della struttura. Per il nuovo edificio sono state
considerate le coordinate riportate di seguito riferite al baricentro della struttura:
Latitudine: 41,25832
Longitudine: 13,83473
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Figura 15 – Localizzazione sito.
Per la definizione dello spettro, in base ai risultati della relazione geologica e alla topografia del terreno,
viene considerato un terreno di categoria C, con condizione topografica di tipo T1(pendii con inclinazione
media i<15°) e un rapporto tra la quota del sito e la quota del rilievo topografico pari a 0.0 (St=1.00). Di
conseguenza S = 1,5
3.5.5.3
Spettro in accelerazione orizzontale e verticale
Si riportano qui di seguito i valori dell’accelerazione orizzontale massima al sito ag, il valore massimo del
fattore di amplificazione dello spettro in accelerazione orizzontale Fo e il periodo di inizio del tratto a velocità
costante Tc* in funzione del periodo di ritorno TR.
Tabella 7 – Valori di ag,F0, TC*
*
TR [anni]
ag [g]
F0
TC [s]
500
0.100
2.684
0.453
1240
0.128
2.739
0.525
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Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 27 di 86
Centrale del Garigliano – Adeguamento ex compattatore
REVISIONE
00
Figura 16 - Spettri di progetto componente orizzontale per l’analisi sismica (smorzamento 5%), TR= 500 anni e TR = 1240
anni
Figura 17 - Spettri di progetto componente verticale per l’analisi sismica (smorzamento 5%), TR= 500 anni e TR = 1240
anni
PROPRIETA’
STATO
DATA SCADENZA
LIVELLO DI CLASSIFICAZIONE
PAGINE
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Documento Definitivo
--
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ELABORATO
RELAZIONE DI CALCOLO
GR AD 00017
REVISIONE
Centrale del Garigliano – Adeguamento ex compattatore
3.6
00
Combinazioni di carico
Ai fini delle verifiche agli stati limite si farà riferimento a [1] e [2]. Si considerano le combinazioni delle azioni
riportate in § 2.5.3 delle NTC 2008 [2]. Si farà un distinguo fra condizioni di carico normali, sismiche e
condizioni di carico eccezionali. Per le verifiche SLU, secondo quanto riportato al p.to 2.6.1 delle NTC 2008
[2], si adotterà, per lo stato limite di resistenza della struttura (STR), l’Approccio 2 (si impiega un’unica
combinazione dei gruppi di coefficienti parziali definiti per le Azioni (A), per la resistenza dei materiali (M) e,
eventualmente, per la resistenza globale (R). In tale approccio, si impiegano i coefficienti γF riportati nella
colonna A1), maggiormente conservativi.
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 28 di 86
Le combinazioni per le verifiche in condizioni normali sono:
•
Slu:
γG1G1 + γG2G2+ γQ1Qk1 +γQ2ψ02Qk2+………
•
Sle (rara):
G1 + G2 + Qk1 + ψ02Qk2 + ………..
•
Sle (frequente):
G1 + G2 + ψ11Qk1 + ψ22Qk2 + ………..
•
Sle (quasi permanente):
G1 + G2 + ψ21Qk1 + ψ22Qk2 + ………..
Le combinazioni per le verifiche in condizioni sismiche sono:
•
Sisma TR=1000
E+G1 + G2 + ψ21Qk1 +ψ21 Qk2+ ……….. ± 0,5∆T
•
Sisma TR=2500
E+G1 + G2 + ψ21Qk1 +ψ21 Qk2+ ………..
Le combinazioni per le verifiche in condizioni eccezionali sono
•
Vento estremo (Tornado)Tornado:
W+G1 + G2 + ψ21Qk1 + ψ22Qk2 +………..
Per lo stato limite ultimo (SLU) in condizioni normali si adotteranno i seguenti coefficienti parziali.
coefficiente
A1
STR
γF
Carichi permanenti
favorevoli
1,0
sfavorevoli
Carichi permanenti portati
γG1
1,3
favorevoli
1,0
sfavorevoli
Carichi variabili
γG2
1,5
favorevoli
0
sfavorevoli
γQi
1,5
Tabella 8 – Tabella coefficienti di sicurezza parziali.
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REVISIONE
00
Riguardo ai coefficienti di combinazione ψij si farà riferimento alle seguenti categorie:
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Categoria/azione variabile
ψ0j
ψ1j
ψ2j
Categoria E Biblioteche, archivi, magazzini e ambienti ad uso industriale
1,0
0,9
0,8
Accidentale copertura
0,5
0,2
0,0
Vento
0,6
0,2
0,0
Neve ≤ 1000 m s.l.m.
0,5
0,2
0,0
Variazioni termiche
0,6
0,5
0,0
Tabella 9 – Tabella coefficienti di combinazione dei carichi variabili
4
MODELLO DI CALCOLO
4.1
Modello ad elementi finiti (EF) della struttura
La struttura viene modellata numericamente agli elementi finiti (EF) utilizzando il codice di calcolo SAP2000
v 12.Si illustrano di seguito la schematizzazione dei vari elementi:
•
I cinque setti in calcestruzzo armato (4 esterni da 50 cm e uno interno da 30 cm), sono modellati
come elementi guscio. Sono modellate le due aperture di dimensioni (4.00 × 4.20 m) e (3.00 × 4.20
m);
•
La platea di fondazione spessa 60 cm è stata modellata anch’essa con elementi guscio.
•
Il sistema di vincoli alla base è costituito da molle verticali a rappresentare la rigidezza del terreno
sottostante; molle verticali a simulare la presenza del sistema plinti di fondazione su pali esistenti;
molle orizzontali disposte sul perimetro della platea di fondazione. Per la caratterizzazione delle
rigidezze si fa riferimento al paragrafo successivo.
•
Le travi di copertura sono modellate come elementi trave: in particolare per quanto riguarda le travi
dell’orditura principale per tener conto della sezione composta, nella definizione della sezione è stata
opportunamente aumentata la rigidezza. Le travi IPE 300 rappresentano l’orditura secondaria, e su di
esse sono applicati i carichi di copertura.
Nella Figura 18 si riportano le viste tridimensionali del modello, nella Figura 20 vincoli in fondazione.
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Figura 18 - Vista estrusa modello 3D.
Figura 19 – sistema di riferimento
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REVISIONE
00
Figura 20 - Vincoli in fondazione.
4.2
Caratterizzazione della rigidezza del terreno
Nella pratica corrente per rappresentare la deformabilità del terreno nei modelli agli elementi finiti si
calcolano parametri di rigidezza concentrati ricorrendo alle formulazioni del semispazio elastico.
I valori medi dei parametri utilizzati per la valutazione delle rigidezze verticali ed orizzontali sono i seguenti:
Vs [m/s]
G [Mpa]
ν
200
80
0.35
Tabella 10 - Parametri del terreno
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00
Si avrà quindi:
RT = 12.23 m
Per cui le rigidezze traslazionali saranno:
Kz = 5978145 kN/m
Kx,y = 4710053 kN/m
La costante elastica dei vincoli è stata calcolata dividendo la rigidezza traslazionale verticale ed orizzontale
per il numero di elementi joint, si ottiene:
Kz, spring = 1500 kN/m
Kx,y, spring = 14500 kN/m
A questo sistema di molle orizzontali e verticali, si aggiungono le rigidezze verticali del sistema plinti su pali
di fondazione.
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00
La rigidezza verticale del singolo palo di fondazione si può assumere pari a 300000 kN/m, per cui
considerando l’area di ingombro del plinto di fondazione sull’insieme di pali si è calcolata una costante
elastica dei vincoli che rappresentano il sistema plinto su pali di fondazione.
Kpl =17000 kN/m.
4.3
Analisi Modale
In Tabella 11 si riportano i primi 20 modi di vibrare che mobilitano completamente la massa traslazionale x e
y.
I primi modi di vibrare sono modi di traslazione lungo l’asse z, ed interessano particolarmente la copertura, in
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quanto essa è molto più deformabile rispetto al resto dell’edificio.
Figura 21 – deforma modale modo 7, T= 0.2080 s, f = 4.80 Hz
Figura 22– deforma modale modo 7, T= 0.2080 s, f = 4.80 Hz
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Figura 23 – deformata modale modo 8, T = 0.2007 s, f = 4.98 Hz
Figura 24– deformata modale modo 8, T = 0.2007 s, f = 4.98 Hz
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00
modo
f [Hz]
T [s]
mx
my
mz
Σmx
Σmy
Σmz
1
2.6437
0.378257
0.00
0.00
0.02594
0.00
0.00
0.02594
2
2.6473
0.377744
0.00
0.00
0.01395
0.00
0.00
0.03989
3
2.6504
0.377302
0.00
0.00
0.00013
0.00
0.00
0.04003
4
2.652
0.377073
0.00
0.00
0.00
0.00
0.00
0.0401
5
2.6521
0.37706
0.00
0.00
0.00015
0.00
0.00
0.04025
6
4.1303
0.242114
0.00
0.07433
0.00
0.00
0.07434
0.04025
7
4.8066
0.208047
0.9554
0.00
0.00
0.9554
0.07444
0.04025
8
4.9814
0.200746
0.00
0.91189
0.00
0.9555
0.98632
0.04025
9
6.2063
0.161126
0.00766
0.00
0.00
0.96316
0.98635
0.04025
10
8.2418
0.121333
0.00871
0.00
0.00542
0.97188
0.98642
0.04567
11
8.6271
0.115913
0.0097
0.00
0.0023
0.98158
0.98647
0.04797
12
8.7327
0.114512
0.01545
0.00
0.00193
0.99703
0.98655
0.0499
13
9.5788
0.104397
0.00
0.00614
0.00655
0.99706
0.99269
0.05645
14
9.683
0.103274
0.00
0.00112
0.01482
0.99713
0.99381
0.07127
15
9.721
0.10287
0.00
0.00542
0.00054
0.99713
0.99923
0.07181
16
9.8288
0.101742
0.00018
0.00
0.00108
0.99731
0.99928
0.07289
17
9.9528
0.100474
0.00
0.00
0.00022
0.99733
0.99932
0.07311
18
9.9808
0.100192
0.00
0.00
0.00049
0.99805
0.99923
0.02594
19
10.005
0.099945
0.00
0.00
0.00
0.99878
0.99928
0.03989
20
10.009
0.099908
0.00
0.00
0.00
0.99952
0.99932
0.04003
Tabella 11 – Frequenze, periodi e masse partecipanti
PROPRIETA’
STATO
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REVISIONE
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4.4
00
Combinazioni di carico
Si riportano di tutte le combinazioni utilizzate nel modello di calcolo separandole tra quelle per gli SLU, gli
SLE e le condizioni eccezionali di sisma e Tornado.
