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Istituto Zooprofilattico Sperimentale dell'Abruzzo e del Molise “G.Caporale” Nuova Sede IZS, Teramo S.RL.01 Relazione tecnica descrittiva strutturale
April 2010
Questa relazione è stata redatta per
tener conto delle particolari prescrizioni
ed esigenze del Cliente. Non è intesa
per essere divulgata a terze parti, per
altri scopi. In tal caso, non viene assunta
alcuna responsabilità per l'uso da parte
di terzi. Arup Italia srl
Via Nomentana, 133, 00161 Roma, Italia
Tel +39 06 4416 1901 Fax +39 06 4420 2327 www.arup.com
Job number 37035
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Arup Italia srl Issue 21 April 2010
Indice
Pagina
1 Introduzione 1
1.1 Obiettivi 1
1.2 Descrizione generale del progetto 1
1.3 Discretizzazione degli Edifici (Giunti di isolamento) 1
2 Normative e testi di riferimento 2
2.1 Valutazione dei carichi di progetto 2
2.2 Progettazione delle strutture in calcestruzzo armato (CA) 2
2.3 Progettazione delle strutture in acciaio 2
2.4 Progettazione delle strutture in acciaio-calcestruzzo 2
2.5 Progettazione delle fondazioni e dei muri di sostegno 3
2.6 Valutazione della resistenza al fuoco 3
2.7 Altre normative consultate 3
2.8 Software informatici utilizzati 3
3 Azioni imposte sulla struttura 4
3.1 Carichi gravitazionali imposti 4
3.2 Azioni sismiche 6
3.3 Azione del vento - Rif. D.M. 16.01.1996 cap.7 8
3.4 Azione della neve - Rif. D.M. 16.01.1996 cap.6 9
3.5 Distorsione per effetti termici 10
4 Combinazione delle azioni e coefficienti di sicurezza 11
4.1 Stato Limite Ultimo 11
4.2 Stato Limite di Esercizio 11
5 Criteri di progettazione 12
5.1 Stati limite di deformazione degli elementi strutturali 12
5.2 Classi di esposizione e criteri per la durabilità del cls 12
5.3 Classi di durabilità dell’acciaio 14
5.4 Risposta dinamica 14
5.5 Resistenza al fuoco degli elementi strutturali 15
5.6 Robustezza della struttura 15
6 Materiali 16
6.1 Acciaio 16
6.2 Calcestruzzo in opera 16
6.3 Durabilità del calcestruzzo 16
6.4 Resistenza al fuoco dei materiali 17
6.5 Impermeabilizzazione 17
7 Sistemi strutturali proposti 18
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7.1 Aspetti geotecnici 18
7.2 Muri di sostegno 19
7.3 Fondazioni 21
7.4 Schemi strutturali 23
8 Considerazioni costruttive 30
9 Conclusioni 30
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1 Introduzione
1.1 Obiettivi
Il presente documento fornisce le informazioni tecniche alla base della progettazione delle
strutture per la nuova sede dell’“Istituto Zooprofilattico Sperimentale”.
Questo documento rappresenta la Relazione Tecnico Descrittiva secondo quanto prescritto
dalla legge “Merloni” per la redazione del Progetto Definitivo. In esso vengono descritti il
sistema strutturale, i criteri di progettazione, e gli standard, nonché le procedure che
saranno usate per giustificare i calcoli della progettazione.
L’obiettivo è quello di chiarire lo stato progettuale relativo alla sola disciplina strutturale,
basata sui disegni architettonici forniti dallo Studio di Architettura Ricci & Spaini.
La relazione è stata prodotta ad uso dell’ Istituto Zooprofilattico Sperimentale dell’Abruzzo e
del Molise “G.Caporale”, il Cliente; il suo contenuto è redatto per tenere conto delle
particolari prescrizioni ed esigenze del Cliente.
Non è intesa per esser divulgata a terze parti, per altri scopi; in tal caso non viene assunta
alcuna responsabilità per l’eventuale uso da parte di terzi.
1.2 Descrizione generale del progetto
L’edificio si compone di una “Stecca” di due piani lunga circa 130m e larga circa 14m e di un
corpo più basso, qui genericamente denominato “Mano”, che ha un ingombro massimo di
circa 74m x 140m ed è composto da tre “Dita” che protendono verso valle.
All’estremità Ovest dell’edificio è collocata la struttura per i laboratori di massima sicurezza,
una “camera stagna” interrata ed isolata rispetto al resto dell’intervento.
Il singolo “Dito” è costituito da un piano fuori terra (solai a quota +5,50 e +0,00), coperto da
un tetto verde accessibile al pubblico, ed uno seminterrato (solaio a quota -4,50 circa),
adibito a zona impianti ed a funzioni ausiliarie per i laboratori. Un corridoio centrale a
mezzanino (quota +3,20m circa), contiene gli impianti per il condizionamento dell’aria, lo
smaltimento dei fumi, ecc. La quota di riferimento +0,00 corrisponde a 347m s.l.m. secondo
quanto indicato dagli elaborati architettonici.
La “Stecca” è costituita da un piano interrato contenente le centrali termica ed energetica, i
magazzini e la zona fitness a quota rialzata (+ 4,90m circa). Il piano fuori terra è individuato
dal solaio della copertura a quota +13,00m circa e dal solaio di calpestio dell’aula
conferenze e ristorante, che segue la naturale inclinazione del terreno (da quota +6,00m a
+8,50m circa).
1.3 Discretizzazione degli Edifici (Giunti di isolamento)
Al fine di contenere entro limiti opportuni gli sforzi sugli elementi strutturali dovuti alle
dilatazioni termiche ed eventuali azioni sismiche, sono stati introdotti giunti di isolamento tra
varie parti dell’edificio, come indicato negli elaborati grafici.
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2 Normative e testi di riferimento
Si è adottato il seguente insieme coordinato e correlato di normative e testi di riferimento.
Il presente momento di transizione dalla normativa italiana all’adeguamento europeo ha
influito su tale scelta e ha determinato l’esigenza di applicare una aggiornata struttura di
norme vigenti al momento dell’inizio della fase di progettazione Definitiva (ai sensi della
legge “Merloni”) nel maggio del 2005.
2.1 Valutazione dei carichi di progetto
• D.M. 16 Gennaio 1996 - “Norme tecniche relative ai criteri generali per la verifica di sicurezza delle costruzioni e dei carichi e sovraccarichi”.
• Circolare Ministero dei Lavori Pubblici 4 Luglio 1996 – Istruzioni per l’applicazione delle “Norme tecniche relative ai criteri generali per la verifica di sicurezza delle costruzioni e dei carichi e sovraccarichi” di cui al decreto ministeriale 16 gennaio 1996.
• D.M. 4 Maggio 1990 - “Aggiornamento delle norme tecniche per la progettazione, la esecuzione ed il collaudo dei ponti stradali”.
• Ordinanza del PCM n. 3274 del 20 Marzo 2003 (Allegato 2) come modificato dall’OPCM 3431 del 3 Maggio 2005 “Norme Tecniche per il progetto, la valutazione e l’adeguamento sismico degli edifici”.
2.2 Progettazione delle strutture in calcestruzzo armato (CA)
• UNI ENV 1992-1-1 :1993 - “Design of concrete structures – Part 1: General Rules and Rules for buildings”.
• Ordinanza del PCM n. 3274 del 20 Marzo 2003 – Allegato 2 – come modificato dall’OPCM 3431 del 3 Maggio 2005
Nota: Il National Application Document (NAD) assunto per l’applicazione della normativa
UNI ENV 1992-1-1 :1993 è contenuto nel DM 9 Gennaio 1996 – “Norme tecniche per il
calcolo, l’esecuzione ed il collaudo delle opere in cemento armato, normale e
precompresso e per le strutture metalliche”.
2.3 Progettazione delle strutture in acciaio
• UNI ENV 1993-1-1 : 1992 “Progettazione delle strutture di acciaio”
• Ordinanza del PCM n. 3274 del 20 Marzo 2003 – Allegato 2 – come modificato dall’OPCM 3431 del 3 Maggio 2005.
Nota: Il NAD assunto per l’applicazione della normativa ENV 1993 e’ contenuto nel DM 9
Gennaio 1996 (citato al punto 3.4.2)
2.4 Progettazione delle strutture in acciaio-calcestruzzo
• EN 1994-1-1: 1992 "Eurocode 4 - Design of composite steel and concrete structures - Part 1-1: General rules and rules for buildings".
• Ordinanza del PCM n. 3274 del 20 Marzo 2003 – Allegato 2 – come modificato dall’OPCM 3431 del 3 Maggio 2005.
Nota: Il NAD assunto per l’applicazione della normativa EN 1994-1-1, in mancanza di
NAD approvate e vigenti, è la proposta di documento NAD emanato per inchiesta
pubblica dall’Universita’ di Pisa sul sito internet:
http://www.coordinatore.it/annessi/index.php (ultima modifica: 07/15/2005 17:31:26.)
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2.5 Progettazione delle fondazioni e dei muri di sostegno
• Norme Tecniche 2005, capitolo 7.3.1 Fondazioni delle strutture in elevato e cap. 7.3.2 Opere di sostegno
• Ordinanza del PCM n. 3274 del 20 Marzo 2003 (Allegato 2) come modificato dall’OPCM 3431 del 3 Maggio 2005.
2.6 Valutazione della resistenza al fuoco
• UNI 9502 Procedimento analitico per valutare la resistenza al fuoco degli elementi costruttivi di conglomerato cementizio armato, normale e precompresso.
• UNI 9503 Procedimento analitico per valutare la resistenza al fuoco degli elementi costruttivi di acciaio
2.7 Altre normative consultate
• DM 9 Gennaio 1996 (citato al punto 3.4.2)
• prEN 1992-1-1: 2003 – “Eurocode 2: Design of concrete structures -Part 1.1: General rules and rules for buildings”.
2.8 Software informatici utilizzati
Per l’analisi strutturale si fa uso dei seguenti Programmi Informatici sviluppati internamente
alla Arup:
• GSA (General structural analysis) Analisi strutturale generale.
• ADSec Analisi strutturale delle sezioni.
Questi programmi sono approvati da controlli di qualità.
