INDICE

RELAZIONE ILLUSTRATIVA DELLE OPERE DA REALIZZARE .................................................................................... 3 NORMATIVA DI RIFERIMENTO ........................................................................................................................... 6 RELAZIONE SULLE FONDAZIONI E RELAZIONE ASPETTI GEOTECNICI ................................................................... 7 ANALISI DEI CARICHI E DELLA SISMICITA’ DEL SITO ........................................................................................... 25 DIMENSIONAMENTO E VERIFICA DELLE STRUTTURE ........................................................................................ 40 GIUDIZIO MOTIVATO DELL’ACCETTABILITA’ DEI RISULTATI ............................................................................. 153 PIANO DI MANUTENZIONE ............................................................................................................................ 155

ALLEGATO TABULATI DI CALCOLO

RELAZIONE ILLUSTRATIVA SUI MATERIALI

A norma dell’art. 4 della Legge n.° 1086 del 05 Novembre 1971 la presente relazione evidenzia le caratteristiche dei materiali impiegati per l’esecuzione delle opere in conglomerato cementizio armato.

Calcestruzzo in opera per gli elementi in cemento armato FONDAZIONI ED ELEVAZIONI FINO A QUOTA +1.82 ML Condizioni ambientali: parti di strutture e fondazioni prevalentemente immersi in terreno non aggressivo.

Classe di resistenza:C25/30 Portland al calcare CEM II/A-L 32.5 R UNI ENV 197/1 Classe consistenza: S4 Classe esposizione: XC2 Classe strutt.: S4 (50 anni) Acqua/Cemento: max 0.60 Aria: no Copriferro: 30 mm

Calcestruzzo in opera per gli elementi in cemento armato ELEVAZIONI OLTRE QUOTA +1.82 ML Condizioni ambientali: calcestruzzo armato ordinario prevalentemente in interni di edifici con umidità relativamente bassa.

Classe di resistenza:C32/40 Portland al calcare CEM II/A-L 32.5 R UNI ENV 197/1 Classe consistenza: S4 Classe esposizione: XC2 Classe strutt.: S4 (50 anni) Acqua/Cemento: max 0.60 Aria: no Copriferro: 30 mm

Solai di piano Tipo Predalles alleggerito con polistirolo lastra da 120 cm

Acciaio per c.a. Tipo B450C Acciaio per carpenteria Tipo S275 Legname Essenza resinosa C24; Legno

lamellare GL32h Bulloneria Serie resistenza normale Classe 8.8

Classe dado 8 Chioderia Tipo Anker della Rothoblaas Controventi di falda Nastro forato tipo Rothoblaas Inerti di fiume vagliati e lavati di opportune granulometrie

Conforme alla UNI 8520 con riferimento alla gelività – diametro massimo degli aggregati 25 mm.

Il progettista e direttore dei lavori

ING. GIANPAOLO ANSELMI

RELAZIONE ILLUSTRATIVA DELLE OPERE DA REALIZZARE

L’intervento in esame prevede la realizzazione di un nuovo complesso adibito a scuola di sci e locali di servizio sito in Comune di Tarvisio (UD), località Campi duca d’Aosta, ad una quota di circa 800 m s.l.m..

Le dimensioni principali dell’opera sono: lunghezza ca. 24 ml; larghezza ca. 8 ml, altezza piano solai 3.00 m; altezza massima complessiva 9.80 m. Le fondazioni poggiano direttamente su terreno. Stato di progetto: Fondazioni continue in c.a. aventi altezza pari a 0.40 m e base a seconda della necessità statiche, corredate da getto di magrone spessore 0.10 m; platea esterna in c.a. spessore 0.25 m poggiante direttamente sul terreno; muri perimetrali in c.a. spessore 0.30 m; pareti interne in c.a. spessore 0.20 m; pilastro interno in c.a. sezione 0.30 x 0.25 m; trave in c.a. sezione 0.30 x 0.50 m; cordoli di piano armati con 4φ16 e staffe φ8/20’; armature disposte in diagonale alle aperture in parete c.a. costituite da 2φ12 e mollette di sospen-sione φ8/15’; Solai Tipo Predalles alleggeriti con polistirolo lastra da 120 cm spessore 4 + 22 + 6 cm armati come nelle tavole grafiche con getto di completamento, unitamente ai cordoli di piano, eseguiti con cls C32/40; telai principali in legno lamellare GL32h; elementi di collegamento in essenza resinosa C24; croci di S. Andrea realizzate in parete in essenza resinosa C24; catene nei telai principali realizzate con tiranti in acciaio S275 φ20; controventature di falda realizzate impiegando nastro forato Tipo Rothoblaas o similare sezione 80 x 3.0 mm chiodato con chiodi Tipo Anker della Rothoblaas o similare; elementi ingresso in tubo quadro in acciaio S575 sezione 120 x 120 x 5 mm; trave ingresso in acciaio S275 IPE 200; elementi esterni in acciaio S275 φ101.6 x 5.0 mm; Tamponamenti di falda in legno; Tamponamenti verticali in legno; Tamponamenti facciate in vetro; principali unioni elementi telai in GL32h realizzati con lame spessore 5 mm a scomparsa e spi-notti autopreforanti Tipo Rothoblaas o similari; unione alla base dei telai in GL32h mediante lama in acciaio S275 spessore 20 mm interna a scomparsa e bulloneria Classe 8.8 Dado 8; la lama è saldata a sua volta su piastra in acciaio S275 e ancoraggi chimici alla sottostante struttura in c.a.. Tutte le saldature sono previste eseguite in Classe di esecuzione EXC2 – UNI EN 1090 – 2; Bulloni Classe vite 8.8 – Dado 8, entrambi zincati.