I coefficiente di combinazione riportati nelle prossime tabelle sono già il risultato del prodotto γQψ.
Combinazione per gli SLU in condizioni normali
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Combo fondamentale
G1
G2
Q1[H]
Q2[E]
QN
QVx
QVy
QT
C1x
Q1[H] prevalente
1,3
1,5
1,5
1,5
0,75
0,9
0
0,9
C1y
Q1[H] prevalente
1,3
1,5
1,5
1,5
0,75
0
0,9
0,9
C2x
Q2[E] prevalente
1,3
1,5
0
1,5
0,75
0,9
0
0,9
C2y
Q2[E] prevalente
1,3
1,5
0
1,5
0,75
0
0,9
0,9
C3x
QN prevalente
1,3
1,5
0
1,5
1,5
0,9
0
0,9
C3y
QN prevalente
1,3
1,5
0
1,5
1,5
0
0,9
0,9
C4x
QVx prevalente
1,3
1,5
0
1,5
0,75
1,5
0
0,9
C4y
QVy prevalente
1,3
1,5
0
1,5
0,75
0
1,5
0,9
C5x
QT prevalente
1,3
1,5
0
1,5
0,75
0,9
0
1,5
C5y
QT prevalente
1,3
1,5
0
1,5
0,75
0
0,9
1,5
G1
G2
Q1[H]
Q2[E]
QN
QVx
QVy
QT
Combinazione per gli SLE (rara)
Combo rara
C6x
Q1[H] prevalente
1
1
1
1
0,5
0,6
0
0,6
C6y
Q1[H] prevalente
1
1
1
1
0,5
0
0,6
0,6
C7x
Q2[E] prevalente
1
1
0
1
0,5
0,6
0
0,6
C7y
Q2[E] prevalente
1
1
0
1
0,5
0
0,6
0,6
PROPRIETA’
STATO
DATA SCADENZA
LIVELLO DI CLASSIFICAZIONE
PAGINE
ICO
Documento Definitivo
--
Aziendale
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GR AD 00017
REVISIONE
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Centrale del Garigliano – Adeguamento ex compattatore
00
C8x
QN prevalente
1
1
0
1
1
0,6
0
0,6
C8y
QN prevalente
1
1
0
1
1
0
0,6
0,6
C9x
QVx prevalente
1
1
0
1
0,5
1
0
0,6
C9y
QVy prevalente
1
1
0
1
0,5
0
1
0,6
C10x
QT prevalente
1
1
0
1
0,5
0,6
0
1
C10y
QT prevalente
1
1
0
1
0,5
0
0,6
1
G1
G2
Q1[H]
Q2[E]
QN
QVx
QVy
QT
Combinazione per gli SLE (frequente)
Combo frequente
C11
Q1 prevalente
1
1
0
0,9
0
0
0
0
C12
QN prevalente
1
1
0
0,9
0,2
0
0
0
C13
QVx prevalente
1
1
0
0,9
0
0,2
0
0
C14
QVy prevalente
1
1
0
0,9
0
0
0,2
0
C15
QN prevalente
1
1
0
0,9
0
0
0
0,5
Combinazione per gli SLE (quasi permanente)
Combo frequente
G1
G2
Q1[H]
Q2[E]
QN
QVx
QVy
QT
C16
1
1
0
0,8
0
0
0
0
Combinazione sismica TR=500 anni
**
Ey
**
Combo TR=500
G1
G2
Ex
C17
1
1
1
0
C18
1
1
0
1
Ez
**
Q1[H]
Q2[E]
QN
QVx
QVy
QT
0
0
0,8
0
0
0
0,5
0
0
0,8
0
0
0
0,5
PROPRIETA’
STATO
DATA SCADENZA
LIVELLO DI CLASSIFICAZIONE
PAGINE
ICO
Documento Definitivo
--
Aziendale
36/85
Legenda
Stato: Bozza, In Approvazione, Documento Definitivo
Livello di Classificazione: Pubblico, Aziendale, Riservato Aziendale – riproduzione vietata, Uso Ristretto – riproduzione vietata
ELABORATO
RELAZIONE DI CALCOLO
GR AD 00017
REVISIONE
Centrale del Garigliano – Adeguamento ex compattatore
1
C19
1
0
0
00
1
0
0,8
0
0
0
0,5
Q1[H]
Q2[E]
QN
QVx
QVy
QT
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 38 di 86
Combinazione sismica TR=1240 anni
**
Ey
**
Ez
**
Combo TR=2500
G1
G2
Ex
C20
1
1
1
0
0
0
0,8
0
0
0
0
C21
1
1
0
1
0
0
0,8
0
0
0
0
C22
1
1
0
0
1
0
0,8
0
0
0
0
* I coefficienti dell’azione termica nelle combinazioni sono quelli da normativa. Il calcolo di verifica è stato però svolto riducendone il
valore del 50%.
**Il sisma nella direzione principale (X Y Z) ingloba anche il 30% del sisma della direzione secondaria
Combinazione vento estremo
G1
G2
Wx
Wy
Q1[H]
Q2[E]
QN
QVx
QVy
QT
C23
1
1
1
0
0
0,8
0
0
0
0
C24
1
1
0
1
0
0,8
0
0
0
0
Combinazione impatto missili associati a tornado
G1
G2
Mx
My
Q1[H]
Q2[E]
QN
QVx
QVy
QT
C25
1
1
1
0
0
0,8
0
0
0
0
C26
1
1
0
1
0
0,8
0
0
0
0
Tabella 12 – Combinazioni di carico.
PROPRIETA’
STATO
DATA SCADENZA
LIVELLO DI CLASSIFICAZIONE
PAGINE
ICO
Documento Definitivo
--
Aziendale
37/85
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ELABORATO
RELAZIONE DI CALCOLO
GR AD 00017
Centrale del Garigliano – Adeguamento ex compattatore
5
REVISIONE
00
RISULTATI
5.1
Convenzioni e segni
L’asse X del sistema di riferimento globale XYZ del modello è parallelo al lato corto dell’edificio, mentre
l’asse Z è parallelo alla verticale ed è diretto verso l’alto.
Il sistema di riferimento locale e la descrizione delle sollecitazioni sugli elementi guscio è illustrato nelle
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 39 di 86
seguenti figure:
Figura 25 –convenzioni caratteristiche sollecitazione.
L’asse 1 e 2 sono gli assi che definiscono il piano medio del singolo elemento guscio, mentre l’asse 3 giace
in direzione ortogonale a quest’ultimo (Figura 25).
Le convenzioni assunte per i momenti M11, M22 e i tagli V23 V13 sono rappresentate in Figura 25. In
particolare, M11 rappresenta il momento che fa ruotare la sezione perpendicolare all’asse 1; analogamente,
M22 rappresenta il momento che fa ruotare la sezione perpendicolare all’asse 2.
5.2
Risultati condizioni normali
Vengono riportati di seguito gli output del programma di calcolo per le sollecitazioni di maggior interesse ai
fini delle verifiche strutturali, calcolate attraverso la combinazione d’inviluppo delle combinazioni di carico in
condizioni normali.
Verranno visualizzati separatamente i risultati per le varie parti della struttura. Le verifiche del solaio
composto e delle travi di copertura si riportano al capitolo 7.
PROPRIETA’
STATO
DATA SCADENZA
LIVELLO DI CLASSIFICAZIONE
PAGINE
ICO
Documento Definitivo
--
Aziendale
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ELABORATO
RELAZIONE DI CALCOLO
GR AD 00017
Centrale del Garigliano – Adeguamento ex compattatore
REVISIONE
00
5.2.1 Pareti in calcestruzzo
5.2.1.1
Combinazione fondamentale inviluppo SLU
Si riportano di seguito per completezza le sollecitazioni più significative agenti sui setti in c.a. dovute ai
carichi derivanti dall’inviluppo delle combinazioni SLU:
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 40 di 86
2
1
Figura 26 - Valori di M22 parete nord. [kNm/m]
Il valore massimo di :
•
M11 è circa 60 kNm/m;
•
M22 è circa 100 kNm/m;
•
V13 è circa 100 kN/m;
•
V23 è circa 80 kN/m;
I valori di sollecitazione sopra riportati non sono significativi ai fini della verifica dei setti in quanto le azioni in
condizioni sismiche ed eccezionali determinano sollecitazioni più gravose. Sono significativi invece per la
combinazione fondamentale allo stato limite ultimo i valori delle sollecitazioni agenti sulla platea di
fondazione.
5.2.2 Platea di fondazione
5.2.2.1
Combinazione fondamentale inviluppo SLU
I valori delle caratteristiche della sollecitazione sulla platea di fondazione sono stati valutati considerando
come sistema di vincolo della platea i soli pali di fondazione esistenti trascurando il contributo di rigidezza
offerto dal terreno. Il calcolo risulta in questo modo più conservativo.
Si riportano di seguito le sollecitazioni agenti sulla platea di fondazione dovute ai carichi derivanti
dall’inviluppo delle combinazioni SLU.