Altri programmi informatici usati:
AUTOCAD CAD
WORD Programma di videoscrittura
EXCEL Fogli elettronici
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3 Azioni imposte sulla struttura
3.1 Carichi gravitazionali imposti
I pesi propri degli elementi componenti la struttura sono valutati in base alle sezioni
geometriche ed ai pesi specifici corrispondenti qui di seguito riportati.
3.1.1 Pesi specifici materiali utilizzati
Acciaio 78.5 kN/m³
Calcestruzzo armato 25.0 kN/m³
3.1.2 Carichi permanenti portati
I carichi permanenti portati sono quelli derivanti dalle densità dei materiali e che possono
essere dedotti dalle stratigrafie dei solai e dei pacchetti portati.
I valori assunti andranno confermati durante la fase di Progettazione Esecutiva.
“Mano”
• Area impianti livello -1 dal concourse 2.80kN/m²
• Laboratori livello -1 dal concourse 2.60kN/m²
• Laboratori livello concourse 3.10kN/m²
• Calpestio concourse 1.80kN/m²
• Piano mezzanino e passerelle a sbalzo 0.30kN/m²
• Tetto verde 5.10kN/m²
NOTA: Il carico di finitura del tetto verde può essere ottimizzato in fase di progetto esecutivo.
“Stecca”
I valori indicati sotto sono comprensivi dei carichi assunti per gli impianti e per le partizioni
portate:
• Solaio contro terra 1.80kN/m²
• Autorimessa 1.80kN/m²
• Solaio contro terra (zona magazzini) 2.60kN/m²
• Piano mezzanino 1.80kN/m²
• Solaio intermedio a quota variabile (Auditorium) 2.90kN/m²
• Stecca copertura (comprensivo locali UTA) 4.50kN/m²
“Camera stagna”
• Solaio contro terra 1.80kN/m²
• Laboratori (Livello -1 dal concourse) 3.60kN/m²
• Impianti (Livello concourse) 1.80kN/m²
• Tetto verde 5.10kN/m²
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3.1.3 Carichi variabili - Rif. D.M. 16.01.1996 (Prospetto 5.1)
Si riportano di seguito i valori di progetto delle azioni variabili (Q), ovvero di quelle azioni
sulla struttura o sull’elemento strutturale con valori istantanei che possono risultare
sensibilmente diversi fra loro nel tempo.
“Mano”
• Area impianti livello -1 dal concourse 7.50kN/m²
• Laboratori livello -1 dal concourse 6.00kN/m²
• Laboratori livello concourse 6.00kN/m²
• Calpestio concourse 2.00kN/m²
• Piano mezzanino e passerelle a sbalzo 2.00kN/m²
• Tetto verde 5.00kN/m²
“Stecca”
• Solaio contro terra 7.50kN/m²
• Autorimessa 2.50kN/m²
• Solaio contro terra (zona magazzini) 4.00kN/m²
• Piano mezzanino 5.00kN/m²
• Solaio intermedio a quota variabile (Auditorium) 4.00kN/m²
• Stecca copertura 1.50kN/m²
“Camera stagna”
• Solaio contro terra 7.50kN/m²
• Laboratori (Livello -1 dal concourse) 6.00kN/m²
• Impianti (Livello concourse) 7.50kN/m²
• Tetto verde 5.00kN/m²
Nota:
- Ai fini delle verifiche di sicurezza, effettuate con il Metodo Semiprobabilistico agli Stati Limite, i valori dei carichi riportati e relativi alla normativa corrente, vengono assunti come caratteristici per la determinazione delle azioni di progetto.
- Il valore del sovraccarico variabile Qk imposto alla quota 0.00 (quota concourse) della “mano” è stato stimato in base al D.M. 16 Gennaio 1996 (citato al punto 3.1). Si è assunto un valore di 6 KN/mq, salvo verifiche locali per i carichi concentrati dei macchinari, imposti su un’area locale relativa all’impronta.
Per l’individuazione delle aree di carico in pianta fare riferimento all’appendice B.
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3.2 Azioni sismiche
Con riferimento all’ Ordinanza del PCM n. 3274 del 20 Marzo 2003 (Allegato 2) come
modificato dall’OPCM 3431 del 3 Maggio 2005 (citato al punto 3.1), sono stati presi in
considerazione i seguenti parametri per l’analisi sismica:
Mappa di pericolosità sismica del territorio nazionale, espressa in termini di accelerazione massima del suolo (amax ), con probabilità di eccedenza del 10% in 50 anni riferita a suoli molto rigidi (vs,30 > 80m/s, Categoria A, punto 3.2.1 del D.M. 14.09.2005)
3.2.1 Parametri territoriali
I seguenti parametri sono desunti dalla Relazione Geotecnica e Sismica (codice elaborato
D-00-00 0-RL-02).
Teramo: zona sismica di tipo 2
accelerazione orizzontale massima al suolo pari ad ag = 0.25g
Categoria suolo di fondazione: C
Valori dei parametri dello spettro di risposta elastico delle componenti orizzontali (eq.3.2)
Categoria suolo di
fondazione S TB TC TD
C 1,25 0,15 0,50 2,0
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3.2.2 Parametri inerenti alla struttura in oggetto
• Coefficiente di smorzamento viscoso equivalente: x = 5%
• Fattore di importanza (h)
= 1,2 per gli edifici che ospitano l’officina farmaceutica ed i laboratori di massima sicurezza. = 1,0 per le altre parti dell’intervento.
• Classe di duttilità: B
• Fattore di struttura q = qo KD KR
� il coefficiente KR tiene in conto le caratteristiche di regolarità in altezza e
si sono assunti i seguenti valori per le diverse parti dell’edificio.
KR =0.8 per la “Stecca”
KR =0,8 per la “Mano”
� il coefficiente KD tiene in conto della classe di duttilità dell’edificio. Nel
caso in esame si considera la classe di duttilità B per cui KD = 0.7 per
tutte le parti dell’edificio.
� Il valore di qo è legato alla tipologia strutturale.
• q0 = 4 x αu/α1 Sistema strutturale misto telaio-pareti per la “Mano”
• q0 = 3 Sistema strutturale a Nucleo per la “Stecca”
Quindi si sono assunti i seguenti fattori di struttura con cui scalare lo spettro di risposta
elastico e ottenere le azioni di progetto:
“Mano” q = 4 x 1.1 x 0.8 x 0.7 = 2.46
“Stecca” q = 3 x 0.8 x 0.7 = 1.68
0.000
0.100
0.200
0.300
0.400
0.500
0.600
0.700
0.800
0.900
0.00 0.50 1.00 1.50 2.00 2.50 3.00 3.50 4.00 4.50
Accele
razio
ne s
pett
rale
Periodo [sec]
Spettro di Risposta Elastico e Spettro di Progettoper Suolo di Tipo B, C, E - q = 2.46
Spettro elastico Spettro di progetto
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3.3 Azione del vento - Rif. D.M. 16.01.1996 cap.7
Con riferimento al D.M. 16 Gennaio 1996 e al Circolare Ministero dei Lavori Pubblici 4
Luglio 1996 (citati al punto 3.1) sono stati presi in considerazione i seguenti parametri per
l’analisi dell’azione del vento:
Teramo, Zona 3
Classe di rugosità del terreno: D
Velocità di riferimento del vento (vref) 27m/sec
Pressione cinetica di riferimento (qref) 0.46 kN/m²
Coefficiente dinamico (cd)
Struttura in C.A. o in Acciaio 0.9
Struttura in Acc.-Cls 0.95
Coefficiente di topografia (ct) 1,0
Il carico della pressione del vento (p) è dato da: p = qref × ce × cp × cd
Il valore di (p) dipende dunque dai coefficienti di forma (cp) e di esposizione (ce ) che
vengono valutati caso per caso, applicando le normative sopracitate, a seconda
della parte di struttura (es. l’edificio nel suo complesso, la copertura, oppure una
parte della facciata) per la quale si vuole calcolare la pressione di vento di progetto.
L’azione tangente del vento non è stata considerata perché non risulta critica rispetto
all’azione sismica.
0.000
0.100
0.200
0.300
0.400
0.500
0.600
0.700
0.800
0.900
0.00 0.50 1.00 1.50 2.00 2.50 3.00 3.50 4.00 4.50
Accele
razio
ne s
pett
rale
Periodo [sec]
Spettro di Risposta Elastico e Spettro di Progettoper Suolo di Tipo B, C, E - q = 1.68
Spettro elastico Spettro di progetto
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Zonazione per i carichi da vento
3.4 Azione della neve - Rif. D.M. 16.01.1996 cap.6
Con riferimento al D.M. 16 Gennaio 1996 e al Circolare Ministero dei Lavori Pubblici 4
Luglio 1996 (citati al punto 3.1) sono stati presi in considerazione i seguenti parametri per
l’analisi dell’azione della neve:
Teramo Zona I
Carico neve al suolo (qsk) 2.05kN/m²
Il carico di neve di progetto (qsk) è dato da qs = qsk × m1
Il valore di (qsk) dipende dai diversi valori che il coefficiente di forma (m1 ) assume per i
singoli corpi di fabbrica dell’intervento.
Zonazione per i carichi da neve
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3.5 Distorsione per effetti termici
Con riferimento al D.M. 16 Gennaio 1996 (citato al punto 3.1), si adotta, per la verifica di
compatibilità delle membrature e dei vincoli, una variazione termica di progetto applicata in
modo uniforme agli elementi strutturali principali (∆T) pari a:
Strutture in C.A.: esposte = ±15°C.
protette = ±10°C.
Strutture in Acciaio: esposte = ±25°C.
protette = ±15°C.
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4 Combinazione delle azioni e coefficienti di sicurezza
Come metodo di verifica degli elementi strutturali si utilizzerà il Metodo Semi-probabilistico
agli Stati Limite.
Le azioni vengono combinate secondo condizioni di carico tali da risultare più sfavorevoli ai
fini delle singole verifiche, tenendo conto della ridotta probabilità di intervento simultaneo di
tutte le azioni con i rispettivi valori più sfavorevoli.
