Copertine Relazioni STRUTTURE Model (1) · Nota: Il NAD assunto per l’applicazione della...

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

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\\global\europe\Milan\Jobs\30000\37035_IZS Teramo\04 INTERNAL PROJECT DATA (Arup only - not including Serin or other ATI)\09 Reports

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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Arup Italia srl Issue 21 April 2010

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

corrado.ruta

Snapshot


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Pagina 1 Arup Italia srlIssue 21 April 2010

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.




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.)




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




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”


• Laboratori (Livello -1 dal concourse) 3.60kN/m²

• Impianti (Livello concourse) 1.80kN/m²





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


“Stecca”


• 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”


• Laboratori (Livello -1 dal concourse) 6.00kN/m²

• Impianti (Livello concourse) 7.50kN/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.




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




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




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




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




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.




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);




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 -




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




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”.




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.




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.




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.




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)




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




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.




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).




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




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.




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




Figura: Prima frequenza modale - La Mano, fr=1.65 Hz

Figura: Reazioni alla base Mxx in combinazione sismica SLU- La Mano




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




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




Figura: Reazioni alla base Mxx in combinazione simica SLU - La Stecca




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.




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

Istituto Zooprofilattico Sperimentale dell'Abruzzo e del Molise Nuova Sede IZS, TeramoRelazione tecnica descrittiva strutturale


Pagina A1 Arup Italia srlIssue 21 April 2010

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.




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




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.




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:




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.




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




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.




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.




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.



Pagina A10

Arup Italia srlIssue 21 April 2010

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.



Pagina A11


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

Istituto Zooprofilattico Sperimentale dell'Abruzzo e del Molise

\\GLOBAL\EUROPE\MILAN\JOBS\30000\37035_IZS TERAMOPROJECT DATA (ARUP ONLY - NOT INCLUDING SEREPORTS

B1 Aree di carico

Sperimentale dell'Abruzzo e del Molise Relazione tecnica descrittiva strutturale

37035_IZS TERAMO\04 INTERNAL SERIN OR OTHER ATI)\09

Pagina B1

Aree di carico

PIANTA LIVELLO -2 DAL CONCOURSE

Nuova Sede IZS, TeramoRelazione tecnica descrittiva strutturale






Pagina B2

PIANTA LIVELLO -1 DAL CONCOURSE





Pagina B3 Arup Italia srlIssue 21 April 2010

PIANTA LIVELLO - CONCOURSE




PIANTA MEZZANINI




PIANTA LIVELLO COPERTURA CONCOURSE




PIANTA COPERTURA STECCA E PASSERELLE DITA



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



Pagina B7

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



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




Stecca: copertura Impianti …1,0 1,5

Appendice C

Indice relazione di calcolo



Pagina C1 Arup Italia srlIssue 21 April 2010

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




12.2 Fondazione Dirette

12.2.1 Assunzioni e piante di riferimento




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




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



Pagina D1 Arup Italia srlIssue 21 April 2010

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


Tavola 2 di 3 1:50 02


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


Tavola 2 di 3 1:200 02


Tavola 3 di 3 1:200 02

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Copertine Relazioni STRUTTURE Model (1) · Nota: Il NAD assunto per l’applicazione della...

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