PROPRIETA’
STATO
DATA SCADENZA
LIVELLO DI CLASSIFICAZIONE
PAGINE
ICO
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--
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Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 41 di 86
Centrale del Garigliano – Adeguamento ex compattatore
REVISIONE
00
Figura 27 – Deformata platea di fondazione
2
1
Figura 28 Valori di M11 sulla platea di fondazione. [kNm/m]
PROPRIETA’
STATO
DATA SCADENZA
LIVELLO DI CLASSIFICAZIONE
PAGINE
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--
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Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 42 di 86
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REVISIONE
00
2
1
Figura 29- Valori di M22 sulla platea di fondazione. [kNm/m]
2
1
PROPRIETA’
STATO
DATA SCADENZA
LIVELLO DI CLASSIFICAZIONE
PAGINE
ICO
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--
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REVISIONE
00
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 43 di 86
Figura 30 – Valori di V13 sulla platea di fondazione. [kN/m]
2
1
Figura 31 - Valori di V23 sulla piastra di fondazione. [kN/m]
Il valore massimo di :
•
M11 è circa 260 kNm/m (in corrispondenza dei plinti di fondazione);
•
M22 è circa 210 kNm/m (in corrispondenza dei plinti di fondazione);
•
VMax è circa 300 kN/m;
Si noti che le azioni interne calcolate nella piastra di fondazione rappresentano un’approssimazione
conservativa del reale stato di sforzo nella struttura. Essa infatti non è supportata in modo diretto dai pali
esistenti, al contrario, questi ultimi sono vincolati all’estremità superiore da plinti in calcestruzzo armato, sui
quali viene realizzata la nuova platea.
5.3
Risultati condizioni sismiche
5.3.1 Sisma TR 500 anni
Si riportano di seguito le sollecitazioni agenti sull’edificio considerando un terremoto con la probabilità di
superamento del 5% sulla vita utile (25 anni). Il periodo di ritorno è 500 anni.
PROPRIETA’
STATO
DATA SCADENZA
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PAGINE
ICO
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--
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GR AD 00017
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5.3.1.1
REVISIONE
00
Pareti in calcestruzzo
Si considera come significativa la parete lato nord (con due aperture), si tralascia di riportare i risultati sulle
altre pareti:
2
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 44 di 86
1
Figura 32 - Valori di M11 . [kNm/m]
2
1
Figura 33 – Valori di M22. [kNm/m]
2
1
Figura 34 – Valori di V13 [kN/m] i valori sono da moltiplicare per 10
3
PROPRIETA’
STATO
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GR AD 00017
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REVISIONE
00
2
1
Figura 35 - Valori di V23 [kN/m] i valori sono da moltiplicare per 10
3
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 45 di 86
Il valore massimo di :
•
M11 è circa 60 kNm/m;
•
M22 è circa 135 kNm/m;
•
V13 è circa 100 kN/m;
•
V23 è circa 120 kN/m;
I valori riportati sono i valori massimi che si riscontrano trascurando i picchi in corrispondenza degli appoggi
delle travi di copertura, o presenti all’incrocio dei setti. Per far fronte a tali incrementi di tensioni si prevede
armatura aggiuntiva sia in direzione verticale che orizzontale. Per ulteriori dettagli sull’armatura aggiuntiva si
veda § 6.1
Le sollecitazioni nella piastra di fondazione sono inviluppate dai valori calcolati per la combinazione
fondamentale.
5.3.2 Sisma TR 1240 anni
Si riportano di seguito le sollecitazioni agenti sull’edificio considerando un terremoto con la probabilità di
superamento del 2% sulla vita utile (25 anni). Il periodo di ritorno è circa 1240 anni.
5.3.2.1
Pareti in calcestruzzo
Si considera come significativa la parete lato nord (con due aperture), si tralascia di riportare i risultati sulle
altre pareti:
PROPRIETA’
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2
1
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 46 di 86
Figura 36- Valori di M11 parete nord. [kNm/m]
2
1
Figura 37- Valori di M22 parete nord. [kNm/m]
2
1
Figura 38- Valori di V13 parete nord [kN/m]
PROPRIETA’
STATO
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00
2
1
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 47 di 86
Figura 39- Valori di V23 parete nord [kN/m]
Il valore massimo di :
•
M11 è circa 80 kNm/m;
•
M22 è circa 160 kNm/m;
•
V13 è circa 130 kNm/m;
•
V23 è circa 170 kNm/m;
I valori riportati sono i valori massimi che si riscontrano trascurando i picchi in corrispondenza degli appoggi
delle travi di copertura, o presenti all’incrocio dei setti. Per far fronte a tali incrementi di tensioni si prevede
armatura aggiuntiva sia in direzione verticale che orizzontale. Per ulteriori dettagli sull’armatura aggiuntiva si
veda § 6.1
Le sollecitazioni nella piastra di fondazione sono inviluppate dai valori calcolati per la combinazione
fondamentale.
5.4
Risultati condizioni eccezionali
5.4.1 Vento estremo
Si riportano di seguito le sollecitazioni riferite alla combinazione in cui il vento agisce parallelamente alla
direzione X (Tornado X), in quanto più significative rispetto alle sollecitazioni date dal vento agente in
direzione Y:
5.4.1.1
Pareti in calcestruzzo
Si considera come significativa la parete lato nord (con due aperture), si tralascia di riportare i risultati sulle
altre pareti:
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00
2
1
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 48 di 86
Figura 40– Valori di M11 parete nord [kNm/m]
2
1
Figura 41– Valori di M22 parete nord [kNm/m]
2
1
Figura 42– Valori di V13 parete nord [kN/m]
PROPRIETA’
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00
2
1
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 49 di 86
Figura 43– Valori di V23 parete nord [kN/m]
Il valore massimo del Momento è circa 100 kNm/m mentre il valore massimo del taglio è circa 90 kN/m
I valori riportati sono i valori massimi che si riscontrano trascurando i picchi in corrispondenza degli appoggi
delle travi di copertura, o presenti all’incrocio dei setti. Per far fronte a tali incrementi di tensioni si prevede
armatura aggiuntiva sia in direzione verticale che orizzontale. Per ulteriori dettagli sull’armatura aggiuntiva si
veda § 6.1
Le sollecitazioni nella piastra di fondazione sono inviluppate dai valori calcolati per la combinazione
fondamentale.
5.4.2 Missili associati al tornado (autovettura e tavola di legno)
Si riportano di seguito le sollecitazioni agenti sull’edificio derivanti dall’ impatto dell’autovettura sulla veletta
modellata in corrispondenza dell’apertura principale procedendo con un’analisi time history e prendendo a
riferimento le forzanti descritte nel capitolo 3 § 3.5.2.3.
Nella figura seguente si riporta la deformata a seguito dell’impatto dell’autovettura:
PROPRIETA’
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Centrale del Garigliano – Adeguamento ex compattatore
REVISIONE
00
Figura 44 – Deformata a seguito dell’impatto dell’autovettura
2
1
Figura 45 – Valori di M11 dovuti all’impatto dell’auto [kNm/m]
PROPRIETA’
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PAGINE
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GR AD 00017
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REVISIONE
00
2
1
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 51 di 86
Figura 46 - Valori di M22 dovuti all’impatto dell’auto [kNm/m]
2
1
Figura 47 – Valori di V23 dovuti all’impatto dell’auto [kN/m]
Il valore massimo per l’impatto dell’auto di:
•
M11 = 140 kNm/m
•
M22 = 130 kNm/m
•
V23 = 130 kN/m
2
1
Figura 48 - Valori di M11 dovuti all’impatto della tavola di legno [kNm/m]
PROPRIETA’
STATO
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RELAZIONE DI CALCOLO
GR AD 00017
Centrale del Garigliano – Adeguamento ex compattatore
REVISIONE
00
2
1
Figura 49 - Valori di V13 dovuti all’impatto della tavola di legno [kN/m]
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 52 di 86
Il valore massimo per l’impatto della trave di legno di:
•
M11 = 120 kNm/m
•
M22 = 90 kNm/m
•
V23 = 110 kN/m
I valori riportati sono i valori massimi che si riscontrano trascurando i picchi in corrispondenza degli appoggi
delle travi di copertura, o presenti all’incrocio dei setti. Per far fronte a tali incrementi di tensioni si prevede
armatura aggiuntiva sia in direzione verticale che orizzontale. Per ulteriori dettagli sull’armatura aggiuntiva si
veda § 6.1
6
VERIFICHE
6.1
Armature elementi strutturali
Per la descrizione dell’armatura delle pareti in calcestruzzo, si fa riferimento alla parete lato nord (con le
aperture), che rappresenta l’elemento più sollecitato.
L’armatura verticale di base è costituita da ferri ϕ20 a passo 20 cm su entrambi i lembi; è prevista armatura
aggiuntiva (1+1 ϕ20 a passo 20 cm) in corrispondenza degli spigoli e delle aperture per far fronte agli
incrementi di tensione. Per le altre pareti la disposizione dell’armatura di base verticale è la medesima, così
come l’armatura aggiuntiva in corrispondenza dell’incrocio dei muri.
L’armatura orizzontale di base è costituita da ferri ϕ 16 a passo 20 cm su entrambi i lembi; è prevista
armatura aggiuntiva (1+1 ϕ 16 con passo 20 cm) sulla porzione di parete sovrastante le aperture. In tali zone
è inserita armatura trasversale (staffe ϕ10/20,il passo delle staffe è di 10 cm alle estremità delle aperture).
Le travi di copertura sono appoggiate ai muri perimetrali ed ancorate tramite 4 tirafondi costituiti da barre ad
aderenza migliorata di diametro 20 mm e lunghezza 1.20 m.
Per la platea di fondazione si è utilizzata come armatura di base una maglia (ferri in direzione x ed y) ϕ20/20
sia al lembo inferiore che superiore; è prevista armatura aggiuntiva al lembo superiore (maglia ϕ20/20) nelle
due direzioni x ed y in corrispondenza dei plinti di fondazione.
PROPRIETA’
STATO
DATA SCADENZA
LIVELLO DI CLASSIFICAZIONE
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51/85
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GR AD 00017
Centrale del Garigliano – Adeguamento ex compattatore
REVISIONE
00
Le resistenze degli elementi strutturali si valutano su una sezione di un metro come illustrato nella Figura 1 e
Figura 51.
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 53 di 86
Figura 50 – sezione resistente setti in c.a.
Figura 51 – sezione resistente piastra di fondazione armatura di base (sinistra); armatura aggiuntiva plinti (destra).
Per ulteriori informazioni si vedano [34],[35],[36]
6.2
Verifiche di resistenza allo stato limite ultimo pareti in c.a.
Si procede con la verifica dei setti in calcestruzzo prendendo in considerazione le massime sollecitazioni
agenti.
6.2.1 Verifica di resistenza a pressoflessione
Facendo riferimento al punto § 7.4.4.5.2.1 dell’NTC 2008 [2] la forza normale di compressione non deve
eccedere il 35% della resistenza massima a compressione della sola sezione di calcestruzzo.