4.1 Stato Limite Ultimo
Per i valori di calcolo delle azioni si adottano le seguenti combinazioni (ogni combinazione
caratterizzata da una diversa scelta di Qk,1 azione variabile di base):
Fd = γg Gk + γp Pk + γq Qk,1 + ∑ γq ( ψ0,i · Qk,i )
Si assumono i seguenti coefficienti γf :
γg =1.4 (1,0 se il suo contributo aumenta la sicurezza);
γp =0,9 (1,2 se il suo contributo diminuisce la sicurezza);
γq =1,5 (0 se il suo contributo aumenta la sicurezza);
ed essendo:
Gk il valore caratteristico delle azioni permanenti;
Pk il valore caratteristico della forza di precompressione;
Qk,1 il valore caratteristico dell’azione variabile di base di ogni combinazione (es: vento,
neve sisma,effetti termici);
Qk,i i valori caratteristici delle azioni variabili tra loro indipendenti;
ψ0,i coefficienti di combinazione allo stato limite ultimo, come da Circolare Ministero dei
Lavori Pubblici 4 Luglio 1996 (citata al punto 3.1).
Per quanto riguarda le verifiche geotecniche dei muri di sostegno allo stato limite ultimo
(slittamento, ribaltamento, capacità portante e stabilità globale) si rimanda alla Relazione
Geotecnica e Sismica (Codice elaborato D-00-00 0-RL-02).
4.2 Stato Limite di Esercizio
Si prenderanno in esame le seguenti combinazioni:
rare: Fd = Gk + Pk + Qk,1 + ∑ ( ψ0i Qk,i )
frequenti: Fd = Gk + Pk + ψ1,1 Qk,1 + ∑ ( ψ2,i Qk,i )
quasi permanenti: Fd = Gk + Pk + ∑ ( ψ2,i Qk,i )
essendo:
ψ1,1 coefficiente atto a definire i valori delle azioni variabili assimilabili ai frattili di ordine
0,95 delle distribuzioni dei valori istantanei;
ψ2,i coefficiente atto a definire i valori quasi permanenti delle azioni variabili assimilabili ai
valori medi delle distribuzioni dei valori istantanei.
ψ1,1 e ψ2,i sono ottenuti dalla Circolare Ministero dei Lavori Pubblici 4 Luglio 1996 (citata al
punto 3.1);
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5 Criteri di progettazione
5.1 Stati limite di deformazione degli elementi strutturali
5.1.1 Strutture in C.A.
Con riferimento alla UNI ENV 1992-1-1 :1993 par.4.4.3. “Stato limite di deformazione”, si
assumono i seguenti limiti all’inflessione (d) calcolata come relativa agli appoggi
dell’elemento strutturale sotto la combinazione dei carichi quasi-permanenti, citata al punto
5.1.2 (per gli sbalzi, i limiti possono essere riferiti ad una lunghezza L pari a due volte la
lunghezza dello sbalzo stesso), dove L è la luce tra gli assi degli appoggi.
Nel caso in cui sia prevista una controfreccia per compensare tutta o parte dell’inflessione, la
monta delle casseforme verso l’alto non deve di regola essere maggiore di 1/250 della luce.
Per travi, solai o sbalzi in generale d≤ L/250
Per travi, solai o sbalzi connessi o in contatto con tramezzi, finiture,
infissi o con altri elementi che possono essre danneggiati d≤ L/500
5.1.2 Strutture in Acciaio
Con riferimento alla UNI ENV 1993-1-1 par.4.2. “Stati limite di servizio – controllo degli
spostamenti”, si assumono i seguenti valori limite per gli spostamenti, calcolati come relativi
alla luce L di una trave semplicemente appoggiata (per gli sbalzi, i limiti possono essere
riferiti ad una lunghezza L pari a due volte la lunghezza dello sbalzo stesso), dove:
dmax e’ l’inflessione della trave sotto la combinazione dei carichi rara, citata al punto 5.1.2;
d2 e’ l’inflessione della trave dovuta all’applicazione dei soli carichi variabili.
5.2 Classi di esposizione e criteri per la durabilità del cls
La durabilità del calcestruzzo in relazione alle caratteristiche dell’ambiente viene definita
con i criteri della UNI EN 206 attraverso l’introduzione delle classi d’esposizione. La UNI
11104 stabilisce inoltre per ciascuna classe il massimo rapporto a/c, la minima classe di
resistenza, il minimo contenuto di cemento ed altri requisiti.
Questi criteri sono comuni a tutte le normative riguardanti la durabilità: all'aumentare dell’
intensità dell'attacco si aumenta il contenuto minimo di cemento, si riduce il rapporto a/c, si
Coperture in generale dmax < L/200 d2< L/250
Coperture praticate frequentemente da personale diverso da quello
della manutenzione dmax < L/250 d2< L/300
Solai in generale dmax < L/250 d2< L/300
Coperture che reggono intonaco o altro materiale di finitura fragile
o tramezzi non flessibili dmax < L/250 d2< L/350
Solai che supportano colonne (a meno che lo spostamento sia stato
incluso nell’analisi globale per lo stato limite ultimo) dmax < L/400 d2< L/500
Dove dmax può compromettere l’aspetto dell’edificio dmax < L/250 -
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aumenta lo spessore del copriferro. Pertanto, tenuto conto che il controllo di qualità del
calcestruzzo è basato sulla resistenza caratteristica a compressione, la durabilità è tanto più
alta quanto maggiore è la resistenza caratteristica.
5.2.1 Classi di esposizione relativi alle condizioni ambientali
Si fa riferimento alle seguenti normative:
• Eurocodice 2 (UNI EN 1992.1.1) – Progettazione delle strutture cementizie
• UNI EN 206-1:2001 Calcestruzzo - Specificazione, prestazione, produzione e conformità.
Con riferimento a quanto prescritto dall’EC2 si danno le seguenti indicazioni:
- la struttura soddisferà il requisito di durabilità complessiva richiesta, durante la sua vita
utile. Essa esplicherà le sue funzioni e risulterà idonea all’esercizio, resistente e stabile,
senza riduzioni significative della sua funzionalità e senza richiedere manutenzioni
eccessive non previste.
- Per il progetto dell’edificio, si farà riferimento alla tabella 4.1 del succitato EC2, che
stabilisce il livello globale di protezione richiesto a seconda del tipo di ambiente in cui si
trova l’edificio.
Per i dettagli e le specifiche d’impermeabilizzazione riferirsi al progetto architettonico.
Si distinguono tre differenti condizioni ambientali, per le quali vengono scelte le seguenti
classi di esposizione:
Calcestruzzo per fondazioni e pali classe di esposizione XC1 + XC2
Calcestruzzo per muri controterra classe di esposizione XC1 + XC2
Calcestruzzo per muri e pilastri non esposti classe di esposizione XC1
Calcestruzzo per travi e solai non esposti classe di esposizione XC1
Calcestruzzo per scale in opera classe di esposizione XC1
Calcestruzzo per pali CFA classe di esposizione XC1 + XC2
Dove:
XC1 = ambiente asciutto o permanentemente bagnato
XC2 = ambiente bagnato o raramente asciutto
XC3 = ambiente con umidità moderata
In assenza di analisi specifiche della composizione chimica del terreno si è assunta la
classe di esposizione delle strutture di fondazione e contro terra per ambienti non
aggressivi. Tale esposizione deve essere confermata in fase di progetto esecutivo a seguito
di analisi nel dettaglio.
5.2.2 Limitazione della massima ampiezza di calcolo delle fessure per le classi
di esposizione in esame
E’ stata adottata una limitazione della massima ampiezza di calcolo delle fessure a 0,3mm
per le classi di esposizione XC1, XC2 e XC3 mentre si adotta un’ampiezza limite di 0.2 mm
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per ambiente con classe di esposizione XC4 sotto la combinazione dei carichi quasi
permanente:
∑ ∑≥
ψ++1
,,2, )(i
ikijk QPG
5.3 Classi di durabilità dell’acciaio
Gli elementi strutturali di acciaio sono progettati al fine di soddisfare i requisiti di durabilità
indicati nell’Eurocodice 3 (UNI EN 1993.1.1).
La protezione alla corrosione dell’acciaio strutturale sarà funzione dell’ubicazione all’interno
dell’edificio. Qualunque vernice ignifuga dovrà essere compatibile con il sistema di
protezione alla corrosione dell’acciaio.
5.3.1 Carpenterie interne esposte
Le carpenterie strutturali principali considerate esposte in ambiente interno, dovranno
essere protette dalla corrosione mediante il seguente trattamento:
• caratteristiche superficiali all’origine secondo i limiti del grado C dello standard Svedese SIS 05-59-00
• preparazione della superificie al grado SA 2 ½ (sabbiatura accurata con metallo quasi
bianco) secondo la classificazione data da SIS 05-59-00: Standard di preparazione della superfici per la verniciatura di superfici in acciaio
• trattamento anticorrosivo con primer a base di fosfato epossidico di zinco di spessore minimo 75 micron applicato in officina
• vernice di finitura come da richiesta architettonica (min. 100micron)
• protezione al fuoco come da Specifiche Architettoniche
5.3.2 Carpenterie interne in ambiente semi-controllato.
Le carpenterie strutturali principali considerate esposte in ambiente interno in condizioni
semi-controllate quali centrali impiantistiche, archivi, etc, dovranno essere protette dalla
corrosione mediante il seguente trattamento:
• caratteristiche superficiali all’origine secondo i limiti del grado C dello standard
Svedese SIS 05-59-00
• preparazione della superficie al grado SA 2 ½ (sabbiatura accurata con metallo quasi
bianco) secondo la classificazione data da SIS 05-59-00: Standard di preparazione della superfici per la verniciatura di superfici in acciaio
• trattamento anticorrosivo con primer a base di fosfato epossidico di zinco di spessore
minimo 125 micron applicato in officina
• vernice di finitura come da richiesta architettonica (min. 100micron)
• protezione al fuoco come da Specifiche Architettoniche
5.4 Risposta dinamica
Per le strutture in acciaio, la frequenza propria dei solai e degli elementi strutturali sensibili
ai agli effetti dinamici, verranno verificati secondo quanto riportato nella pubblicazione 076
edita da the Steel Construction Institute (SCI): "Design Guide on the Vibration of Floors".
Per queste tipologie si limiterà il fattore di risposta a valori compresi tra 8 e 10.
Per la sala conferenze, si farà riferimento all’Eurocodice 3, par.4.3.2 per i “limiti alle
vibrazioni e oscillazioni in strutture aperte al pubblico”.