Tutti gli elementi sono da intendersi zincati a caldo in conformità di quanto prescritto nella norma UNI EN ISO 1461 : 2009. Per il calcolo delle strutture si adotta il metodo agli stati limite, secondo quanto prescritto dalle vigenti normative di settore. Il progetto completo è depositato presso lo Studio dell’ing. Gianpaolo Anselmi in Tarvisio Vedere immagine in allegato per localizzazione dell’intervento e parametri di pericolosità sismi-ca. Per una migliore comprensione fare riferimento agli elaborati grafici allegati alla presente rela-zione. La zona in esame ricade in zona sismica 3 (Bassa sismicità) (ag < 0.175), secondo le indicazioni riportate nella vigente normativa in materia di criteri generali per la classificazione sismica del territorio nazionale e di normative tecniche per le costruzioni in zona sismica. L’opera si considera ricadente nella Classe d’uso III.

NORMATIVA DI RIFERIMENTO

Le fasi di analisi e verifica della struttura sono state condotte in accordo alle seguenti disposizioni normative, per quanto applicabili in relazione al criterio di calcolo adottato dal progettista, evidenziato nel prosieguo della presente relazione: Legge 5 novembre 1971 n. 1086 (G. U. 21 dicembre 1971 n° 321) ”Norme per la disciplina delle opere di conglomerato cementizio armato, normale e precompresso ed a struttura metallica” Legge 2 febbraio 1974 n. 64 (G. U. 21 marzo 1974 n° 76) ”Provvedimenti per le costruzioni con particolari prescrizioni per le zone sismiche” Indicazioni progettive per le nuove costruzioni in zone sismiche a cura del Ministero per la Ricerca scientifica - Roma 1981. D. M. Infrastrutture Trasporti 14 gennaio 2008 (G.U. 4 febbraio 2008 n° 29 - Suppl. Ord.) ”Norme tecniche per le Costruzioni” Inoltre, in mancanza di specifiche indicazioni, ad integrazione della norma precedente e per quanto con esse non in contrasto, sono state utilizzate le indicazioni contenute nella: Circolare 2 febbraio 2009 n. 617 del Ministero delle Infrastrutture e dei Trasporti (G.U. 26 febbraio 2009 n° 27 – Suppl. Ord.) “Istruzioni per l'applicazione delle 'Norme Tecniche delle Costruzioni' di cui al D.M. 14 gennaio 2008”.

RELAZIONE SULLE FONDAZIONI E RELAZIONE ASPETTI GEOTECNICI

Le caratteristiche del terreno di imposta sono state desunte da quanto riportato nella relazione geologica a firma del dott. geol. Claudio Pohar e possono essere così riassunte: Coesione: c = 0 kN/m2 Angolo di attrito interno: φ = 29° Peso di volume del terreno sopra il piano di fondazione: γ1 = 18.00 kN/m3 Peso di volume del terreno sotto il piano di fondazione: γ2 = 20.00 kN/m3 Il sito in esame non presenta particolari pericolosità dal punto di vista naturale, eccezion fatta per la zona sismica, e la falda freatica presenta una profondità ininfluente ai fini dell’analisi della capacità portante limite ultima della fondazioni. E’ stato previsto l’impiego di fondazioni superficiali continue in c.a. aventi altezza e dimensione delle basi a seconda delle necessità statiche. Il terreno di fondazione non deve subire rimaneggiamenti e/o deterioramenti prima della costruzione dell’opera; eventuali acque ruscellanti e/o stagnanti devono essere allontanate dagli scavi. Il piano di posa degli elementi strutturali di fondazione è regolarizzato e protetto con conglomerato magro (0.10 metri di getto di magrone).

Come si può notare di seguito, il carico trasmesso al terreno assume valori inferiori con riferimento alla resistenza di progetto Rd.

CARICO LIMITE

I metodi di calcolo del carico limite portante per una fondazione superficiale sviluppati dai vari autori presuppongono un comportamento del terreno di tipo rigido-plastico con rottura di tipo generale. Per tenere conto dei casi di rottura locale si possono seguire le indicazioni di Terzaghi (1943) riducendo angolo d'attrito e coesione o di Vesic (1943) applicando dei fattori correttivi all'equazione del carico limite. Nella verifica del carico limite i carichi trasmessi dalla struttura al terreno devono essere uguali o minori del carico limite del terreno di fondazione. Metodo di Meyerhof

Espressione del carico limite:

q = c Nc Sc Dc Ic ξc Hc+ q0 Nq Dq Iq ξq Hq+ 0,5 γ B Nγ Sγ Dγ Iγ ξγ Hγ

in cui:

• B è la larghezza della fondazione: B = Br - 2 eB (Br = larghezza della fondazione reale; eB = eccentricità lungo B);