Considerando una sezione di 1 m di larghezza si ha:
N Rd = 0.35A C f cd = 3850kN/m
Il massimo sforzo di compressione agente è circa 1000 kN/m:
Per la verifica a flessione si fa riferimento al § 7.4.4.2.2.1 [2], tenendo conto nella determinazione della
resistenza di tutte le armature presenti nella parete.
PROPRIETA’
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GR AD 00017
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REVISIONE
00
I valori dei momenti agenti massimi M11 e M22 sono rispettivamente 140 kNm/m e 160 kNm/m:
I valori dei momenti resistenti M11,Rd ed M22,Rd , valutati come al § 4.1.2.1.2 NTC2008 considerando la
sezione resistente di Figura 50 sono rispettivamente 175 kNm/m e 270 kNm/m
kNm/m
kNm/m
M11,max
140
M22,max
160
M11 ,Rd
175
M22 ,Rd
270
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 54 di 86
Tabella 13 – Valori momenti agenti e resistenti (setti in c.a.)
6.2.2 Verifica di resistenza a taglio
Al § 7.4.4.5.2.2 della NTC 2008 [2], si indica che la verifica a taglio nel piano della parete va fatta nel modo
indicato nel punto 7.4.4.2.2.. Nel caso in esame tale verifica non è necessaria in quanto le dimensioni delle
pareti e la tipologia dell’edificio (scatolare), rendono tale verifica superflua. Si procede con le verifiche a
taglio prendendo in considerazione i tagli agenti fuori piano V13 e V23.
Si fa riferimento al punto § 4.1.2.1.3.1 della NTC 2008 [2] (verifica di elementi non dotati di armature
trasversali resistenti al taglio):
I tagli massimi agenti a metro sono:
V13,max = 130 kN/m; V23,max = 170 kN/m
I valori dei tagli resistenti considerando come sezione resistente quella indicata in figura 46 sono:
V13,Rd = 220.71 kN/m ; V23,Rd = 256 kN/m
kN/m
kN/m
V13,max
140
V23,max
170
V13 ,Rd
220
V23 ,Rd
256
Tabella 14 – Valori dei tagli agenti e dei tagli resistenti (setti in c.a.)
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REVISIONE
00
6.2.3 Limitazioni
Lo spessore delle pareti deve essere non inferiore al valore massimo tra 150 mm e 1/20 dell’altezza libera
d’interpiano. Possono derogare da tale limite le strutture a funzionamento scatolare ad un solo piano non
destinate ad uso abitativo (NTC 2008 § 7.4.6.1.4. [2]);
Le armature sia verticali che orizzontali devono avere diametro non superiore ad 1/10 dello spessore della
parete, devono essere disposte su entrambe le facce della parete ad un passo non superiore a 30 cm,
devono essere collegate con legature, in ragione di almeno nove ogni metro quadrato.
I diametri utilizzati sono ϕ16 e ϕ20, 1/10 dello spessore della parete è 5 cm: la limitazione è dunque
ampiamente rispettata; il passo massimo è 20 cm.
L’armatura verticale ed orizzontale deve essere almeno pari allo 0,2 % della sezione di calcestruzzo:
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2
Considerando una sezione avente base 100 cm, si ha: 0.002 Ac = 9,2 cm ; l’armatura è costituita da ϕ20/20
2
= 15 cm .
6.3
Verifiche agli stati limite di esercizio pareti in c.a.
Per le condizioni di esercizio, secondo quanto riportato nel §4.1.2.2.5 delle NTC2008 [2], la verifica delle
tensioni massime di compressione nel calcestruzzo dovranno essere effettuate imponendo:
σc < 0.60 fck = 19.20 Mpa
per combinazione caratteristica rara
σc < 0.45 fck = 14.40 Mpa
per combinazione quasi permanente
La massima tensione di compressione per la combinazione rara è pari a circa 6 Mpa;
La massima tensione di compressione per la combinazione quasi permanente è pari a circa 8 Mpa;
6.4
Verifiche allo stato limite ultimo platea di fondazione
6.4.1 Verifica di resistenza a flessione
La resistenza a flessione viene valutata facendo riferimento al punto § 4.1.2.1.2 della NTC2008 [2]:
Il massimo momento sollecitante considerando le due direzioni è MEd = 260 kNm/m;
il momento resistente della sezione calcolato come al NTC2008 § 4.1.2.1.2 [2], facendo riferimento alla
figura 43, è MRd = 330 kNm/m (con armatura di base); MRd = 630 kNm/m (con armatura aggiuntiva).
La verifica di resistenza a flessione della platea di fondazione è soddisfatta in quanto l’azione di progetto
calcolata MSd = 260 kNm/m è sensibilmente inferiore rispetto al momento resistente della sezione.
6.4.2 Verifica di resistenza a taglio
Si procede con la verifica a taglio per elementi non dotati di armature trasversali resistenti al taglio come al §
4.1.2.1.3.1 NTC2008 [2]
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REVISIONE
00
La verifica viene effettuata in condizioni normali per la combinazione di carico di inviluppo SLU.
Il massimo taglio sollecitante agente è VEd = 300 kNm/m (in corrispondenza dei plinti di fondazione); il taglio
resistente da prendere in considerazione è quello relativo alla sezione con armatura aggiuntiva Figura 51
VRd= 355 kN/m; per le sezioni con armatura di base, il taglio agente è sensibilmente inferiore al taglio
resistente che è pari a VRd= 280 kN/m. La verifica di resistenza a taglio della platea di fondazione è
soddisfatta.
I valori massimi delle sollecitazioni agenti sulla platea di fondazione nella realtà risultano minori rispetto ai
valori estrapolati dal modello per i motivi esposti al § 5.1.3.1. Allo stesso paragrafo si esplicita il motivo della
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omessa verifica a punzonamento.
7
VERIFICA SOLAIO DI COPERTURA
7.1
Caratteristiche del solaio di copertura
La copertura del nuovo edificio è descritta al § 3.1:
In Figura 52 è rappresentata la pianta della copertura:
Figura 52 – Pianta copertura
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7.2
REVISIONE
00
Modello di calcolo e scelta della lamiera
Il solaio in esame è un solaio composto che si basa sull’accoppiamento di una lamiera grecata e di un getto
di calcestruzzo, più una rete elettrosaldata con lo scopo di evitare fessurazioni e ripartire i carichi.
L’altezza complessiva del solaio composto non deve essere minore di 80 mm. Lo spessore hc del
calcestruzzo al di sopra dell’estradosso delle nervature della lamiera non deve essere minore di 40 mm. Se
la soletta realizza con la trave una membratura composta, l’altezza complessiva non deve essere minore di
90 mm e hc non deve essere minore di 50 mm. (NTC 2008 § 4.3.6.5.2. [2]). Lo spessore delle lamiere
grecate impiegate nelle solette composte non deve essere inferiore a 0,8 mm. (NTC 2008 § 4.3.6.5.1. [2]).
Si sceglie una lamiera dello spessore 10/10 (Figura 53). Di seguito si riportano le caratteristiche del solaio
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composto:
Figura 53 – Solaio con lamiera grecata: sezione caratteristica
dove:
bb= 61,5 mm; bs= 61,5 mm
i = 150 mm
hp = 55 mm
t = 1 mm
4
3
J= 781500 mm ; W = 23690 mm ;
H = 160 mm, hc= 105 mm; dp= 132,5 mm
7.3
Analisi dei carichi
2
• Carichi Permanenti strutturali
Peso [kN/m ]
Lamiera grecata
0.13
Soletta
3.30
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REVISIONE
00
G1
3.43
2
• Carichi Permanenti non strutturali
Peso [kN/m ]
Impermeabilizzante ed isolante
0.20
G2
0.20
2
• Carichi accidentali
Peso [kN/m ]
Cat H1 coperture e sottotetti accessibili per
sola manutenzione
0.50
QK,1
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 58 di 86
7.4
0.50
Prima fase: getto del calcestruzzo
In questa fase la lamiera costituisce il cassero ed è soggetta al peso proprio, al peso del getto e al peso dei
mezzi d’opera.
Durante questa fase il conglomerato non è ancora indurito e i carichi sono rappresentati dai pesi strutturali e
dal carico di costruzione (mezzi d’opera).
Carichi
kN/m
Carico singola greca
2
kN/m
2
G1[Lamiera]
0,13
0,0195
G1[soletta]
3,30
0,495
Mezzi d’opera
1,50
0,225
7.4.1 Verifica allo stato limite ultimo
Lo schema utilizzato per il calcolo delle sollecitazioni è quello della trave continua su più appoggi.
In figura 39 si riportano gli schemi adottati per la valutazione delle caratteristiche della sollecitazione.
7.4.1.1
Verifica di resistenza a flessione
Si considera lo schema di carico che massimizza i momenti inferiori in campata figura 49 (schema superiore)
e superiori sugli appoggi (schema inferiore).
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REVISIONE
00
Figura 54 - Schema di carico momento positivo (schema superiore), momento negativo (schema inferiore).
Il massimo momento si ha sull’appoggio intermedio:
MSd = -4,15 kN/m/m
Trattandosi di una sezione di classe 4 , le verifiche agli SLU devono essere eseguite sulla sezione efficace.
Per la flangia compressa, utilizzando la Tabella 15 si ha:
Tabella 15 - Larghezza efficace di pannelli compressi. [Tab. C4.2.VIII NTC 2008]
2
Ψ =1; σcr =273.80 N/mm ; ρ = 0.74
Ψ
1
rapporto tra le tensioni ai bordi del pannello
σcr
273,80 N/mm
λp
1,08
snellezza relativa del pannello
ρ
0.74
coefficiente di riduzione che tiene conto dell’instabilità
beff
45,31 mm
larghezza efficace del pannello
2
σ critica
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REVISIONE
00
Per le anime, utilizzando la Tabella 16 si ha:
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Tabella 16 - Larghezza efficace di pannelli compressi. [Tab. C4.2.VIII NTC 2008] [2]
Ψ
-1
rapporto tra le tensioni ai bordi del pannello
σcr
1636 N/mm
λp
0.44
snellezza relativa del pannello
ρ
1
coefficiente di riduzione che tiene conto dell’instabilità
beff
56.6 mm
larghezza efficace del pannello
2
σ critica
La sezione efficace è dunque assimilabile allo schema riportato in Figura 45.