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5.5 Resistenza al fuoco degli elementi strutturali
Assunzioni sulla resistenza al fuoco:
Il progetto verrà sottoposto agli enti competenti durante lo sviluppo della progettazione
esecutiva al fine di stabilire i criteri di progettazione per il rispetto delle norme di sicurezza
anti-incendio.
5.6 Robustezza della struttura
La robustezza è ottenuta attraverso l’applicazione delle sezioni 2.1 e 5.5 dell’EC2 in fase di
progetto esecutivo.
L’adozione di una soluzione in-sito per la realizzazione della struttura principale portante
degli edifici ne aumenterebbe la robustezza, assicurando una naturale collaborazione
statica tra i vari elementi portanti in caso di sisma. Il solaio agirà da diaframma, trasferendo
qualunque forza laterale sui nuclei centrali di stabilità globale.
Per la camera stagna dei laboratori di massima sicurezza, la robustezza risulta
particolarmente importante e tutte le connessioni strutturali saranno progettate con ampi
margini di sicurezza così da poter assorbire eventuali carichi da deflagrazione.
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6 Materiali
6.1 Acciaio
6.1.1 Acciaio da carpenteria per profilati a caldo
Si utilizza acciaio tipo Fe 510 conforme alle prescrizioni di cui ai punti 2.1. e 2.3 (rif. D.M.
09.01.96, Parte 2 Acciaio), relativamente alle caratteristiche meccaniche e di saldabilità.
Si assumono a base del calcolo:
Resistenza di progetto fd = 355 N/mm² per t fino a 40 mm punto 4.1.1.1.
Modulo elastico Es = 206GPa
6.1.2 Acciaio per armatura delle strutture in c.a.
Barre ad aderenza migliorata in acciaio tipo FeB 44 K bonificato saldabile avente:
Resistenza caratteristica ftk = 540 N/mm²
Tensione di snervamento fyk = 430 N/mm²
Resistenza di calcolo fsd = 374 N/mm²
Tensione ammissibile in esercizio σs = 344 N/mm²
Modulo elastico Es = 206GPa
Coefficiente di omogenizzazione in esercizio n = 15
6.2 Calcestruzzo in opera
6.2.1 Calcestruzzo per muri e pilastri
Si propone come classe di resistenza per il calcestruzzo da utilizzarsi nelle strutture verticali
un materiale avente resistenza caratteristica Rck 40.
Verranno assunti a base del calcolo i seguenti parametri relativi alle caratteristiche
meccaniche del materiale:
Resistenza cubica caratteristica Rck = 40 N/mm²
Resistenza cilindrica caratteristica fck = 33 N/mm²
Resistenza di progetto fcd = 20.8 N/mm²
Resistenza indefinita fc1 = 17.6 N/mm²
Resistenza a trazione fctd = 1.38 N/mm²
Resistenza per compressione centrata fc1 = 14.1 N/mm²
Modulo elastico a breve termine Ec,short = 36GPa
Modulo elastico a lungo termine Ec,long = 18GPa
6.2.2 Calcestruzzo Solai
Come anticipato si prevede di utilizzare per i solai e le travi dei nuclei ed i getti integrativi dei
solai compositi calcestruzzo di classe Rck 35.
6.3 Durabilità del calcestruzzo
Si fa riferimento alle seguenti normative
• EC2 – Eurocodice 2 – Progettazione delle strutture cementizie
• ENV 206 – 01/02/93 Cemento. Composizione, specificazioni e criteri di conformità. Cementi comuni.
Con riferimento a quanto prescritto dall’EC2 si danno le seguenti indicazioni.
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La struttura soddisferà il requisito di durabilità complessiva richiesta, durante la sua vita
utile. Essa esplicherà le sue funzioni e risulterà idonea all’esercizio, resistente e stabile,
senza riduzioni significative della sua funzionalità e senza richiedere manutenzioni
eccessive non previste.
Per il progetto dell’edificio, si farà riferimento alla tabella 4.1 del succitato EC2, che
stabilisce il livello globale di protezione richiesto a seconda del tipo di ambiente in cui si
trova l’edificio.
6.3.1 Aggressioni chimiche
Non sono attualmente disponibili prove chimiche di laboratorio che possano dare indicazioni
sulla potenziale aggressività chimica dei terreni sui materiali costruttivi interrati. Qualora la
presenza di tali sostanze dovesse essere confermata dalle specifiche prove chimiche di
laboratorio, si porrà attenzione agli effetti di un’aggressione chimica sia al calcestruzzo che
a qualsiasi altro elemento metallico in esso contenuto e ai possibili rimedi da adottare. Per
la maggior parte delle costruzioni le reazioni chimiche dannose possono essere evitate
adottando appropriate specifiche per i materiali, per esempio le disposizioni previste dalla
norma UNI EN 206-1:2006 per conseguire un calcestruzzo compatto e impermeabile con
un appropriato dosaggio di ingredienti e adeguate proprietà. In aggiunta verrà eseguito un
adeguato ricoprimento per proteggere l’armatura (rif. EC2 4.1.3.3).
6.3.2 Aggressioni fisiche
Nel progetto verranno presi in considerazione anche gli effetti delle aggressioni fisiche. La
resistenza agli attacchi fisici sarà assicurata attraverso appropriate specifiche per i materiali,
sulle indicazioni di quanto previsto dalla ENV 206 in associazione ad un’appropriata
limitazione dell’apertura delle fessure sotto le combinazioni di carico pertinenti. (rif
EC24.4.2)
I materiali scelti ed il loro spessore, caratterizzano la robustezza del manufatto ed
assicurano la sua durabilità. Per la manutenzione delle finiture superficiali, le vernici
applicate alla struttura dovranno essere riapplicate secondo le istruzioni del produttore.
6.4 Resistenza al fuoco dei materiali
Tutti i materiali strutturali dovranno avere un’adeguata resistenza al fuoco.
Potranno essere utilizzate delle particolari vernici intumescenti, se necessario, per
incrementare la resistenza al fuoco delle strutture metalliche. Gli elementi strutturali
principali in calcestruzzo ed in acciaio saranno verificati, alla loro resistenza intrinseca al
fuoco, secondo i criteri suggeriti dalle UNI 9502 e UNI 9503.
In base alla relazione antincendio si sono assunte le seguenti classi di resistenza al fuoco
per gli elementi strutturali:
• Strutture portanti in genere R60
• Sala conferenze depositi e cucine R60
• Laboratori e centrali termiche R120
• Solaio Stecca livello +1 R120
• Deposito bombole R120
• Centrali media tensione R120
6.5 Impermeabilizzazione
Per i dettagli relativi all’impermeabilizzazione si faccia riferimento a quanto prescritto nei documenti architettonici.
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7 Sistemi strutturali proposti
7.1 Aspetti geotecnici
Si riportano in questa sezione gli aspetti principali dell’inquadramento geologico e
geotecnico presentati dalla Relazione Geologica (redatta dal Dott. Geol. Cipolloni, datata
Aprile 2006) e dalla Relazione Geotecnica e Sismica (codice elaborato D-00-00 0-RL-02).
Da un esame della cartografia IFFI (Inventario dei Movimenti Franosi in Italia, pubblicato per
la prima volta a fine 2007) è emerso che gran parte della zona di futura realizzazione del
nuovo edificio dell’Istituto Zooprofilattico Sperimentale è interessata da un ‘movimento
complesso’ (ID frana: 0670032900). Il sistema informativo territoriale dell’IFFI indica altresì
che il corpo di frana è stato delimitato tramite analisi foto interpretativa e che ha
un’estensione pari a 413.334m2.
Si ritiene pertanto che la situazione geologica e geomorfologica debba essere ulteriormente
indagata per valutare il potenziale effetto che la presenza di un corpo di frana e di una
superficie di scorrimento pre-esistente potrebbe avere sulla progettazione delle opere; si
anticipa che gli effetti potrebbero in particolar modo riguardare la possibilità di dover
eseguire consolidamenti prima di procedere alle attività di scavo e/o l’adozione di particolari
modalità di scavo per il raggiungimento del piano di posa delle fondazioni.
Il progetto definitivo in consegna non contiene informazioni progettuali relative alle attività di
scavo né alle opere che dovessero risultare necessarie a valle delle indagini integrative di
caratterizzazione del corpo di frana.
La campagna di indagini ha evidenziato una successione stratigrafica formata da tre termini
principali che, a partire dall’alto, sono: lo strato di copertura vegetale, la coltre eluvio-
colluviale e le argille grigio-azzurre della Formazione delle Marne del Vomano.
Lo strato di copertura vegetale è il risultato dell’intensa alterazione chimico-fisica dei terreni
sottostanti ed ha una potenza variabile da 0,5 a 1,5m circa.
I depositi di natura eluvio-colluviale derivano dall’alterazione dei terreni sottostanti,
mostrano una potenza variabile fino ad arrivare ad oltre 15 dal p.c. e sono costituiti da
argille limose e limi argillosi, a luoghi sabbiosi, con venature calcitiche e rari livelli sabbiosi.
Al di sotto di tali depositi si trova la Formazione delle Marne del Vomano, che rappresenta il
substrato geologico dell’area in oggetto, costituita da argille marnose sovraconsolidate
intercalate a sottili livelli arenacei e sabbiosi.
In funzione del comportamento geomeccanico del terreno, sono state definite quattro
principali unità litotecniche. La Tabella 1 della Relazione Geotecnica e Sismica, riportata
sotto, presenta tali unità e i valori dei rispettivi principali parametri geotecnici di progetto che
debbono intendersi caratteristici. L’Unità A è costituita da 1,0 a 1,5m di terreno di riporto o
copertura vegetale che sarà comunque rimosso, e pertanto non è incluso nella tabella.
Tabella 5 Unità litologiche e principali parametri geotecnici (estratto dalla Relazione Geotecnica e Sismica)
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La Relazione Geologica riporta le quote piezometriche della falda rilevate, tra giugno e luglio 2005, nei piezometri installati durante la campagna di indagini del 2005 . Le letture dei piezometri installati in prossimità dell’edificio indicano una profondità della falda pari a 13m dal p.c. (circa 343m s.l.m.) nell’area della “Stecca” (piezometro IS10) e tra 4,1 e 5,3m dal p.c. (circa 336m s.l.m.) nell’area nord delle “Dita” (piezometri IS5 e IS9).