• L è la lunghezza della fondazione: L = Lr - 2 eL (Lr = lunghezza della fondazione reale; eL = eccentricità lungo L);

• D è la profondità del piano di posa della fondazione;

• δ = angolo d’inclinazione del carico rispetto alla verticale;

• φ è l’angolo d’attrito;

• c è la coesione;

• γ è il peso di volume;

• q0 = γD è il sovraccarico;

• Nc, Nq, Nγ sono i fattori di capacità portante:

Nq = tan2 (45 + φ/2) eπ tan φ;

Nc = (Nq - 1) / tan φ;

Nγ = (Nq - 1) tan(1,4 φ);

• Sc, Sq, Sγ sono i fattori di forma della fondazione:

posto K = tan2(45 + φ/ 2)

Sc = 1 + 0,2 K B/L;

con φ = 0 → Sq = 1; con φ > 0 → Sq = 1 + 0.1 K B/L ;

Sγ = Sq ;

• Dc, Dq, Dγ sono i fattori di profondità del piano di posa: posto K = tan2(45 + φ/ 2)

Dc = 1 + 0,2 √K D/B ; con φ = 0 → Dq = 1; con φ > 0 → Dq = 1 + 0,1 √K D/B

Dγ = Dq;

• Ic, Iq, Iγ sono i fattori di inclinazione del carico: Ic = Iq = (1 - δ/90)2;

Iγ = (1 - δ/φ)2;

• ξc, ξq, ξγ sono i fattori correttivi per la rottura locale;

· Hc, Hq, Hγ sono i fattori correttivi dell’azione sismica:

Hγ = B Kh2+ C Kh+ 1

Hc= D Kh2+ E Kh+ 1

Hq= H Kh2+ I Kh+ 1

B = -31,10 (tan φ)3 + 86,60 (tan φ)2 - 74,40 (tan φ) + 24,80

C = 12,90 (tan φ)3 - 35,07 (tan φ)2 + 30,28 (tan φ) - 12,484

D = 70,06 (tan φ)3 - 173,00 (tan φ)2 + 129,00 (tan φ) - 29,61

E = 1,27 (tan φ) - 1,07

H = 63,96 (tan φ)3 - 155,14 (tan φ)2 + 116,00 (tan φ) -25,99

I = 4,48 (tan φ)3 - 10,57 (tan φ)2 +8,50 (tan φ) - 0,23

Metodo di Brinch-Hansen Espressione del carico limite per terreni con φ>0:

q = c Nc sc dc ic bc gc ξc Hc+ q0 Nq sq dq iq bq gq ξq Hq + 0,5 γ B Nγ sγ dγ iγ bγ gγ ξγ Hγ in cui:

• B è la larghezza della fondazione: B = Br - 2 eB (Br = larghezza della fondazione reale; eB = eccentricità lungo B);

• L è la lunghezza della fondazione: L = Lr - 2 eL (Lr = lunghezza della fondazione reale; eL = eccentricità lungo L);

• D è la profondità del piano di posa della fondazione;

• φ è l’angolo d’attrito;

• c è la coesione;

• γ è il peso di volume;

• q0 = γD è il sovraccarico;

• Nc, Nq, Nγ sono i fattori di capacità portante:

Nq = tan2 (45 + φ/2) e π tan φ;

Nc = (Nq - 1) / tan φ;

Nγ = 1,5 (Nq - 1) tan φ;

• sc, sq, sγ sono i fattori di forma della fondazione: sc = 1 + 0.2 (B/L)(1 + Sin φ)/(1 - Sin φ);

sq = 1 + 0.1 (B/L)(1 + Sin φ)/(1 - Sin φ);

sγ = sq

• ic, iq, iγ sono i fattori d’inclinazione del carico: η = angolo d’inclinazione della fondazione con l’orizzontale H = componente del carico orizzontale alla fondazione N = componente del carico verticale alla fondazione

iq = [1-(0,5 H)/(N + B L c cot φ)]5

ic = iq -(1-iq)/(Nq-1)

con η = 0 → iγ = [1-(0,7 H)/(N + B L c cot φ)]5

con η > 0 → iγ = [1-((0,7-η°/450)H)/(N + B L c cot φ)]5

· dc,dq,dγ sono i fattori di profondità della fondazione:

con D/B ≤ 1 → dq = 1 + 2 tan φ (1 - Sin φ)2 D/B

con D/B > 1 → dq = 1 + 2 tan φ (1 - Sin φ)2 arctan(D/B)

dc = dq -(1 - dq)/(Nc tan φ)

dγ = 1

· bc, bq, bγ sono i fattori d’inclinazione del piano di posa della fondazione:

η= angolo d’inclinazione della fondazione con l’orizzontale

bq = bγ =(1 - ηtan φ)2

bc = bq -(1 - bq)/(Nc tan φ)

· gc, gq, gγ sono i fattori d’inclinazione del terreno:

β = angolo d’i nclinazione del terreno con l’orizzontale

gq = gγ =(1 - tan β)2

gc = gq -(1 - gq)/(Nc tan φ)

· ξc, ξq, ξγ sono i fattori correttivi per la rottura locale;

· Hc, Hq, Hγ sono i fattori correttivi dell’azione sismica:

Hγ = B Kh2+ C Kh+ 1

Hc= D Kh2+ E Kh+ 1

Hq= H Kh2+ I Kh+ 1

B = -31,10 (tan φ)3 + 86,60 (tan φ)2 - 74,40 (tan φ) + 24,80

C = 12,90 (tan φ)3 - 35,07 (tan φ)2 + 30,28 (tan φ) - 12,484

D = 70,06 (tan φ)3 - 173,00 (tan φ)2 + 129,00 (tan φ) - 29,61

E = 1,27 (tan φ) - 1,07

H = 63,96 (tan φ)3 - 155,14 (tan φ)2 + 116,00 (tan φ) -25,99

I = 4,48 (tan φ)3 - 10,57 (tan φ)2 +8,50 (tan φ) - 0,23

Metodo di Vesic

Espressione del carico limite per terreni con φ>0:

q = c Nc sc dc ic bc gc ξc Hc + q0 Nq sq dq iq bq gq ξq Hq + 0,5 γ B Nγ sγ dγ iγ bγ gγ ξγ Hγ

in cui:

· B è la larghezza della fondazione: B = Br - 2 eB (Br = larghezza della fondazione reale; eB = eccentricità lungo B);

· L è la lunghezza della fondazione: L = Lr - 2 eL

(Lr = lunghezza della fondazione reale; eL = eccentricità lungo L); · D è la profondità del piano di posa della fondazione;

· φ è l’angolo d’attrito;

· c è la coesione;

· γ è il peso di volume;

· q0 = γD è il sovraccarico;

· Nc, Nq, Nγ sono i fattori di capacità portante:

Nq = tan2 (45 + φ/2) e π tan φ;

Nc = (Nq - 1) / tan φ;

Nγ = 2(Nq + 1) tan φ;

· sc, sq, sγ sono i fattori di forma della fondazione:

Sc = 1 + (B/L)(Nq/Nc);

Sq = 1 + (B/L) tan φ;

Sγ = 1 - 0,4 B/L

· ic, iq, iγ sono i fattori d’inclinazione del carico:

η = angolo d’inclinazione della fondazione con l’orizzontale H = componente del carico orizzontale alla fondazione N = componente del carico verticale alla fondazione m = (2 + B/L)/(1 + B/L)

iq = [1 - H/(N + B L c cot φ)] m

ic = iq -(1-iq)/(Nc tanφ)

iγ = [1 - H/(N + B L c cot φ)] m+1

· dc,dq,dγ sono i fattori di profondità della fondazione:

con D/B ≤ 1

dq = 1 + 2 tan φ (1 - Sin φ)2 D/B; dc = 1 + 0,4 D/B

con D/B > 1

dq = 1 + 2 tan φ (1 - Sin φ)2 arctan(D/B); dc = 1 + 0,4 arctan(D/B)

dγ = 1

· bc, bq, bγ sono i fattori d’inclinazione del piano di posa della fondazione:

η = angolo d’inclinazione della fondazione con l’orizzontale

bq = bγ =(1 - η tan φ)2

bc = bq -(1 - bq)/(Nc tan φ)

· gc, gq, gγ sono i fattori d’inclinazione del terreno:

β = angolo d’inclinazione del terreno con l’orizzontale

gq = gγ =(1 - tan β)2

gc = gq -(1 - gq)/(Nc tan φ)

· ξc, ξq, ξγ sono i fattori correttivi per la rottura locale;

· Hc, Hq, Hγ sono i fattori correttivi dell’azione sismica:

Hγ = B Kh2+ C Kh+ 1

Hc= D Kh2+ E Kh+ 1

Hq= H Kh2+ I Kh+ 1

B = -31,10 (tan φ)3 + 86,60 (tan φ)2 - 74,40 (tan φ) + 24,80

C = 12,90 (tan φ)3 - 35,07 (tan φ)2 + 30,28 (tan φ) - 12,484

D = 70,06 (tan φ)3 - 173,00 (tan φ)2 + 129,00 (tan φ) - 29,61

E = 1,27 (tan φ) - 1,07

H = 63,96 (tan φ)3 - 155,14 (tan φ)2 + 116,00 (tan φ) -25,99

I = 4,48 (tan φ)3 - 10,57 (tan φ)2 +8,50 (tan φ) - 0,23

Metodo Eurocodice 7 Espressione del carico limite per terreni con φ>0:

q = c Nc sc dc ic bc gc ξc Hc+ q0 Nq sq dq iq bq gq ξq Hq+ 0,5 γ B Nγ sγ dγ iγ bγ gγ ξγ Hγ

in cui: · B è la larghezza della fondazione: B = Br - 2 eB

(Br = larghezza della fondazione reale; eB = eccentricità lungo B); · L è la lunghezza della fondazione: L = Lr - 2 eL

(Lr = lunghezza della fondazione reale; eL = eccentricità lungo L); · D è la profondità del piano di posa della fondazione;

· φ è l’angolo d’attrito;

· c è la coesione;

· γ è il peso di volume;

· q0 = γD è il sovraccarico;

· Nc, Nq, Nγ sono i fattori di capacità portante:

Nq = tan2 (45 + φ/2) e π tan φ;

Nc = (Nq - 1) / tan φ;