Figura 55 – sezione efficace lamiera grecata
SX
5798,9 mm
Aeff
220 mm
3
2
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REVISIONE
00
4
I
110712,6 mm
YG
26,36 mm
W sup
3660,84 mm
3
W inf
4200,44 mm
3
W sup,eff (interasse greche 150 mm)
28002,92 mm
3
W inf,eff (interasse greche 150 mm)
24405,42 mm
3
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 61 di 86
MR,d = 8,14 kNm/m ; MSd = 4,15 kN/m/m: la verifica è soddisfatta.
7.4.2 Verifica di resistenza a taglio
La resistenza a taglio della lamiera grecata è affidata al solo elemento d’anima (costole) Vw,Rd e deve essere
assunta come la minore tra la resistenza all’instabilità per taglio Vb,Rd UNI EN 1993-1-3 [6], e la resistenza
plastica a taglio Vp,Rd..
Figura 56 – elemento resistente a taglio
Il massimo taglio agente è
Vb,Rd =
VSd = 10.1kN .
hw
t ⋅ f bv /γ M0 = 20.91kN
sinφ
dove la tensione resistente per instabilità a taglio è data da:
f bv = f yk χ (λ w )
essendo c un coefficiente riduttivo dipendente dalla snellezza adimensionale λw dell’anima:
λ w = 0.346
sw
t
f yk
E
= 0.80 ; per λ w ≤ 0.83 → χ = 0.58
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VP, Rd =
REVISIONE
00
h w  f vk 
t ⋅
 /γ M0 = 20.81kN
sinφ  3 
La resistenza a taglio della lamiera grecata è dunque:
Vw,Rd = Vp,Rd = 20.81kN . La verifica è soddisfatta.
7.4.3 Verifica agli stati limite di esercizio
La verifica agli stati limite di esercizio, riguarda la verifica di deformabilità della lamiera grecata che funge da
cassero.
La combinazione SLE rara:
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Fd, = Gk1 + Qcos
Affinchè la verifica sia soddisfatta, occorre accertarsi che la freccia massima in campata sia inferiore al
minimo tra i due seguenti valori (NTC2008 4.3.6.4.2 [2]):
1. L/180 (esclusi i carichi di costruzione)
2. 20 mm
L/180 = 13,88 mm
Lo schema utilizzato per il calcolo della freccia è quello di trave continua su più appoggi:
f = 5,84 mm
La verifica è pertanto soddisfatta.
7.5
Fase 2: Soletta composta
Dopo la maturazione, il calcestruzzo collabora con la lamiera grecata. La soletta si comporta come una trave
composta e ne costituisce l’armatura tesa. Per la verifica allo stato limite ultimo, si utilizza lo schema di
semplice appoggio e non più quello di trave continua. Questo perché è possibile utilizzare lo schema di trave
continua solo se si dispone di sufficiente armatura al lembo superiore, tuttavia la posa di tale armatura risulta
essere onerosa per la difficoltà di mantenerla nella corretta posizione, ed inoltre la sezione compressa di cls
è ridotta a causa della forma seghettata. Si deve comunque posare un’armatura minima pari allo 0,2%
dell’area della sezione di cls al di sopra della lamiera grecata (NTC 2008, 4.3.4.3.5.). L’armatura minima
2
2
risulta 2.1 cm /m; nella soletta è posata una rete di base ϕ8 20x20 (2.26 cm /m), in corrispondenza degli
2
appoggi si ha la sovrapposizione delle reti e quindi l’armatura e risulta ϕ8 10x10 = 4.52 cm /m
Carichi
kN/m
Carico singola greca
2
kN/m
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REVISIONE
00
G1
3,43
0.515
G2
0.20
0.03
Qk [cat H1]
0,50
0.075
7.5.1 Verifica allo stato limite ultimo
La combinazione SLU:
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Fsd = ϒG1Gk1 + ϒG2Gk2 + ϒQQk
7.5.1.1
Verifica di resistenza a flessione
Riferendosi allo schema di semplice appoggio, il carico sollecitante allo stato limite considerato è:
Fsd = 5.51 kN/m
2
Il momento massimo agente:
MSd = 4.13 kNm/m
Il momento plastico resistente della soletta composta si calcola con riferimento alla teoria plastica (UNI EN
1994-1-1, 9.7.2. [7]), adoperando i diagrammi a blocchi di tensione:
La profondità dell’asse neutro plastico, calcolato imponendo l’equilibrio alla traslazione di una striscia di
soletta larga 1000 mm, è:
y c ⋅ f cd ⋅ 1000 = f yk ⋅ A a , dove per Aa si intende l’area di lamiera per un metro di larghezza; si ottiene
dunque:
y c = 27.8mm
La resistenza a trazione della lamiera d’acciaio è:
R a = A a ⋅ f y /γ a =479 kN
di conseguenza il momento plastico è :
y 

M pl,Rd = R a ⋅  d p − c  = 56.9kNm/m ; la verifica è soddisfatta.
2 

7.5.1.2
Verifica di resistenza a taglio
Il taglio massimo agente:
VSd = 11,48 kN/m
La resistenza a taglio della soletta composta si valuta con la medesima relazione valida per gli elementi in
cemento armato non armati a taglio (NTC 2008, 4.1.2.1.3.1.[2])
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(
REVISIONE
00
)
VRd = 0.18k (100ρ1f ck ) 3 /γ c + 0.15σ p b w d ≥ (v min + 0.15σ p )b w d = 52.9kN
1
VRd = 52,9 kN/m; la verifica è soddisfatta
7.5.1.3
Verifica di resistenza a punzonamento
La soletta composta va verificata nei confronti del punzonamento prodotto da una forza concentrata il cui
valore caratteristico è: UNI EN 1994-1-1, 9.8.1 [7]
Fpk = 2kN
Fd = γ q Fpk = 1.5 ⋅ 2 = 3kN
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Vp,Rd = τ p,Rd ⋅ C p ⋅ h c
Il perimetro critico Cp nei confronti del punzonamento UNI EN 1994-1-1, § 9.8.1 [7] può valutarsi come
segue:
ap, bp impronte di carico 5 ₓ 5 cm.
Figura 57 – area impronta verifica a punzonamento
C p = 2 ⋅ (a p + b p + 4 ⋅ h f ) + 4(d p − h c ) + 2 ⋅ π ⋅ h c = 1369.7mm
(
)
τ Rd = 0.18k (100ρ1f ck ) 3 /γ c + 0.1σ p ≥ (v min + 0.1σ p )
1
ρ l = ρ ly ⋅ ρ lz = 0,016
ρly è il rapporto geometrico di armatura longitudinale (in questo caso è l’area della lamiera grecata); ρlz è il
rapporto geometrico di armatura trasversale.
τ Rd = 1.31N/mm 2 ; Vp,Rd = 188kN ; la verifica è soddisfatta.
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REVISIONE
00
7.5.2 Verifica agli stati limite di esercizio
La verifica agli stati limite di esercizio, riguarda la verifica di deformabilità della soletta composta sotto i
carichi di esercizio. In generale per le solette non particolarmente snelle (L/dp ≤ 31) la verifica è sempre
soddisfatta. (UNI 1992 1.1 [4])
L
dp
7.6
= 18,87 ≤ 32
Verifica travi di copertura
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7.6.1 Travi principali HE 500 A
La trave principale è una trave composta acciaio – calcestruzzo costituita da un profilo metallico HE 500 A
collegata mediante connettori a piolo tipo Nelson alla soletta composta. La trave composta è semplicemente
appoggiata con una luce di 14,5 m e interasse 5 m. Essa presenta un giunto alla distanza di 11,50 m che
unisce e rende solidali due conci di trave.
Figura 58 – Schema statico trave di copertura
Le caratteristiche geometriche e meccaniche della sezione in acciaio tipo S275 sono:
H = 490 mm
bs x ts = 300 × 23 mm
bi x ti = 300 × 23 mm
hw x tw = 444 × 12 mm
Aa = 197,5 cm
2
xa = 24,5 cm
ya = 24,5 cm
4
IGa = 86970 cm
4
Wsa = 3949cm 3
Wia = 3949cm 3
2
fyk = 27500 N/cm =275 Mpa
Figura 59 – Trave HE 500 A
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REVISIONE
00
7.6.2 Criteri di calcolo
Il calcolo delle sollecitazioni nelle membrature viene effettuato considerando una sezione equivalente
omogeneizzata, con l’ipotesi che essa rimanga piana nella configurazione deformata (analogamente a
quanto avviene per le sezioni di cemento armato). Affinché tale metodo sia applicabile, è necessario che:
• non ci siano scorrimenti relativi tra i due materiali lungo le superfici di contatto;
• non ci sia movimento relativo verticale tra la soletta di calcestruzzo e la trave d’acciaio ( assicurato
tramite i pioli Nelson).
Per la verifica, si farà riferimento allo stato limite elastico della sezione. La resistenza a taglio sarà assicurata
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unicamente dalla trave in acciaio così come prescritto dalle NTC2008 [2].
7.6.3 Fase 1: Getto del calcestruzzo
Nella fase di getto la struttura portante è composta dalla sola travatura in acciaio. In questa fase l’intero
carico è sostenuto dalla travata in metallo senza contributo della soletta collaborante.
7.6.3.1
Analisi dei carichi
2
• Carichi Permanenti strutturali
Peso [kN/m ]
Lamiera solac 55
0.13
Soletta
3.30
Travi HE 500 A
0.36
Travi IPE 300
0.23
G1
4.00
2
• Carichi Permanenti non strutturali
Peso [kN/m ]
Impermeabilizzante ed isolante
0.20
G2
0.20
2
• Carichi accidentali
Peso [kN/m ]
Cat H1 coperture e sottotetti accessibili per
sola manutenzione
0.50
QK,1
0.50
In tale fase si considera un carico concentrato di 2,00 kN rappresentante i carichi di costruzione.
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REVISIONE
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7.6.3.2
00
Verifica agli stati limite di esercizio
Le verifiche in campo elastico, per gli stati di sforzo piani tipici delle travi, si eseguono con riferimento al
seguente criterio (NTC 2008 § 4.2.4.1.2 [2]), detto anche criterio di Von Mises:
Come è noto, la verifica elastica consiste nel valutare gli effetti delle azioni (momento flettente + taglio)
nell’ipotesi che il legame tensione-deformazione del materiale sia indefinitamente lineare.