7.2 Muri di sostegno
Per i muri di sostegno sono state individuate 4 diverse tipologie:
Muro tipo 1: in direzione Est Ovest, compreso tra gli assi X4 ed X5.
Muro tipo 2: in direzione Est Ovest, disposto lungo l’asse X3.
Muro tipo 3: disposto lungo il perimetro dell’edificio massima sicurezza.
Muro tipo 4: disposto lungo la rampa d’accesso ai locali interrati dell’edificio massima
sicurezza.
7.2.1 Azioni agenti
Le azioni permanenti statiche sono calcolate assumendo una distribuzione delle pressioni
lineare a partire dal piano di campagna. Il coefficiente di spinta attiva è determinato sulla
base dei parametri del terreno in sito.
Le azioni da sisma agenti sui muri di sostegno sono determinate secondo le indicazioni
della vigente normativa italiana (NTC 2005 e ORD. PCM 3274/2003 e succ. mod.) con il
metodo di Mononobe-Okabe. Le fondazioni saranno progettate utilizzando lo spettro di
risposta impiegato per la sovrastruttura (cfr. Ord 3274/2003 e succ. mod., Sezione 5.4.7.1).
La spinta totale di progetto Ed esercitata dal terrapieno ed agente sull’opera di sostegno è
data da:
( ) wsvd EKHkE +±= 2* 12
1γ
dove:
H è l’altezza del muro;
Ews è la spinta idrostatica;
γ* è il peso specifico del terreno;
K è il coefficiente di spinta del terreno (statico + dinamico).
Il coefficiente di spinta (attiva) del terreno può essere calcolato mediante l’espressione:
( )
( ) ( ) ( )( ) ( )
2
2
2
sinsin
sinsin1sinsincos
sin
+−−
−−++−−
−+=
βψδϑψ
ϑβϕδϕδϑψψϑ
ϑϕψK
per ϑϕβ −≤
( )( )δϑψψϑ
ϑϕψ
−−
−+=
sinsincos
sin2
2
K
per ϑϕβ −>
dove, nelle precedenti espressioni, valgono le seguenti notazioni:
φ è il valore di calcolo dell’angolo di taglio attrito efficace del terreno a tergo del muro;
ψ, β è l’angolo di inclinazione rispetto all’orizzontale rispettivamente della parete del muro
rivolta a monte e della superficie del terrapieno;
δ è il valore di calcolo dell’angolo di attrito tra terreno e muro;
kv coefficiente sismico verticale pari a 0.5kh
kh coefficiente sismico orizzontale pari a Sag/g/r
r fattore che tiene conto della flessibilità del muro
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Figura: Tipologie muri di sostegno
7.2.2 Verifiche di progetto
Per quanto riguarda le verifiche di progetto allo slittamento, al ribaltamento, di capacità
portante e di stabilità globale sui muri di sostegno si rimanda alla Relazione Geotecnica e
Sismica (Codice elaborato D-00-00 0-RL-02).
• Verifiche di resistenza sulle sezioni in c.a.
Le verifiche del progetto sono effettuate allo Stato Limite Ultimo ed allo Stato Limite
d’Esercizio. Per lo SLU, la flessione ed il taglio sono verificati secondo le clausole riportate
nei punti 4.3.1 e 4.3.2 dell’ EC2 1992 sia per i carichi a breve che a lungo termine. Per le
SLE si verifica che la massima ampiezza delle fessure non ecceda 0.3mm.
7.2.3 Muro tipo 1
Il muro contiene un terrapieno di altezza pari a 6m tra gli assi Y5 ed Y11 e pari invece a
8.2m tra gli assi Y13 ed Y22. Il muro è del tipo a gravità con una fondazione di spessore
pari a 1.0m in parte disposta a monte del muro stesso. L’utilizzo di tale disposizione si è
resa necessaria al fine di ridurre il momento ribaltante alla base del muro stesso ed ottenere
pressioni sul terreno compatibili con la capacità portante disponibile.
Il muro è soggetto alle azioni statiche trasferite dal terreno ed alle azioni da sisma. Queste
ultime sono state determinate assumendo il fattore r=2 (parete flessibile) (Ord 3274/2003 e
succ. mod., Sezione 5.4.7.1). Ciò in considerazione del fatto che il muro è a mensola e
quindi dotato del livello di flessibilità richiesto.
Le dimensioni del piede del muro di sostegno in esame sono state dimensionate tenendo in
considerazione sia le condizioni di equilibrio che della capacità portante in quanto il piede
ha funzione portante per i pilastri dell’edificio Stecca adiacente.
7.2.4 Muro tipo 2
Il muro tipo 2 si estende lungo l’allineamento X3 e divide la Mano dalla Stecca contenendo
un terrapieno alto 5.1 m. Ha uno spessore costante pari a 400 mm e presenta una serie di
rientranze per spazi impiantistici. Il muro è vincolato in testa dalla soletta piena del livello
+0.0 della Stecca ed è soggetto ai carichi verticali concentrati dei pilastri della Stecca e dalle
azioni orizzontali trasmesse dal terreno sia in condizioni statiche che in condizioni
dinamiche. Le azioni flessionali, di taglio e assiali agenti sul muro vengono trasmesse alle
coppie di pali di fondazione disposti ad interasse 9.33 m. Su tale luce il muro funziona come
una trave parete su cui si poggia anche la soletta a livello -5.10 della Mano.
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Per garantire il vincolo agli spostamenti orizzontali in testa al muro, la soletta a livello +0.0 m
della stecca deve essere opportunamente armata per sostenere le azioni di trazione
derivanti dal vincolo imposto.
Figura: Modellazione FEM muro tipo 2
7.2.5 Muro tipo 3
Il muro tipo 3 è disposto lungo il perimetro dell’edificio alta sicurezza. Ha spessore pari a
500 mm ed è vincolato, ad edificio completato, da tre livelli di solaio (connessi al sistema di
stabilità dell’edificio) e dalla soletta di fondazione.
7.2.6 Muro tipo 4
Il muro 4 presenta altezza variabile compatibile con la quota del piano di campagna del
terrapieno che esso sostiene. La massima quota (+357m) si ha in corrispondenza dell’asse
Y1 e la quota minima (+342m) al termine della rampa di accesso in corrispondenza degli
assi Y4/Y5. La base del muro è a due livelli diversi: +337.4, in corrispondenza dell’accesso
al piano interrato dell’edificio, e +339.7 per la rimanente lunghezza. Il muro è contrastato dal
sistema di stabilità dell’edificio massima sicurezza tramite un sistema di puntelli in acciaio
posti a quota +353 e +342. Il muro ha spessore variabile con il valore massimo di 1 m a
quota + 337.4 e valore minimo di 0.6 m a quota +357m.
7.3 Fondazioni
Si rimanda alla Relazione Geotecnica e Sismica (Codice elaborato D-00-00 0-RL-02) per
quanto riguarda i calcoli della capacità portante delle fondazioni e delle verifiche di esercizio
delle stesse.
In base alle condizioni definite nella relazione geotecnica ed all’entità delle azioni trasmesse
in fondazione dalla sovrastruttura si sono adottate le tipologie di fondazione sotto descritte.
7.3.1 Fondazioni dirette
Si sono adottate fondazioni superficiali, plinti e travi rovesce, per i pilastri. Questa scelta
progettuale è motivata dalla semplicità di costruzione e dall’adeguatezza del terreno per
gran parte della superficie dell’impronta degli edifici.
Per le verifiche della capacità portante e dei cedimenti si rimanda alla Relazione Geotecnica
e Sismica (Codice elaborato D-00-00 0-RL-02).
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Per il dimensionamento geometrico delle strutture di fondazione superficiale si è
considerata una tensione ammissibile del terreno al piano fondazione pari a 200kPa a meno
dei volumi di terreno spostato.
7.3.2 Fondazioni profonde
Si sono adottate fondazioni profonde per gli elementi di stabilità laterale. La scelta si è resa
necessaria per uniformare il progetto a quanto previsto nella relazione geotecnica anche in
tema di stabilità del pendio. Inoltre tale soluzione consente di far fronte in modo efficiente
alle importanti azioni flessionali trasmesse al terreno dagli elementi di stabilità sotto le
condizioni sismiche. I pali previsti sono del tipo CFA di diametro pari a 600mm e 800mm e
lunghezze comprese tra 16 e 28m.
Il collegamento orizzontale tra le fondazioni richiesto dalla normativa viene affidato alla
soletta di spessore costante di 250 mm. La soletta è sospesa tra gli elementi di fondazione
per evitare che sia a contatto col terreno e che quindi possa essere soggetta alle azioni di
rigonfiamento dovute all’entità degli scavi effettuati.
Per i calcoli della capacità portante e dei cedimenti si rimanda alla Relazione Geotecnica e
Sismica (Codice elaborato D-00-00 0-RL-02). La Tabella 2 della Relazione Geotecnica e
Sismica, riportata sotto, presenta i risultati dell’analisi della portanza e dei cedimenti del
singolo palo sotto carichi statici.
Tabella 6 Portanza e dei cedimenti del singolo palo (estratto dalla Relazione Geotecnica e Sismica)
7.3.3 Valutazioni dell’interazione terreno-struttura
Sono state effettuate delle analisi nelle condizioni di esercizio per valutare l’effetto dei
cedimenti alla base degli elementi strutturali. La notevole profondità degli scavi da
raggiungere ha richiesto di effettuare valutazioni dei cedimenti sia nelle condizioni di breve
termine, fase in cui si scontano i cedimenti immediati, sia una valutazione di lungo termine
dove, essendo in presenza di uno scarico netto, si manifesta il rigonfiamento del terreno.
Particolare attenzione viene rivolta alla valutazione del cedimento all’interfaccia delle due
diverse tipologie di fondazione proposte ovvero da travi rovesce per i pilastri e da plinti su
pali per i nuclei di stabilità.
I risultati delle analisi effettuate sono disponibili nella relazione geotecnica e sismica di
riferimento (O.RL.02).
Si ritiene che sia nella condizione di breve termine che nella condizione di lungo termine i
cedimenti differenziali siano per lo più distribuiti in maniera omogenea non comportando
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distorsioni rilevanti agli elementi strutturali rispettando il requisito di δ/L < 1/500; tale
requisito non è strettamente rispettato all’interfaccia tra le fondazioni profonde e le
fondazioni superficiali in zone localizzate.