Nγ = 1,5 (Nq - 1) tan φ;

· sc, sq, sγ sono i fattori di forma della fondazione:

Sc = (Sq Nq – 1)/( Nq – 1)

per fondazione rettangolare

Sq = 1 + (B/L) Sin φ

Sγ = 1 – 0,3 (B/L)

per fondazione quadrata o circolare

Sq = 1 + Sin φ

Sγ = 0,7

· ic, iq, iγ sono i fattori d’inclinazione del carico:

η = angolo d’inclinazione della fondazione con l’orizzontale H = componente del carico orizzontale alla fondazione N = componente del carico verticale alla fondazione

con H parallelo a B

iq = [1-(0,7 H)/(N + B L c cot φ)]3

ic = (iq Nq-1)/(Nq-1)

iγ = [1-H/(N + B L c cot φ)]3

con H parallelo a L

iq = iγ = 1-H/(N + B L c cot φ)

ic = (iq Nq-1)/(Nq-1)

con H parallelo a B ed a L

iq = [1-(0,5 H)/(N + B L c cot φ)]5

ic = iq -(1-iq)/(Nq-1)

con η = 0 → iγ = [1-(0,7 H)/(N + B L c cot φ)]5

con η > 0 → iγ = [1-((0,7-η°/450)H)/(N + B L c cot φ)]5

· dc,dq,dγ sono i fattori di profondità della fondazione:

con D/B ≤ 1 → dq = 1 + 2 tan φ (1 - Sin φ)2 D/B

dc = 1+0,4 D/B

con D/B > 1 → dq = 1 + 2 tan φ (1 - Sin φ)2 arctan(D/B)

dc = 1+0,4 arctan(D/B)

dγ = 1

· bc, bq, bγ sono i fattori d’inclinazione del piano di posa della fondazione:

η= angolo d’inclinazione della fondazione con l’orizzontale

bq = bγ =(1 - ηtan φ)2

bc = bq -(1 - bq)/(Nc tan φ)

· gc, gq, gγ sono i fattori d’inclinazione del terreno:

β = angolo d’inclinazione del terreno con l’orizzontale

gq = gγ =(1 - tan β)2

gc = gq -(1 - gq)/(Nc tan φ)

· ξc, ξq, ξγ sono i fattori correttivi per la rottura locale;

· Hc, Hq, Hγ sono i fattori correttivi dell’azione sismica:

Hγ = B Kh2+ C Kh+ 1

Hc= D Kh2+ E Kh+ 1

Hq= H Kh2+ I Kh+ 1

B = -31,10 (tan φ)3 + 86,60 (tan φ)2 - 74,40 (tan φ) + 24,80

C = 12,90 (tan φ)3 - 35,07 (tan φ)2 + 30,28 (tan φ) - 12,484

D = 70,06 (tan φ)3 - 173,00 (tan φ)2 + 129,00 (tan φ) - 29,61

E = 1,27 (tan φ) - 1,07

H = 63,96 (tan φ)3 - 155,14 (tan φ)2 + 116,00 (tan φ) -25,99

I = 4,48 (tan φ)3 - 10,57 (tan φ)2 +8,50 (tan φ) - 0,23

CORREZIONE SISMICA

Il metodo pseudo-statico tiene conto di un'eventuale accelerazione sismica (metodi di Meyerhof, Brinch-Hansen, Vesic) ipotizzando la fondazione soggetta ad una forza orizzontale e verticale proporzionali al peso dell'edificio. D.M. 14 gennaio 2008: forza orizzontale:

Fh = Kh · W

forza verticale: Fv = Kv · W

in cui:

· Kh è il coefficiente sismico orizzontale;

· Kv è il coefficiente sismico verticale;

· W è la massa della struttura;

· Kh = Bs · amax / g ;

· Kv = ± 0,5 · Kh ;

· Bs è il coefficiente di riduzione dell'accelerazione massima attesa al sito;

· amax è l'accelerazione orizzontale massima attesa al sito;

· g è l'accelerazione di gravità;

· amax = Ss · St · ag ;

· Ss è il coefficiente di amplificazione stratigrafica;

· St è il coefficiente di amplificazione topografica;

· ag è l'accelerazione orizzontale massima attesa su sito di riferimento rigido;

Località Tarvisio (UD) - Campi Duca d'Aosta Descrizione Determinazione della capacità portante limite ultima Geometria della fondazione

Tipo di fondazione nastriforme Larghezza della fondazione B 0,60 m Altezza della fondazione 0,40 m Profondità del piano di posa della fondazione 0,50 m Inclinazione del piano di posa della fondazione 0,0° Inclinazione del piano campagna 0,0° Dati geotecnici

strato prof. φ γ γ' c Ed El G RQD (n) (m) (°) (KN/m³) (KN/m³) (KPa) (MPa) (MPa) (MPa) (%) 1 10,00 29,0 18,0 20,0 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00

strato Terreno 1 Ghiaia e sabbia sciolta

Profondità della falda acquifera dal piano campagna 100,00 m

Vita nominale della costruzione Vn 50 anni Coefficiente d'uso della costruzione Cu 1,5 Periodo di riferimento della costruzione 75 anni Coefficiente di amplificazione topografica ST\tab 1,0 Periodo dell'edificio 0,11 sec. Categoria suolo di fondazione B - Rocce tenere e depositi di terreni a grana grossa molto addensati o terreni a grana fina molto consistenti