Le formule adottate per il calcolo delle σ e delle τ sono quelle classiche provenienti dalla teoria elastica della
trave:
σ (i ) =
M (i )
,
W (i )
τ (i) =
T ⋅ S *( i )
b (i ) ⋅ I n
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 67 di 86
Per la verifica allo stato limite di esercizio si considerano solo i carichi permanenti per una fascia di influenza
di 5,00 m (interasse travi):
E
F d = G1= 0,65 + 16,5 + 1,50 + 3,36 = 22,01 kN/m
Verifica sezioni
Si riportano i valori tensionali in corrispondenza della sezione di mezzeria e della sezione del giunto:
*
*
Sez.
Mmax
Tmax
σss
-
[N∙mm]
[N]
[N/mm ]
[N/mm ]
2
[N/mm ]
2
[N/mm ]
[mm ]
Mez.
578.45×10
0
168.60
152.77
-168.60
-152.77
161.11×10
110.66
100.27
-110.66
-100.27
161.11×10
6
Giunto 379.67×106
935×10
σs
2
3
σii
S se S i
σi
2
τws
3
τwi
2
τG
2
[N/mm ]
[N/mm ]
5
0
0
0
5
149.4
149.4
176.8
Per la verifica della sezione di mezzeria si ha:
σ ss =
168.60 N/mm
σ ii =
152.77 N/mm
2
2
< fyk / γM0 = 261.90 N/mm
< fyk / γM0= 261.90 N/mm
2
2
Per la verifica della sezione del giunto si ha:
2
< fyk / γM0 = 261.90 N/mm
2
< fyk / γM0 = 261.90 N/mm
σ ws2 + 3 ⋅τ ws2 =
103.56 N/mm
σ wi2 + 3 ⋅τ wi2 =
103.56 N/mm
2
2
(intradosso ala sup.),
(intradosso ala inf.),
2
3 ⋅τ max
= 30.62 N/mm2 < fyk / γM0 = 261.90 N/mm2 (baricentro G).
PROPRIETA’
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DATA SCADENZA
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--
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2
[N/mm ]
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GR AD 00017
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7.6.3.3
REVISIONE
00
Verifica allo stato limite ultimo
Classificazione della sezione (NTC § 4.3.1. [2]):
275
= 0,92
fy
ε=
Anima soggetta a flessione :
c
= 37ε ≤ 72ε
tf
Ala esterna soggetta a compressione :
c = 6.2ε ≤ 9ε
t
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La sezione è di classe 1, non sono presenti azioni assiali e quindi non sono necessarie verifiche di
instabilità.
Per la verifica allo stato limite ultimo in fase di getto, si fa riferimento ai carichi permanenti e ai carichi
accidentali dovuti alla costruzione.
Si considera una fascia di influenza di 5,00 m (interasse travi):
F
U
d=
ϒG1 G1 + ϒQ1 Qc = 28,16 kN/m + 3,00 kN concentrato
Verifiche
kNm
kN
Mmax
764.84
Vmax
205.1
MPL,Rd
1034
VPL,Rd
1129
VSd ≤ 0,5 VPL,Rd di conseguenza non è necessaria nessuna riduzione del momento flettente.
7.6.4 Fase 2: Trave composta
In questa fase la trave in acciaio è diventata solidale con il solaio composto da lamiera grecata e soletta.
Dunque a tutti gli effetti va considerata come una trave composta. I carichi agenti sono i carichi permanenti
strutturali, i carichi permanenti non strutturali e i carichi accidentali.
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7.6.4.1
REVISIONE
00
Analisi dei carichi
2
• Carichi Permanenti strutturali
Peso [kN/m ]
Lamiera grecata
0.13
Soletta
3.30
Travi HE 500 A
0.36
Travi IPE 300
0.23
G1
4.00
2
• Carichi Permanenti non strutturali
Peso [kN/m ]
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Impermeabilizzante e isolante
0.20
0.20
G2
2
• Carichi accidentali
Peso [kN/m ]
Cat H1 coperture e sottotetti accessibili per
sola manutenzione
Carico neve
7.6.4.2
0.50
QK,1
0.50
QN
0.48
Verifica allo stato limite ultimo
Si procede utilizzando l’analisi plastica per la verifica allo stato limite ultimo (NTC § 4.3.2.2.2).
Si considera una fascia di influenza di 5,00 m (interasse travi) e si prende in considerazione l’inviluppo SLU
che massimizza i carichi.
7.6.4.3
Larghezza efficace
La larghezza efficace, beff, di una soletta in calcestruzzo può essere determinata mediante l’espressione
(NTC § 4.3.2.3 [2]):
b eff = b 0 + b e1 + b e1
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Figura 60 – definizione della larghezza efficace
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Per appoggi di estremità vale la seguente espressione:
b eff = b 0 + β1b e1 + β 2 b e1
;
b0 = distanza tra gli assi dei connettori;
bei = min (Le/8;bi);
Le = distanza tra punti di momento nullo;
L
β i =  0.55 + 0.25 ⋅ e 
bi  ;

si ottiene b0 = 150mm; be1 = be2 = 1812 mm; β1 = β2 = 0.75
Beff =2.8 m
Verifiche
kNm
kN
Mmax
1070
Vmax
250
MPL,Rd
1831
VPL,Rd
1129
L’ asse neutro taglia la soletta: yn 101.4 mm.
VSd ≤ 0,5 VPL,Rd, di conseguenza non è necessaria nessuna riduzione del momento flettente.
7.6.4.4
Verifica a scorrimento dei connettori
Per garantire il corretto comportamento della trave composta i connettori a taglio vanno disposti sull’intera
lunghezza della trave, con un’idonea armatura trasversale in grado di trasmettere la forza di scorrimento.
Qualora la sezione sia compatta (Classe 1 o 2), il collegamento a taglio può essere realizzato a parziale
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REVISIONE
00
ripristino di resistenza se il carico ultimo di progetto è inferiore a quello che potrebbe sopportare l’elemento
composto con collegamenti a completo ripristino (UNI EN 1994-1-1 § 6.2.1.3 [7]).
Il sistema di collegamento adottato deve inoltre, garantire una opportuna resistenza nei confronti del
distacco della soletta di calcestruzzo. I connettori a piolo muniti di testa (tipo Nelson), posseggono in
generale una buona resistenza al distacco.
La forza di scorrimento va valutata con riferimento ad un concio di trave compreso tra due sezioni critiche.
Nel caso di trave semplicemente appoggiata, le sezioni critiche sono le sezioni degli appoggi e quella di
mezzeria.
LCR =L/2 = 7,75 m
Per realizzare il collegamento a completo ripristino, la forza totale di scorrimento che deve essere
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contrastata dai connettori, disposti nella lunghezza critica della trave, è pari al minimo tra la resistenza
plastica della soletta e quella della trave in acciaio:
F s sc = A S ⋅ f yd = 5174 kN
F c sc = b eff ⋅ h c ⋅ f cd = 5462kN
Si impiegano pertanto pioli muniti di testa (tipo Nelson)
h= 100 mm;
d= 20 mm
Tale scelta rispetta le limitazioni prescritte al 4.3.4.3.1.1 della NTC [2].
La resistenza di calcolo a taglio di un piolo dotato di testa, posto in una soletta di calcestruzzo piena può
essere assunta pari a al minore dei seguenti valori (NTC § 4.3.4.3.1.2):
PRd,1 = 0,8 ⋅ f t ⋅ (πd 2 /4 )/γ V Resistenza a taglio del gambo del piolo;
0,5
PRd,2 = 0,29α ⋅ d 2 ⋅ (f ck E c ) /γ V
Resistenza a rifollamento del calcestruzzo.
ϒV = fattore parziale definito al § 4.3.3 NTC 2008 che in questo caso è 1,25;
ft = resistenza a rottura dell’acciaio del piolo 450 Mpa
d = diametro del piolo;
hsc = è l’altezza del piolo dopo la saldatura;
α è un coefficiente riduttivo che per hsc/d ≥4 si assume pari ad uno. L’espressione di α è:
h
α = 0.2 sc + 1
 d

h sc
d
= 4.5 ≥ 4 → α = 1 ;
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00
PRd,1 = 90.5kN; PRd,2 = 91.00kN
Nel caso di solette con lamiera grecata la resistenza di calcolo dei connettori a piolo, calcolata per la soletta
piena, deve essere convenientemente ridotta:
Il coefficiente riduttivo per solette con lamiere grecate disposte parallelamente al profilo in acciaio è:
k 1 = 0.6b 0 (h sc − h p )/h 2p = 0.60
PRd = k 1PRd,1 = 54,3kN
Il numero di connettori necessari, nel tratto di lunghezza critica è:
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nc =
FSC
= 95.3 con passo 150 mm;
PRd
Disponendo due connettori affiancati, si ottiene 2 × 58 con passo 250 mm, per un totale di 116 connettori.
La spaziatura massima tra i connettori deve essere pari a
s MAX = 22t f 235
f yk
= 365mm dove tf è lo
spessore della piattabanda della trave e fyk è la tensione di snervamento della piattabanda del profilo.
La spaziatura minima dei pioli deve essere non minore a 5 volte il diametro del gambo del connettore (100
mm).
Da tenere in considerazione le limitazioni per i dettagli costruttivi delle connessioni a taglio (NTC § 4.3.4.3.4
[2]):
•
Il copriferro al di sopra dei pioli deve essere almeno 20 mm;
•
L’altezza complessiva del piolo dopo la saldatura deve essere almeno tre volte il diametro del gambo
del piolo, d.