Si ritiene che in fase esecutiva si possano considerare fasi costruttive specifiche in tali zone
in modo tale da consentire una migliore ridistribuzione dei cedimenti immediati e di
consolidazione e che comunque si possano approfondire le analisi di interazione terreno-
struttura, sia in fase di breve che di lungo termine, in modo da considerare nel dettaglio la
rigidezza relativa tra la sovrastruttura e il terreno. L’effettiva interazione di tutti gli elementi,
infatti, riduce la disomogeneità dei cedimenti nelle zone di interfaccia tra le fondazioni su
pali e le fondazioni superficiali.
7.4 Schemi strutturali
Nell’analisi della struttura dell’organismo edilizio sono stati considerati gli aspetti essenziali
descritti nei seguenti paragrafi.
7.4.1 Giunti di dilatazione
Data la forma irregolare dell’edificio, sia in pianta che in altezza, e le dimensioni della sua
impronta complessiva di circa 100 m per 140 m, verranno introdotti due giunti di dilatazione,
da realizzare in ottemperanza con le prescrizioni sismiche:
• un giunto di dilatazione trasversale nella “Stecca” e nella “Mano” al fine di limitare gli effetti dovuti alle dilatazioni termiche e agli stati tensionali indotti dalle deformazioni per scorrimento viscoso e ritiro del calcestruzzo;
• un giunto di dilatazione longitudinale a separare la “Stecca” dalla “Mano”, al fine di evitare che le differenti dilatazioni dei due corpi di fabbrica nel piano verticale possano indurre stati tensionali aggiuntivi.
Figura: Schema giunti di dilatazione termica.
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7.4.2 La “Mano”
La stabilità alle azioni orizzontali (vento e sisma) è garantita da nuclei in C.A. continui fino al
piano di fondazione coordinati con le scale, gli ascensori e i cavedi di risalita degli impianti.
Ulteriori pareti di taglio in C.A., posizionate lungo l’allineamento che divide la mano dalla
stecca, forniscono un ulteriore riserva di resistenza e rigidezza all’edificio.
La griglia strutturale dei pilastri in c.a. è progettata per combaciare con il modulo standard
dei laboratori, di lato 6,60 m. Sono previste due tipologie di pilastri: pilastri interni di
dimensione 400 mm x 800 mm e pilastri di facciata quadrati con lato di 450 mm. Lungo
l’asse di ogni dito sono disposti i nuclei in c.a. gettato in opera di spessore costante pari a
300 mm. Nell’area del concourse in corrispondenza delle corti sono disposte colonne in
acciaio che sostengono la copertura mentre al livello inferiore le colonne sono in c.a. di
dimensione 400 mm x 800 mm. I nuclei in c.a. trasferiscono le azioni su un sistema
fondazionale di pali in gruppo che meglio rispondono alle azioni dinamiche derivanti dalla
soprastruttura mentre i pilastri sono tipicamente fondati su travi rovesce.
Lo soletta del livello a quota -5.10 dal concourse è una soletta piena in c.a., di spessore di
250 mm, che è in grado di lavorare sospesa tra le travi rovesce considerando una massima
luce di 6.0 m sia nella zona dei laboratori che nell’area adibita ai macchinari impiantistici. I
solai a quota +0.0 m e di copertura sono costituiti da solai prefabbricati a lastre tralicciate
tipo predalle con armatura lenta alleggerita con elementi in polistirolo che coprono una luce
tipica di 8 m. Gli spessori sono rispettivamente di 500 mm per il solaio a livello +0.0 e di 600
mm in copertura adibita a tetto verde. Il sistema di solai prefabbricati è sorretto da travi a
spessore perimetrali ed interne in c.a. gettato in opera.
La copertura dell’area del concourse è composta da una piastra nervata bidirezionale di
altezza complessiva di 1200 mm di cui la soletta è pari a 150 mm
Il mezzanino impiantistico, che collega i due corpi scala a quota +3.28, è composto da un
sistema di travi in acciaio su cui è appoggiato un grigliato metallico.
Figura: Modello agli elementi finiti – La Mano
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Figura: Prima frequenza modale - La Mano, fr=1.65 Hz
Figura: Reazioni alla base Mxx in combinazione sismica SLU- La Mano
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Figura: Massimi spostamenti per il contenimento del danno - La Mano
7.4.3 La “Stecca”
Anche per la stecca la stabilità alle azioni orizzontali è garantita dai nuclei in c.a. Il sistema è
composto essenzialmente da un corpo centrale che si eleva fino alla copertura coordinato
con i cavedi impiantistici e gli spazi architettonici e da pareti di taglio disposte all’estremità
per fornire maggiore rigidezza nei confronti delle azioni torsionali. Tutti gli elementi di
stabilità sono approfonditi al di sotto del livello della soletta contro terra per evitare che le
forti azioni orizzontali vadano a sollecitare il muro di sostegno che divide l’edificio stecca
dalla mano.
La griglia strutturale prevede due allineamenti di pilastri ad interasse costante pari a circa
9.33 m. La tipologia strutturale prevede pilastri in c.a. di dimensioni 800 mm x 400 mm a
sostegno del livello mezzanino e della sala conferenze mentre a sostegno dei solai
composti acciaio-calcestruzzo del centro servizi e della copertura i pilastri diventano
metallici a sezione circolare di diametro di 400 mm. Sono previsti anche pareti in c.a. che
tagliano trasversalmente l’edificio ed hanno spessore pari a 300 mm. Anche in questo caso
è prevista una doppia tipologia fondazionale: fondazioni dirette per i pilastri a quota +0.00 m
e fondazioni su pali a partire dalla quota -5.10 m.
La soletta a quota 0,00 ha spessore costante pari a 250 mm ed è supportata dalle nervature
contro terra necessarie per contrastare le azioni derivanti dal rigonfiamento del terreno nel
lungo termine. Ai livelli superiori sono previste diverse tipologie strutturali. In particolare il
livello mezzanino e il livello della sala conferenze sono composti da solai prefabbricati
precompressi alveolari con getto di completamento da realizzare in opera di spessore 580
mm che coprono l’intera luce di 13.3 m. In base alle condizioni impiantistiche e
architettoniche dove è necessaria la realizzazione di forature il solaio precompresso è
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sostituito con una soletta piena mono o bidirezionale di pari spessore. Il solaio prefabbricato
si poggia sulle travi perimetrali provviste del corbel di appoggio.
Il livello centro servizi a quota +10.50 e il solaio della copertura sono composti da una
soluzione mista acciaio-calcestruzzo con una soletta gettata su lamiera grecata e connessa
con pioli a taglio alle travi metalliche IPE.
Figura: Modello agli elementi finiti – La Stecca tra all. Y6-Y12
Figura: Prima frequenza modale - La Stecca La Stecca tra all. Y6-Y12, fr=4.55 Hz
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Figura: Reazioni alla base Mxx in combinazione simica SLU - La Stecca
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Figura: Massimi spostamenti per il contenimento del danno - La Stecca tra all. Y6-Y12
7.4.4 La “Camera stagna” dei laboratori di massima sicurezza.
La camera stagna è progettata secondo criteri di massima rigidezza e resistenza e si
comporta essenzialmente come una scatola in C.A. in quanto è confinata all’esterno per
tutto il suo perimetro dai muri di sostegno e all’interno da un box in c.a. I solai connettono
trasversalmente le pareti dando al sistema notevole stabilità.
Gli elementi strutturali verticali della camera stagna sono composti da una parete in c.a. di
spessore costante di 250 mm che si estende per tutto il perimetro che delinea l’area dei
laboratori di massima sicurezza e da un allineamento di pilastri in c.a. di dimensioni 400 mm
x 800 mm.
La camera stagna è composta a tutti i livelli, fatta eccezione della copertura, da solette
piene in c.a.. In copertura è stata prevista una soluzione tipica a lastre tralicciate predalle
alleggerite.
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8 Considerazioni costruttive
Per le tolleranze e gli spostamenti imposti fare riferimento all’appendice A.
In fase di progetto esecutivo si elaboreranno considerazioni dettagliate sulle sequenze di
costruzione.
Alcune note sulle sequenze di costruzione si trovano sugli elaborati grafici del progetto
definitivo.
9 Conclusioni
Il progetto strutturale della Nuova Sede IZS di Teramo è stato descritto, con l’indicazione di
massima dei requisiti e delle prestazioni, in relazione alla tipologia e categoria
dell’intervento da realizzare, allo scopo di produrre una soluzione razionale e flessibile.
Appendice A
Spostamenti e tolleranze imposte
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A1 Spostamenti e tolleranze
A1.1 Introduzione
Lo scopo di questa sezione è di fornire le specifiche delle tolleranze strutturali utilizzate per il
coordinamento delle finiture di pavimentazioni e controsoffittature e del cladding.
Questa sezione descrive gli spostamenti previsti e le specifiche delle tolleranze ammesse per le
strutture.
Gli spostamenti e le tolleranze della copertura e gli spostamenti dovuti alla pressione del terreno
saranno trattati separatemente rispetto ai valori stabiliti in generale per il Progetto .
A1.2 Relazioni tra Spostamenti e Tolleranze
Qualsiasi elemento collegato alla struttura dovrà essere dettagliato in modo tale da poter
accomodare i movimenti della struttura stessa e le sue tolleranze di costruzione. I movimenti
della struttura sono dovuti ai carichi verticali ed orizzontali, cambiano in base alle tipologie di
terreno e generalmente aumentano nel tempo. Le tolleranze di costruzione dipendono dal
processo costruttivo e dalle in accuratezze di montaggio.
Si considerano i seguenti quattro tipi di variazione di movimenti:
i) Tolleranza (∆0): l’inaccuratezza di costruzione della struttura.
ii) Spostamento a breve termine (∆1): lo spostamento istantaneo che avviene dopo la rimozine di tutti i supporti temporanei dovuto al peso proprio della Struttura stessa.
iii) Spostamenti a breve ternmine dovuti al carico permanente(∆2): gli ulteriori spostamenti istantanei che si verificano subito dopo la costruzione dovuti ai carichi permanenti quali pavimentazioni, impianti e cladding.
iv) Spostamenti a lungo termine (∆3): gli spostamenti riscontrabili nel tempo dopo il completamento dell’edificio dovuti al ritiro ed alla fessurazione del cemento (spostamenti dovuti al peso permanente dell’arredamento, agli utenti etc).