Pvr Tr ag Fo Tc* (%) (anni) (g) (sec)

SLO (sle) 81 45 0,055 2,47 0,25 SLD (sle) 63 75 0,072 2,46 0,27 SLV (slu) 10 712 0,202 2,45 0,33 SLC (slu) 5 1.462 0,270 2,45 0,35

S TB TC TD Fv (sec) (sec) (sec)

SLO (sle) 1,20 0,12 0,36 1,62 0,25 SLD (sle) 1,20 0,13 0,39 1,63 0,28 SLV (slu) 1,20 0,15 0,45 1,68 0,47 SLC (slu) 1,20 0,16 0,47 1,71 0,54

Smorzamento ξ 5,0 % η 1,0 Fattore di struttura q orizzontale 1,50 Fattore di struttura q verticale 1,50

CALCOLO DEL CARICO LIMITE

Profondità della zona d'influenza 1,10 m Angolo d'attrito medio 29,0° Peso di volume medio 18,00 KN/m³ Peso di volume saturo medio 20,00 KN/m³ Coesione media 0,00 KPa RQD medio 0,0 % Verifica con Approccio 1 - combinazione 1 (A1+R1+M1) coefficiente A1 carico permanente favorevole 1,00 carico permanente sfavorevole 1,30 carico permanente non strutturale favorevole 0,00 carico permanente non strutturale sfavorevole1,50 carico variabile favorevole 0,00 carico variabile sfavorevole 1,50 coefficiente R1 capacità portante 1,00 scorrimento 1,00 coefficiente M1 Tanφ 1,00 C' 1,00 Cu 1,00 γ 1,00

Autore Verifica statica Verifica pseudo-statica Rd Ed Rd Ed

(KPa) (KPa) (KPa) (KPa) Meyerhof 257,735 0,000 251,367 0,000 Hansen 260,927 0,000 254,309 0,000 Vesic 294,741 0,000 287,512 0,000 EC7 294,504 0,000 287,295 0,000

Verifica con Approccio 1 - combinazione 2 (A2+R2+M2) coefficiente A2 carico permanente favorevole 1,00 carico permanente sfavorevole 1,00 carico permanente non strutturale favorevole 0,00 carico permanente non strutturale sfavorevole1,30 carico variabile favorevole 0,00 carico variabile sfavorevole 1,30 coefficiente R2 capacità portante 1,80 scorrimento 1,10 coefficiente M2 Tanφ 1,25 C' 1,25 Cu 1,40 γ 1,00

Autore Verifica statica Verifica pseudo-statica Rd Ed Rd Ed

(KPa) (KPa) (KPa) (KPa) Meyerhof 74,479 0,000 72,908 0,000 Hansen 78,851 0,000 77,175 0,000 Vesic 89,561 0,000 87,683 0,000 EC7 89,612 0,000 87,734 0,000

Verifica con Approccio 2 (A1+R3+M1) coefficiente A1 carico permanente favorevole 1,00 carico permanente sfavorevole 1,30 carico permanente non strutturale favorevole 0,00 carico permanente non strutturale sfavorevole1,50 carico variabile favorevole 0,00 carico variabile sfavorevole 1,50 coefficiente R3 capacità portante 2,30 scorrimento 1,10 coefficiente M1 Tanφ 1,00 C' 1,00 Cu 1,00 γ 1,00

Autore Verifica statica Verifica pseudo-statica Rd Ed Rd Ed

(KPa) (KPa) (KPa) (KPa) Meyerhof 112,059 0,000 109,290 0,000 Hansen 113,446 0,000 110,569 0,000 Vesic 128,148 0,000 125,005 0,000 EC7 128,045 0,000 124,911 0,000

Pressioni massime sul terreno in condizione statica.

Pressioni massime sul terreno in condizione sismica.

Di seguito per completezza del quadro d’insieme si riportano i diagrammi anche delle massime tensioni positive ovvero di trazione nel terreno. Come si può evincere sono del tutto trascurabili.

Massimo valore di trazione sul terreno in condizione statica (sempre in compressione).

Massimo valore di trazione sul terreno in condizione sismica (valore mi pare accettabile dato che è

praticamente nullo 0.1 kg/cmq).

Tarvisio, lì 22.02.2018 IL PROGETTISTA STRUTTURALE

ANALISI DEI CARICHI E DELLA SISMICITA’ DEL SITO

4.1 Carichi sugli elementi strutturali

Di seguito si illustrano le condizioni di carico relative ai singoli elementi strutturali; tali carichi sono impiegati per il loro dimensionamento come in allegato. Sugli elementi di copertura agiscono le seguenti tipologie di carico: Pesi propri (strutturali e non strutturali); Azione della neve.

Sugli elementi della soletta esterna in c.a. agiscono le seguenti tipologie di carico: Pesi propri (strutturali e non strutturali); Carichi accidentali.

Sugli elementi di solaio agiscono le seguenti tipologie di carico: Pesi propri (strutturali e non strutturali); Carichi accidentali.