•
Il diametro della testa del piolo deve essere pari almeno a 1.5 d e spessore pari ad almeno 0.4 d;
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REVISIONE
00
Figura 61 - Sezione trasversale trave composta
7.6.4.5
Verifica dell’armatura trasversale
L’armatura trasversale della soletta deve essere progettata in modo da prevenire la rottura prematura per
scorrimento o fessurazione longitudinale. Si dovrà verificare che la forza di scorrimento per unità di
lunghezza per ogni potenziale superficie di rottura soddisfi le seguenti condizioni:
L’area di armatura minima necessaria all’assorbimento della sollecitazione
ν Ed =
∆FS
F /2
5174000/2
= SC
=
= 3.39N/mm2
∆ X ⋅ h f ∆ X ⋅ h f 7.25 ⋅ 0.105
È data da
A sf ⋅ f sk
≥ ν ED ⋅h f
γs ⋅ sf
Dove Asf è l’area della singola barra d’armatura disposta ad un interasse sf. Per evitare la rottura del
calcestruzzo compresso è necessario imporre che:
f  f

0.31 − ck  ⋅ ck ≥ ν Ed
 250  γ c
S ipotizza una armatura : ϕ12/10 cm:
A sf ⋅ f sk
≥ ν ED ⋅h f = 462 ≥ 355,9
γs ⋅ sf
f  f

0,31 − ck  ⋅ ck ≥ ν Ed = 5,58 ≥ 3,39
 250  γ c
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REVISIONE
00
Per rendere compatibile tale armatura trasversale col passo longitudinale dei pioli (250 mm), si prevede di
inserire due barre ϕ 12 ogni fila di pioli.
7.6.4.6
Verifica allo stato limite di esercizio
La freccia in esercizio è la somma della freccia iniziale, δ1, dovuta al peso gravante sulle sole travi in acciaio,
e della freccia dovuta ai carichi permanenti e ai carichi variabili che agiscono sulla trave composta, δ2.
La freccia iniziale non muta nel tempo ed è pari a:
δ1 =
5 G 1 ⋅ L4
⋅
= 58mm
384 E a ⋅ I a
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La deformazione della trave composta, risente invece della viscosità del calcestruzzo per i carichi di lunga
durata. Di conseguenza gli effetti dei carichi di lunga durata andrebbero valutati con un modulo elastico del
calcestruzzo E’c= Ecm/3 (EC4 § 3.1.4.2), mentre quelli dovuti ai carichi di breve durata con il modulo Ecm.
Data l’incertezza dei parametri in gioco si vuole valutare la freccia nella trave composta applicando l’intero
sovraccarico con un modulo elastico del calcestruzzo E’c= Ecm/2.
E’c = 33640/2= 16820 MPa;
n= 12.48
yn = asse neutro dal bordo superiore 210 mm
7
4
I’’ = 215×10 mm
Sul solaio come carichi permanenti non strutturali c’è solo l’impermeabilizzazione, per cui:
δ2 =
5 G 2 ⋅ L4
⋅
= 1.27mm
384 E a ⋅ I' '
Il limite imposto dalla normativa è: l/200 = 72.5 mm
δ1 + δ2 = 59.3 mm
Si ritiene la deformazione in fase di getto eccessiva e si prevede di puntellare la trave in modo da annullare
l’aliquota di deformazione che si ottiene nella fase di getto.
Di conseguenza si ottiene:
δ=
5 (G 1 + G 2 ) ⋅ L4
⋅
= 25.0mm
384
E a ⋅ I' '
Il calcolo della freccia è stato effettuato prendendo a riferimento come larghezza efficace della soletta
collaborante quella che si ottiene in corrispondenza degli appoggi d’estremità (2.80m) § 5.4.1.2. UNI EN
1994 -1-1[7]. La larghezza efficace in corrispondenza della mezzeria è sensibilmente maggiore (circa
3.60m). Di conseguenza il valore della freccia ottenuto è maggiore rispetto a quello reale.
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00
7.6.5 Verifica tirafondi
I sistemi di ancoraggio utilizzati in corrispondenza degli appoggi delle travi HE 500 A sulle pareti in
calcestruzzo, sono costituiti da un sistema di 4 tirafondi in acciaio ad aderenza migliorata B450C annegati
nel getto di calcestruzzo per una lunghezza di circa 1.20 m.
Dalle analisi effettuate l’elemento di ancoraggio più sollecitato è soggetto ad un’azione di taglio Fv,Sd = 55 kN
che sul singolo tirafondo diventa Fv,Sd = 14 kN.
Avendo considerato la sezione al netto del filetto di una vite M20, la resistenza a taglio è
Fv,Rd =
0.5 f tk A res 0.5 ⋅ 540MPa ⋅ 245mm 2
=
= 52920N = 53kN .
γ M2
1.25
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La tensione di aderenza per barre ad aderenza migliorata è data da:
f bd =
f bk
dove
γc
f bk è la resistenza tangenziale caratteristica di aderenza data da:
dove:
f bk = 2.25 ⋅ η ⋅ f ctk
f ctk = 0.7 ⋅ f ck
2/3
= 6.23Mpa
f bk = 2.25 ⋅ 1 ⋅ 6.23 = 14.02Mpa
f bd =
f bk
= 9.3Mpa
γc
Nel caso in esame, si prende in considerazione lo sforzo massimo di trazione che può sopportare il
tirafondo:
f yk /1.15 = 391Mpa
La lunghezza d’ancoraggio è 1.20m, si procede con la verifica di aderenza:
N = A tir
τ ad =
f yk
1.15
= 95869.56 N
N
95869.56
≤ f bd =
= 1.21Mpa ≤ 9.3Mpa
πdl
79168
7.6.6 Verifica unioni bullonate trave HE 500 A
Le travi che costituiscono l’orditura principale HE 500 A, sono formate da due conci di lunghezza circa 11,5
m e 4,00 m. Tale soluzione si è resa necessaria per coprire la luce trasversale dell’edificio.
Il giunto in esame è realizzato come mostra la figura Figura 62.
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00
Figura 62 – Unione bullonata trave HE 500 A
2
Sono disposti per i giunti d’ala 2 file da 8 bulloni M24 di classe 8.8 (Ares = 353 mm ); le due file hanno
interasse 185 mm, mentre nella singola fila i bulloni sono ad interasse 100 mm. Si riportano in seguito le
caratteristiche del giunto d’ala:
parametro
misura
[mm]
distanza minima bordo - asse foro in direzione del carico
distanza minima bordo - asse foro in direzione ortogonale al carico
interasse fori in direzione del carico
interasse fori ortogonalmente al carico
diametro del foro
e1
e2
p1
p2
d0
80
57.5
100
185
25.5
La lamiera è di acciaio di classe S275 con spessore t pari a 20 mm, base b pari a 300 mm e lunghezza 930
mm
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00
Figura 63 – Pianta giunto d’ala
2
Per il giunto d’anima sono disposte 3 file da 6 bulloni M 24 di classe 8.8 (Ares = 353 mm ). Si riportano le
caratteristiche del giunto (le quali rispettano le limitazioni riportate nella Tab. 4.2.XIII della NTC 2008 § 4.2.8
[2]).
parametro
misura
[mm]
distanza minima bordo - asse foro in direzione del carico
distanza minima bordo - asse foro in direzione ortogonale al carico
interasse fori in direzione del carico
interasse fori ortogonalmente al carico
diametro del foro
e1
e2
p1
p2
d0
75
50
100
80
25.5
Tabella 17 – Valori geometrici giunto d’ala
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Figura 64 – Giunto d’anima
La lamiera è di acciaio di classe S275 con spessore t pari a 12 mm, base 350 mm e lunghezza 610 mm
Secondo le NTC2008 § 4.2.8. [2] i fori devono avere un diametro uguale a quello del bullone maggiorato non
più di 1 mm fino a diametri di 20 mm.
7.6.6.1
Verifica giunto d’ala
I massimi valori agenti sono:
Mmax = 843 kNm; Vmax = 145 kN
Verifica a taglio dei bulloni
L’unione deve essere in grado di trasferire le sollecitazioni provocate dal momento agente da una trave
all’altra tramite i bulloni. La forza di taglio agente sull’ala della trave è pari a:
V=
M MAX 843
=
= 1720kN ,
h
0.49
prendendo in considerazione metà giunto si ottiene:
V=
1720
= 860kN , la forza di taglio agente sul singolo bullone è:
2
V=
860
= 215kN
4
Ammettendo che la tensione tangenziale si ripartisca uniformemente, lo sforzo medio risulta:
PROPRIETA’
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--
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RELAZIONE DI CALCOLO
GR AD 00017
Centrale del Garigliano – Adeguamento ex compattatore
τ=
V
, dove n è il numero di sezioni resistenti
nA res
τ=
215
= 0.304kN/mm 2 = 304.6N/mm 2
2 ⋅ 353
Per la verifica dovrà risultare
REVISIONE
00
τ ≤ f v,Rd
τ = 304.6N/mm 2 ≤ f v,Rd = 380N/mm 2
Verifica a rifollamento della lamiera
Ammettendo l’uniforme distribuzione delle pressioni di contatto tra bullone e piastra la tensione di
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 79 di 86
rifollamento sarà:
σ rif =
V
, essendo t lo spessore minimo delle lamiere collegate e d il diametro del bullone, V il taglio agente
td
sul singolo bullone.
Deve essere:
σ rif ≤ f b,Rd =
kαf tk
2
, con α=1.00; k=2.5;ftk= 430 N/mm
γ M2
Figura 65 - Lamiera coprigiunto superiore
Nel caso siano rispettate le limitazioni sulle distanze e gli interassi dei fori:
σ rif ≤ f b,Rd = 2αf tk = 602N/mm 2
Per la lamiera coprigiunto superiore di Figura 63 si ottiene:
σ rif =
215000
= 448 N/mm 2 ≤ f b,Rd = 602N/mm 2
20 ⋅ 24
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RELAZIONE DI CALCOLO
GR AD 00017
REVISIONE
Centrale del Garigliano – Adeguamento ex compattatore
00
Per la lamiera coprigiunto inferiore di Figura 66 si ottengono gli stessi risultati e quindi la verifica è
soddisfata:
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 80 di 86
Figura 66 - Lamiera coprigiunto inferiore
Verifica a trazione della lamiera
La tensione di trazione della lamiera è:
σt =
V
, dove An è l’area netta della sezione depurata dai fori.