Gli spostamenti e le tolleranze sopra definiti dovrebbero essere combinati nel modo seguente in
relazione a qualsiasi elemento collegato (dove η rappresenta la proporzione del carico totale
applicato alla Struttura nel momento in cui l’elemento viene aggiunto ad essa).
• Al momento dell’aggiunta di elementi all’armatura della Struttura, gli elementi collegati devono poter accettare le combinazioni dati da effetti di tolleranze degli spostamenti a breve termine dovuti al peso
proprio e di una porzione dei carichi permanenti dovuti all finiture (∆0 + ∆1 + η ∆2).
• Dopo l’ancoraggio dell’elemento collegato, l’elemento stesso o il giunto in esso contenuto deve accomodare la componente di lungo termine dello spostamento.
Se la sequenza costruttiva di questi elementi aggiuntivi non è definita, η dovrebbe essere scelto
in modo tale da fornire il Massimo valore dello spostamento da accomodare per entrambi casi
sopra descritti.
A1.3 Relazione tra le tolleranze delle parti in acciaio e in cemento
I valori delle tolleranze per le parti in acciaio e in calcestruzzo NON sono cumulative. La
posizione di tutti gli elementi strutturali deve rispettare i limiti di tolleranza relativi alla
posizione di progetto.
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A1.4 Tolleranze
A1.4.1 Generalità
Il cemento armato dovrà rispettare le tolleranze stabilite in questa sezione. In mancanza di
una guida UNI sulle tolleranze ammesse per gli edifici, sono stati utilizzati i valori riportati
sotto che si basano sui dati delle specifiche dell’ “UK National Structural Concrete
Specification for Building Construction”, parte 1 (seconda edizione, August 2000). Inoltre le
tolleranze ammesse saranno definite con la consulenza dei costruttori specializzati .
La costruzione della parte strutturale in acciaio dovrà rispettare le tolleranze stabilite in
questa sezione. In mancanza di una guida UNI sulle tolleranze ammesse per gli edifici, i
valori riportati sotto si basano sui dati delle specifiche dell’ “UK National Structural
Steelwork Specification for Building Construction (3a Editizione, Luglio 1994), NSSS.
A1.5 Strutture in Cemento Armato (C.A.)
A1.5.1 Generalità
Le sezioni seguenti mostrano le tolleranze ammissibili e la collocazione della struttura
rispetto a quanto indicato sulle tavole di progetto. La posizione degli assi di riferimento per
la struttura sarà indicata nelle specifiche architettoniche.
Le tolleranze illustrate in questa sezione NON sono cumulative.
A1.5.2 Dimensioni degli elementi
• Spessore della soletta
La tolleranze ammissibile (d) per lo spessore (t) sono indicate di seguito:
Spessore(t) d mm
t Fino a 150 mm (incluso) -0/+6 da 150mm a 600mm (incluso) 10 da 600mm a 1m (incluso) 15
più di 1m 20
• Elementi costruiti
Le misure lineari degli elementi costruiti, includendo i fori e la distanza tra il lato di ciascun
elemento costruito , devono essere conformi ai valori di seguito indicati. Detta L la
lunghezza, l’altezza o la larghezza dell’elemento o del foro oppure la distanza tra i lati nella
direzione presa in considerazione, si ha
L D (mm) Fino a /ed incluso 600 mm 8 Più di 600mm incluso fino a 1.5m 10 Più di 1.5m incluso fino a 8m 15
Più di 8m incluso fino a 15m 20 Più di 15m incluso fino a 30m 30
Più di 30m 30 + 1mm per m o frazione in eccesso di 30m
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A1.5.3 Torsione degli elementi
La distanza di ciascuno spigolo rispetto al piano contenente gli altri tre deve essere
conforme ai valori di seguito indicati:
L D (mm) Fino a /ed incluso 600 mm 6
Più di 600mm incluso fino a 3.0m 10 Più di 3.0m incluso fino a 8m 15
Più di 8m 15 +2mm per m o frazione in eccesso di 8m
A1.5.4 Ortogonalità tra i lati degli elementi
Le deviazioni di ortogonalità devono essere conformi ai valori di
seguito indicati:
L D (mm) Fino a /ed incluso 600 mm 6 Più di 600mm incluso fino a 2.0m 10
Più di 2m incluso finoa 4m 15 Più di 4m 15 + 1mm per m o frazione in eccesso di 4m
A1.5.5 Posizionamento in pianta
La posizione in pianta di ogni elemento di fondazione in rapporto al suo posizionamento
previsto non deve superare spostamenti di ± 30 mm , come illustrato sotto.
La posizione in pianta di ogni elemento al di sopra della fondazione in rapporto al suo
posizionamento previsto non deve superare spostamenti di 10 mm se misurato al livello del
piano come illustrato sotto.
La posizione in pianta dei bordi delle solette in rapporto al loro posizionamento previsto non
deve superare spostamenti di ± 10mm misurati al livello del solaio.
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A1.5.6 Livellamento degli elementi
Le seguenti tolleranze si applicano alle superficie che dovranno subire ulteriori finiture di
livellamento e si riferiscono alla fase precedente alla rimozione dei casseri
i) Tolleranze ammissibili sono di ± 10 mm. Da notare che questa specifica non è applicabile alle solette composite calcestruzzo / Lamiare grcata.
ii) La faccia superiore di ogni fondazione non deve superare
la distanza di ± 15 mm dal suo livello previsto.
iii) Le travi che s’incrociano allo stesso livello non devono subire dislivelli di + 10mm.
iv) l dislivellamento fra due punti distanti 6 metri non deve
superare 15mm. v) Il dislivello al di sotto di una linea lunga 3m comunque
disposta sulla superficie di piano non deve superare 10mm.
A1.5.7 Connessioni inserite nel getto
La posizione dei connettori non deve subire deviazioni superiori a 10mm, come mostrato in
figura. La quota di elementi connessi ai solai in relazione all’estradosso del solaio può
subire deviazioni di ±5mm
A1.5.8 Verticalità degli elementi
Fuori piombo sulle altezze includendo travi o le superfici sovrapposte devono essere
conformi ai vaori di seguito indicati:
Altezza D (mm)
Fino a /ed incluso 1.5 m 5
Più di 1.5m incluso fino a 2.5m 10 Più di 2.5 m incluso fino a 4.0 m 15 Più di 4.0 m incluso fino a 8.0 m 20
Più di 8m max 25
A1.5.9 Curvatura degli elementi
i) Curvature non specificate tra le estremità di un elemento saranno conformi ai
valori di seguito indicati:
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lunghezza D mm
Distanza tra le estremità fino a 1.5 m incluso ± 5 Distanza tra le estremità da 1.5 m fino a 3.0 m incluso ± 8
Distanza tra le estremità da 3.0 m fino a 5.0 m incluso ± 10 Distanza tra le estremità da 5.0 m fino a 8.0 m incluso ± 15 Distanza tra le estremità più di 8 m ±15mm + 1per m
frazione oltre 8m (max 25mm)
ii) Tolleranze ammesse per Tolleranze ammesse per le controfrecce:
controfreccia specificata D tolleranze ammesse ∆ mm incluso fino a 20 mm ± 5 più di 20 mm fino a 40 mm incluso ± 10 più di 40 mm ± 15
A1.5.10 Variazioni superficiali per superfici dove non sono previste finiture
E’ tollerata una variazione D sino a 3 mm e fino a 5mm in corrispondenza di giunti di costruzione o di dilatazioni. Essa é da misurarsi rispetto alla superficie nominale finita.
A1.5.11 Tirafondi di fondazione
Tirafondi o gruppi di bulloni predisposti senza possibilità di
variazioni rispetto alla posizione prevista.
L = ± 3mm dal posizionamento previsto sulla faccia superiore
della fondazione
P = + 25mm / -5mm per il livello del bullone
Tirafondi o gruppi di bulloni predisposti con possibilità di
variazioni rispetto alla posizione prevista.
L = ± 5mm from specified position at top of foundation.
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P = + 25mm / -5mm per il livello del bullone
A1.5.12 Copriferro d’armatura
Se non diversamente indicato le tolleranze saranno in accordo con EC2.
A1.6 Fabricazione delle parti in acciaio
1.1.1 Generalità
Le specifiche per la fabbricazione delle parti strutturali in acciao devono seguire i
valori contenuti nel Capitolato Speciale d’Appalto.
A1.7 Elementi di costruzione in acciaio
A1.7.1 Generalità
L’accuratezza sarà quella mostrata nelle seguenti sottosezioni. La localizazione
della griglia di riferimento per il posizionamento della Struttura deve seguire le
specifiche dell’Architetto.
A1.7.2 Posizionamento in pianta di tutti gli elementi verticali
La distanza ammessa di qualsiasi pilastro in acciaio al
livello della fondazione dal suo posizionamento previsto
in pianta non deve superare + 10mm come illustrato
sopra.
A1.7.3 Dimensioni in pianta
Deformazione in lunghezza o in larghezza di qualsiasi elemento
dimensione originale “L” in metri
L < 30 metri, ∆ = + 20mm
L >30 metri, ∆ = + (20mm + 0.25 (L-30))mm
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A1.7.4 Fuori piombo del pilastro (alto un piano)
Tolleranza assiale della parte superiore in rapporto alla
base.
A1.7.5 Fuori piombo del pilastro multipiano
Tolleranza assiale di ogni livello con un valore massimo in rapporto alla base.
∆h = Tolleranza assiale di ogni singolo piano
∆H =Tolleranza assiale dell’edificio intero
A1.7.6 Aperture/Fessure tra gli elementi attigui
Valori tra pilastro e il suo supporto con o senza attacatura meccanica.
A1.7.7 Allineamento dei pilastri perimetrali adiacenti tra di loro
Tolleranza relativa al pilastro successivo, misurato dal punto di appogio base o dalla linea
piombo.
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A1.7.8 Livellatura delle travi della soletta
Tolleranza ammessa del livello considerato non deve superare +10mm.
A1.7.9 Travi della soletta: livellatura degli estremi della stessa.
Tolleranza del livellamento lungo la trave non deve superare 5mm.