Sugli elementi dei muri in c.a. controterra agiscono le seguenti tipologie di carico: Pesi propri (strutturali e non strutturali); Carichi accidentali. Spinta delle terre; Incremento spinta dovuto al sisma.

Nel pieno rispetto di quanto indicato espressamente nel § 2.5.3, le combinazioni adottate sono le seguenti:

- Combinazione fondamentale, generalmente impiegata per gli stati limite ultimi (SLU):

γG1⋅G1 + γG2⋅G2 + γP⋅P + γQ1⋅Qk1 + γQ2⋅ψ02⋅Qk2 + γQ3⋅ψ03⋅Qk3 + … (Formula 2.5.1) - Combinazione caratteristica (rara), generalmente impiegata per gli stati limite di esercizio (SLE) irreversibili:

G1 + G2 + P + Qk1 + ψ02⋅Qk2 + ψ03⋅Qk3+ … (Formula 2.5.2) - Combinazione frequente, generalmente impiegata per gli stati limite di esercizio (SLE) reversibili:

G1 + G2 +P+ ψ11⋅Qk1 + ψ22⋅Qk2 + ψ23⋅Qk3 + … (Formula 2.5.3) - Combinazione quasi permanente (SLE), generalmente impiegata per gli effetti a lungo termine:

G1 + G2 + P + ψ21⋅Qk1 + ψ22⋅Qk2 + ψ23⋅Qk3 + … (Formula 2.5.4) I valori dei coefficienti parziali per le azioni sono indicati nella Tabelle 2.6.I - § 2.6.1:

La Norma distingue tra pesi propri strutturali G1 e pesi propri degli elementi non strutturali G2, salvo poi specificare che è possibile utilizzare anche per i permanenti non strutturali i coefficienti previsti per i peso propri strutturali qualora questi ultimi siano “compiutamente definiti”, come nel caso in esame. I valori dei coefficienti di combinazione sono indicati nella Tabelle 2.5.I - § 2.5.3: Coefficienti

ψ0i coefficiente atto a definire i valori delle azioni ammissibili di durata breve ma ancora significativi nei riguardi della possibile concomitanza con altre azioni variabili; ψ1i coefficiente atto a definire i valori delle azioni ammissibili ai frattili di ordine 0,95 delle distribuzioni dei valori istantanei; ψ2i coefficiente atto a definire i valori quasi permanenti delle azioni ammissibili ai valori medi delle distribuzioni dei valori istantanei.

Per i carichi interni si adottano i coefficienti per Categoria C, mentre si adottano per il carico neve i coefficienti per neve a quota inferiore a 1000 m s.l.m..

Il dimensionamento del manufatto viene eseguito facendo ai contenuti del § 3.1.4 delle Norme Tecniche delle Costruzioni 14 Gennaio 2008, relativamente alla Categoria B2 – Tabella 3.1.II per i carichi variabili:

SOLAIO IN PREDALLES h = 4 + 22 + 6 cm Pareti interne non portanti: in cartongesso. Le pareti divisorie interne hanno un peso al metro lineare ≤ 2.0 kN/m (§ 3.1.3.1 DM 14/01/2008) per cui possono essere quindi ragguagliate ad un carico equivalente unif.distribuito g2=0.8 kN/m².

COPERTURA IN LEGNO E TAMPONAMENTI IN LEGNO

G1: struttura portante in travi in legno lamellare G2: Tavolato 2.5 cm 0.125 kN/m² Isolante 20 cm (2.5 max kN/m³) 0.50 kN/m2 Intercapedine areata e teli 0.05 kN/m2 Tavolato 2.5 cm 0.125 kN/m2 Manto di copertura 0.50 kN/m2 1.30 kN/m² Accidentali: neve (si veda di seguito).

LOCALIZZAZIONE DELL'INTERVENTO Località: TARVISIO Provincia: UDINE Regione: FRIULI-VENEZIA GIULIA Altitudine s.l.m.: 800,0 m

CALCOLO DELLE AZIONI DELLA NEVE E DEL VENTO

Normativa di riferimento: D.M. 14 gennaio 2008 - NORME TECNICHE PER LE COSTRUZIONI Cap. 3 - AZIONI SULLE COSTRUZIONI - Par. 3.3 e 3.4 NEVE: Zona Neve = I Alpina Ce (coeff. di esposizione al vento) = 1,00 Valore caratteristico del carico al suolo (qsk Ce) = 3,07 kN/mq Copertura a due falde: Angolo di inclinazione della falda α1 = 18,0° µ1(α1) = 0,80 => Q1 = 2,45 kN/mq Angolo di inclinazione della falda α2 = 18,0° µ1(α2) = 0,80 => Q2 = 2,45 kN/mq

Schema di carico:

VENTO: Zona vento = 1 ( Vb.o = 25 m/s; Ao = 1000 m; Ka = 0,010 1/s ) Classe di rugosità del terreno: D [Aree prive di ostacoli o con al di più rari ostacoli isolati (aperta campagna, aeroporti, aree agricole, zone paludose o sabbiose, superfici innevate o ghiacciate, mare, laghi,..)] Categoria esposizione: tipo IV ( Kr = 0,22; Zo = 0,30 m; Zmin = 8 m ) Velocità di riferimento = 25,00 m/s Pressione cinetica di riferimento (qb) = 0,39 kN/mq Coefficiente di forma (Cp) = 1,00 Coefficiente dinamico (Cd) = 1,00 Coefficiente di esposizione (Ce) = 1,63 Coefficiente di esposizione topografica (Ct) = 1,00 Altezza dell'edificio = 7,00 m Pressione del vento ( p = qb Ce Cp Cd ) = 0,64 kN/mq