An
Per la verifica a trazione della lamiera, dovrà risultare:
σt ≤
fy
γ M0
;
Si procede con la verifica a trazione della lamiera del coprigiunto di Figura 66 per la quale An =(115×20)(25.5×20) = 1790 mm
σt =
2
V 215000
=
= 120Mpa ≤ 261Mpa
An
1790
7.6.6.1
Verifica giunto d’anima
L’anima da unire è sollecitata dalla combinazione di azioni taglianti e momenti flettenti. Il taglio è quello
agente nella sezione V = 145 kN mentre il momento gravante sull’anima è quota parte di quello agente; si
assume:
Ma = M
Ia
, dove Ia è l’inerzia della sola anima mentre I è l’inerzia della sezione completa;
I
Ma = 87784150 Nmm;
Lo sforzo sul singolo bullone dovuto alla forza di taglio è:
Vb =
V 145
=
= 16.5kN
nb
9
dove nb = numero di bulloni.
Il momento provoca uno sforzo sui bulloni pari a:
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RELAZIONE DI CALCOLO
GR AD 00017
REVISIONE
Centrale del Garigliano – Adeguamento ex compattatore
Fb =
00
M a 87784150
=
= 146306N = 146kN
n bb
3 ⋅ 200
dove b è l’interasse tra la fila di bulloni esterni.
Il taglio di progetto Vsd,b agente sul singolo bullone più caricato è ottenuto combinando i contributi prima
calcolati:
2
Vsd,b = Vb2 + Fb = 147kN
Rottura per taglio del bullone
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 81 di 86
Ammettendo che la tensione tangenziale si ripartisca uniformemente, lo sforzo medio risulta:
τ=
Vmax
, dove n è il numero di sezioni resistenti
nA res
τ=
147
= 0.208kN/mm 2 = 208N/mm 2
2 ⋅ 353
Per la verifica dovrà risultare
τ ≤ f v,Rd
τ = 208N/mm 2 ≤ f v,Rd = 380N/mm 2
Rottura per rifollamento della lamiera
σ rif =
V
essendo t lo spessore minimo delle lamiere collegate e d il diametro del bullone, V il taglio agente
td
sul singolo bullone.
Deve essere:
σ rif ≤ f b,Rd =
kααtk
2
, con α=0.98; k=2.5;ftk= 430 N/mm
γ M2
Nel caso siano rispettate le limitazioni sulle distanze e gli interassi dei fori:
σ rif ≤ f b,Rd = 2αf tk = 602N/mm 2
σ rif =
147
= 510N/mm 2 ≤ f b,Rd = 602N/mm 2
12 ⋅ 24
Verifica a trazione della lamiera
La tensione di trazione della lamiera è:
σt =
V
, dove An è l’area netta della sezione depurata dai fori.
An
Per la verifica a trazione della lamiera, dovrà risultare:
σt ≤
fy
γ M0
;
PROPRIETA’
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GR AD 00017
Centrale del Garigliano – Adeguamento ex compattatore
REVISIONE
00
Si procede con la verifica a trazione della lamiera del coprigiunto di Figura 64 per la quale An =(350×10)(3×25.5×10) = 2735 mm
σt =
2
V 147000
=
= 53.74Mpa ≤ 261Mpa
An
2735
7.6.7 Verifica Travi secondarie IPE 300
La trave secondaria è una trave costituita da un profilo metallico IPE 300, essa è calcolata con lo schema di
semplice appoggio. La luce è di 5 m e l’interasse 2.5 m. La trave è unita alla trave principale HE 500 A
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 82 di 86
tramite un’unione bullonata.
Le caratteristiche geometriche e meccaniche della sezione della sezione in acciaio tipo S275 sono:
H = 300 mm
bs x ts = 150 × 10.7 mm
bi x ti = 150 × 10.7 mm
hw x tw = 278.6 × 7.1 mm
Aa = 53.81 cm
2
xa = 15.0 cm
ya = 15.0 cm
4
IGa = 8356 cm
4
Wsa = 557.1cm 3
Wia = 557.1cm 3
2
fyk = 27500 N/cm ; 275 Mpa
Figura 67 – Trave IPE 300
7.6.7.1
Analisi dei carichi
2
• Carichi Permanenti strutturali
Peso [kN/m ]
Lamiera grecata
0.13
Soletta
3.30
G1
3.43
2
• Carichi Permanenti non strutturali
Peso [kN/m ]
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GR AD 00017
Centrale del Garigliano – Adeguamento ex compattatore
REVISIONE
00
Imperm e isolante
0.20
G2
0.20
2
• Carichi accidentali
Peso [kN/m ]
Cat H1 coperture e sottotetti accessibili per
sola manutenzione
0.50
QK,1
Carico neve
0.50
QN
0.48
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 83 di 86
In tale fase si considera un carico concentrato di 2,00 kN rappresentante i carichi di costruzione.
7.6.7.2
Verifica allo stato limite ultimo
Classificazione della sezione (NTC § 4.3.1. [2]):
275
= 0,92
fy
ε=
Anima soggetta a flessione:
c = 39.23ε ≤ 72ε
t
Ali esterne soggette a compressione :
c = 6.7ε ≤ 9ε
t
La sezione è di classe 1, non sono presenti azioni assiali e quindi non sono necessarie verifiche di
instabilità.
Si considera la trave più sollecitata:
kNm
kN
Mmax
57.00
Vmax
45.00
MPL,Rd
164.6
VPL,Rd
388.00
La verifiche di resistenza sono soddisfatte
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7.6.7.3
REVISIONE
00
Verifica unione
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 84 di 86
Le travi secondarie IPE 300 sono collegate alle travi principali HE 500 A tramite l’unione di Figura 68
Figura 68 – collegamento trave Ipe300-trave He 500 A
Sono utilizzati 2 profili angolari L 80×160×10. L’ala del profilo lunga 160 mm presenta 2 file da 2 bulloni M16
di classe 8.8., mentre l’ala di lunghezza 80 mm presenta una fila composta da 3 bulloni M16 di classe 8.8
2
(Ares = 157mm ). Per le verifiche si considerano le due sezioni illustrate in figura. Si riportano in seguito le
caratteristiche del giunto per l’ala da 160 mm:
parametro
misura
[mm]
distanza minima bordo - asse foro in direzione del carico
distanza minima bordo - asse foro in direzione ortogonale al carico
interasse fori in direzione del carico
interasse fori ortogonalmente al carico
diametro del foro
e1
e2
p1
p2
d0
60
45
100
60
17
La lamiera è di acciaio di classe S275 con spessore t pari a 10mm e lunghezza pari a 220 mm.
La posizione dei fori deve rispettare le limitazioni riportate nella Tab. 4.2.XIII della NTC 2008 § 4.2.8 [2].
Si riportano in seguito le caratteristiche del giunto per l’ala da 80 mm:
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GR AD 00017
Centrale del Garigliano – Adeguamento ex compattatore
REVISIONE
00
parametro
misura
[mm]
distanza minima bordo - asse foro in direzione del carico
distanza minima bordo - asse foro in direzione ortogonale al carico
interasse fori in direzione del carico
interasse fori ortogonalmente al carico
diametro del foro
e1
e2
p1
p2
d0
45
30
65
17
Lo schema strutturale considerato per il calcolo è quello di trave semplicemente appoggiata, dunque i valori
delle caratteristiche della sollecitazione massimi agenti sono:
Vmax = 45 kN
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Rottura per taglio del bullone (sez. 1-1)
Ammettendo che la tensione tangenziale si ripartisca uniformemente, lo sforzo medio risulta:
τ=
V
, dove n è il numero di sezioni resistenti
nA res
Per la verifica dovrà risultare τ ≤ f v,Rd
Vsd =
Vmax / 2
5625
= 5625 N ; τ =
= 35N/mm 2 ≤ f v,Rd = 380N/mm 2
4
1 ⋅ 157
Rottura per taglio del bullone (sez. 2-2)
Ammettendo che la tensione tangenziale si ripartisca uniformemente, lo sforzo medio risulta:
τ=
V
, dove n è il numero di sezioni resistenti
nA res
Per la verifica dovrà risultare τ ≤ f v,Rd
Vsd = Vmax /3 = 15000N ; τ =
15000
= 48N/mm 2 ≤ f v,Rd = 380N/mm 2
2 ⋅ 157
Rottura per rifollamento della lamiera (sez. 1-1)
σ rif =
V
essendo t lo spessore minimo delle lamiere collegate e d il diametro del bullone, V il taglio agente
td
sul singolo bullone.
Deve essere:
σ rif ≤ f b,Rd =
kααtk
2
, con α=0.88; k=2.5;ftk= 430 N/mm
γ M2
Nel caso siano rispettate le limitazioni sulle distanze e gli interassi dei fori:
σ rif ≤ f b,Rd = 2αf tk = 602N/mm 2
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GR AD 00017
Centrale del Garigliano – Adeguamento ex compattatore
REVISIONE
00
22500
= 140 N/mm 2 ≤ f b,Rd = 602N/mm 2
10 ⋅ 16
σ rif =
Rottura per rifollamento della lamiera (sez. 2-2)
V
essendo t lo spessore minimo delle lamiere collegate e d il diametro del bullone, V il taglio agente
td
σ rif =
sul singolo bullone.
Deve essere:
σ rif ≤ f b,Rd =
kααtk
2
, con α=0.88; k=2.5;ftk= 430 N/mm
γ M2
Il sistema informatico prevede la firma elettronica pertanto l'indicazione delle strutture e dei nominativi delle persone associate certifica l'avvenuto controllo. Elaborato del 13/11/2012 Pag. 86 di 86
Nel caso siano rispettate le limitazioni sulle distanze e gli interassi dei fori:
σ rif ≤ f b,Rd = 2αf tk = 602N/mm 2
45000
= 281N/mm 2 ≤ f b,Rd = 602N/mm 2
10 ⋅16
σ rif =
Verifica coprigiunto d’anima
τ max =
8
Vmax 45000
=
= 26.62 N/mm 2 ≤ f d = 261.90 N/mm 2
An
1690
CONCLUSIONI
Il nuovo edificio sito nella centrale del Garigliano è stato progettato per resistere, secondo i criteri delle
norme vigenti e linee guida nazionali ed internazionali, a sollecitazioni di carattere ordinario (carichi verticali,
vento di sito), a sollecitazioni sismiche, e di carattere eccezionale (vento estremo e missili associati).
La struttura risulta essere verificata in tutte le situazioni di carico, garantendo ampi margini di sicurezza.
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