A1.7.10 Travi della Soletta: allineamento delle travi adiacenti posizionati
a meno di 5 metri
La tolleranza ammessa per l’alineamento tra le travi (misurato dall’asse centrale partendo
dal bordo superiore) è di +/- 5 mm .
A1.7.11 Allineamento delle travi
Spostamenti orizzontali relativi alla trave successiva posizionata subito sopra o sotto.
h <3m, ∆ = 5mm
h >3m, ∆ = h/600
A1.7.12 Lamiera in acciaio della soletta
Distanza tollerata tra lo spigolo della lamiera e il perimetro è di +/- 10mm.
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A1.8 Spostamenti (escludendo la copertura)
A1.8.1 Generalità
Vari spostamenti averranno per i seguenti motivi:
• peso specifico - passivo e accidentale
• Carichi dovuti al vento
• Variazioni termiche
• Spostamento del terreno
• Ritiro e fessuramento del cemento armato.
La Struttura è progettata considerando i seguenti criteri per lo spostamento. I valori stabiliti
rientranno nei limiti di durevolezza che sono stati utilizzati per la progettazione strutturale.
Gli effettivi movimenti/deformazioni risulteranno uguali o inferiori ai valori stabiliti.
I valori di movimenti stabiliti in questa relazione sono cumulativi.
A1.8.2 Deformazione della soletta
Le solette di cemento armato sono progettate per rientrare nei limiti di deformazione stabiliti
in EC2.
Deformazione totale (∆1 + ∆2 + ∆3) < luce /250
Deformazione Imposed load deflection ∆3 < luce/500
Le solette miste sono progettate per rientrare nei limiti di deformazione stabiliti in EC4.
Deformazione totale (∆1 + ∆2 + ∆3) < luce/250
Deformazione Imposed load ∆3 < luce/300
Per le solette miste con una luce superiore a 300cm, si potrà richiedere la contro frecciatura
delle travi in acciaio per poter rientrare nei limiti della deformazione totale.
Si prega riferirsi al punto 1.2 per la definizione di ∆1, ∆2 e ∆3.
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A1.8.3 Deformazioni tipo delle solette miste
∆1+ ∆2+ ∆3
DP LP/350
DS LS/350
Nota: LP =luce principale; LS = luce secondaria
A1.9 Altri movimenti
A1.9.1 Generalità
Le parti seguenti descrivono altri tipi di spostamenti rilevanti.
A1.9.2 Fuori asse lateralie dell’edificio
Il fuori asse delle strutture fuori terra sono generalmente causati dagli agenti atmosferici
(vento).
∆ ≤ meno di ±15mm o h/300
Dove h = altezza del piano
Lo spostamento totale deve essere minore di H/500 dove H= altezza fuori terra dell’edificio.
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A1.9.3 Assestamenti differenziali:
Assestamenti diffferenziali si verificano tra i pilastri adiacenti, dovuti alle variazioni del carico
verticale e le condizioni del terreno.
Gli assestamenti tra pilastri adiacenti sono stimabili come segue:
∆ ≤ meno di ±15mm or L/500
Dove L = distanza tra i pilastri
A1.9.4 Ritiro elastico del pilastro
Ritiro elastico dei pilastri è causato dalla forza di compressione.
∆ (peso specifico) ≤ 0.6mm se più di
un’altezza piano
∆ (imposed load) ≤ 0.9mm se più di
un’altezza piano
Appendice B
Carichi gravitazionali imposti
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B1 Aree di carico
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Aree di carico
PIANTA LIVELLO -2 DAL CONCOURSE
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PIANTA LIVELLO -1 DAL CONCOURSE
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PIANTA LIVELLO - CONCOURSE
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PIANTA MEZZANINI
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PIANTA LIVELLO COPERTURA CONCOURSE
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PIANTA COPERTURA STECCA E PASSERELLE DITA
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B2 Condizioni di carico
ZONA DECRIZIONE
CARICHI TOTALI (kN/m²)
Gk (solo
sovracc)
Solai controterra della
Stecca (centrale elettrica)
e della Camera Stagna
Finiture……
1,8
Autorimessa (livello
concourse)
Finiture……
1,8
Zona impianti (livello -1
dal concourse)
Finiture……
1,8
Partizioni....
1,0
Dito: laboratori (livello -
1 dal concourse)
Finiture……
1,6
Partizioni....
1,0
Camera Stagna:
laboratori (livello -1 dal
concourse)
Finiture…..
1,6
Partizioni.....
2,0
Stecca, solaio
controterra: zona
magazzini (livello
concourse)
Finiture……
1,6
Partizioni....
1,0
Dito: laboratori (livello
concourse)
Finiture…
1,8 Impianti
appesi
…………….0,
3 Partizioni.....
1,0
Camera Stagna: impianti
(livello concourse) Finiture… 1,8
Concourse, calpestio
Finiture 1,8
Stecca: piano mezzanino
Finiture…1,8
Dito: piano mezzanino e
passerelle a sbalzo
Impianti appesi
…………….0,
Tetto verde: copertura
Mano e Camera Stagna
Finiture…
..4,0 Pacchetto
verde…
....................1,1
Stecca: solaio intermedio
ad altezza variabile
Finiture….. 1,6
Impianti appesi
……………0,3
Partizioni....
1,0
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Condizioni di carico
CARICHI TOTALI (kN/m²)
DECRIZIONE SEZIONE TIPICA(solo
sovracc)
Qik
Finiture…… 7,5
Finiture…… 2,5
Finiture……
Partizioni.... 7,5
Finiture……
Partizioni.... 6,0
Finiture…..
Partizioni..... 6,0
Finiture……
Partizioni.... 4,0
Finiture…
1,8 Impianti
appesi
…………….0,
3 Partizioni.....
6,0
Finiture… 1,8 7,5
Finiture 1,8 2,0
Finiture…1,8 5,0
Impianti appesi
…………….0,
3
2,0
Finiture…
..4,0 Pacchetto
verde…
....................1,1
5,0
Finiture….. 1,6
Impianti appesi
……………0,3
Partizioni....
4,0
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SEZIONE TIPICA NOTE
Peso del solaio
predalle gettato
in opera……..
....... 6,4 kN/m²
Travi principali
e secondarie in
acciaio,
con grigliato
elettrosaldato
Peso del solaio
predalle gettato
in opera............
…….8,2 kN/m²
Peso del solaio
alveolare
gettato in opera
…….8,1 kN/m²
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Stecca: copertura Impianti …1,0 1,5
Appendice C
Indice relazione di calcolo
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C1 Indice relazione di calcolo
10 Analisi dei Carichi
10.1 Solai
10.2 Partizioni Interni
10.3 Facciata
11 Stabilità Laterale: Analisi Sismica
11.1 Mano
11.2 Stecca
11.3 Camera Stagna
12 Opere in Fondazione
12.1 Muri di Sostegno
12.1.1 Introduzione e pianta di riferimento
12.1.2 Muro di sostegno 1
12.1.3 Muro di sostegno 2
12.1.4 Muro di sostegno 3
12.1.5 Muro di sostegno 4
12.2 Fondazione Dirette
12.2.1 Assunzioni e piante di riferimento
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Pagina C2 Arup Italia srlIssue 21 April 2010
12.2.2 Soletta a Livello -1
12.2.3 Dita e Concourse
12.2.4 Camera Stagna
12.3 Fondazioni Profonde
12.3.1 Piante Chiave
12.3.2 Progettazione Fondazioni
12.3.3 Progettazione Plinti
12.3.4 Progettazione Pali
13 “Dita”
13.1 Solai e Travi
13.2 Piano Mezzanino
13.3 Passerella a Sbalzo
13.4 Pilastri
13.5 Passerella a Sbalzo
14 “Concourse”
14.1 Copertura Concourse
14.2 Pilastri in Acciaio Concourse
14.3 Trave di Trasferimento Concourse
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14.4 Pilastri Concourse
15 “Stecca”
15.1 Solai
15.2 Travi di Bordo
15.3 Pilastri
15.4 Copertura
15.5 Nuovo Piano Mezzanino (L.F. +10.50)
15.6 Soppalchi
16 Camera Stagna
16.1 Solai
16.2 Travi
16.3 Muri e Pilastri
17 Deposito Bombole Gas
Appendice D
Elenco elaborati progetto definitivo
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D1 Elenco elaborati progetto definitivo
CODICE
ELABORATO TITOLO ELABORATO SCALA REV.
D.00.01 S.RL.01 RELAZIONE TECNICA DESCRITTIVA STRUTTURALE 02
D.00.01 S.RL.02 CALCOLI PRELIMINARI DELLE STRUTTURE 02
D.00.01 S.RL.03 RELAZIONE SISMICA 02
D.00.00 O.CS.01 DISCIPLINARE TECNICO PRESTAZIONALE DELLE OPERE
CIVILI – TOMO 2 – OPERE STRUTTURALI E GEOTECNICHE 02
D.00.01 S.12.01 NOTE GENERALI 02
D.00.01 S.21.01 PIANTA LIVELLO -2 DAL CONCOURSE 1:200 02
D.00.01 S.21.02 PIANTA LIVELLO -1 DAL CONCOURSE 1:200 02
D.00.01 S.21.03 PIANTA LIVELLO CONCOURSE 1:200 02
D.00.01 S.21.04 PIANTA MEZZANINI 1:200 02
D.00.01 S.21.05 PIANTA LIVELLO COPERTURA CONCOURSE 1:200 02
D.00.01 S.21.06 PIANTA COPERTURA E PIANO SERVIZI GENERALI STECCA E
PASSERELLE DITA 1:200 02
D.00.01 S.31.01 SEZIONI GENERALI 1:200 02
D.00.01 S.34.01 DETTAGLI
Tavola 1 di 3 varie 02
D.00.01 S.34.02 DETTAGLI
Tavola 2 di 3 1:50 02
D.00.01 S.34.03 DETTAGLI
Tavola 3 di 3 1:20 02
D.00.01 S.22.01 PIANTA DI DEFINIZIONE GEOMETRICA DELLA COPERTURA
Tavola 1 di 3 1:200 02
D.00.01 S.22.02 PIANTA DI DEFINIZIONE GEOMETRICA DELLA COPERTURA
Tavola 2 di 3 1:200 02
D.00.01 S.22.03 PIANTA DI DEFINIZIONE GEOMETRICA DELLA COPERTURA
Tavola 3 di 3 1:200 02