Zona 1 Distanza dalla costa >30 kmRugosità D Altitudine 800 m slm

Categoria di esposizione IV z - altezza edificio 7 m

vb 25 m/sqb 391 N/mq

ct 1kr 0,22zo 0,30 mzmin 8 mce 1,63cd 1

con [cp = 1] 638 N/mq

α 80% 38,66 ° pendenza falda

cpe [1] 0,16 102 N/mqcpe [2] -0,40 -255 N/mqcpe [3] 0,80 511 N/mqcpe [4] 0,20 128 N/mqcpi [5] -0,20 -128 N/mq

Pressione del vento: P = qb ce cp cd

Costruzioni aventi una parete con aperture di superficie < 33% di quella totale

Coefficiente di esposizioneCoefficiente dinamico

AZIONE DEL VENTO

Velocità di riferimentoPressione cinetica di riferimento

Coefficiente di topografia

Parametri per la definizione del coefficiente di esposizione

Si assumono 3.10 kN/m2 come carico neve. Nel rispetto di quanto riportato nella Tabella 4.4.I - § 4.4.4 ed in considerazione della dislocazione dell’edificio in esame, il sovraccarico neve viene considerato in classe di durata del carico: breve durata (meno di 1 settimana).

Nel modello i carichi permanenti rappresentati da tamponamenti (pannelli) in legno vengono introdotti a spessore in modo tale da eguagliare il carico a metro quadro derivante dall’analisi dei carichi sopra effettuata. Per esempio il tamponamento in copertura viene così conteggiato: 1.30 kN/m2/4.20 kN/m3 = 0.31 m arrotondato in sicurezza a 0.35 m Successivamente si introducono sui pannelli i carichi accidentali (3.10 kN/m2 neve). Il programma sulla base dell’orditura scelta per i pannelli così introdotti provvede automaticamente a definire gli scarichi sugli elementi portanti. Stesso procedimento vale per l’applicazione dell’effetto vento sugli stessi pannelli.

ANALISI SPINTA DELLE TERRE SULLE PARETI ESTERNE

Si ipotizza che la struttura non posso muoversi, quindi il coefficiente di spinta delle terre è quello a

riposo, determinato come di seguito:

Angolo di attrito interno del terreno ϕ = 29 °Coefficiente parziale parametri geotecnico = M2Coefficiente parziale γϕ = 1,25Angolo di attrito interno del terreno ϕ = 23 °

Coesione c = 0 kPaGrado di consolidazione NC

k0 = 0,606 Jaky

k0 = 0,545 Frasier

k0 = 0,659 Wenkow

k0 = 0,731 Aziz, Taha & Eweada

k0 = 0,561 Rowe

k0 = 0,500 Terzaghi

k0 = 0,579 Wierzbicki

k0 = 0,559 Matsuoka and Sakakibara

k0 = 0,576 Szepeshazi

k0 = 0,579 Vierzbiczky

k0 = 0,556 Brooker & Ireland

k0 = 0,599 Sanglamer

k0 = 0,663 Bolton

k0 = 0,564 Brick

k0 = 0,446 Hendron

k0 = 0,582 Valore medio

Coefficiente di spinta a riposo

Natura del materiale granulare

k0 = 0,606

Nel 1965 Brooker & Irland raccomandarono l’impiego dell’equazione di Jaky per terreni non coesivi,così come fece Alpan nel 1967. Anche Mayne & Kulhawy hanno consigliato l'impiego dell'equazionedi Jaky.Nella letteratura di settore è assodato l’impiego dell’equazione di Jaky ed pertanto viene adottataanche in questa sede.

Considerando un terreno con le seguenti caratteristiche si determina la pressione esercitata

sulla pareti perimetrali controterra:

γt = 19.00 kN/m3 k0 = 0.606 h = (3.00 + 0.50) m = 3.50 m

a quota 3.50 m: p3.95 = 0.00 kN/m2 a quota 0.00 m: p0.00 = 41 kN/m2 Sovraccarico 3.10 kN/m2: q x k0 = 3.10 x 0.606 = 2.00 kN/m2 uniformemente distribuito a tergo parete interrata.

SOVRASPINTA SISMICA DEL TERRENO

SLVSISM2

ag/g= 0,202ag = 1,982 m/s2g = 9,81 m/s2

SS = 1,200ST = 1,00βm = 1,00

Opera Rigidakh = 0,242

ag max/g = 0,242ag max = 2,378 m/s2

ag SLD/g = 0,072agmax SLD/g = 0,086 m/s2

TC = 0,453TD = 2,407

dg = 0,065 m DM2008dg = 6,48 cm DM2008vg = 0,172 m/s DM2008vg = 17,24 cm/s DM2008

kh = 0,242kv = ± 0,121kh lim = 0,390

Accelerazione adimensionale al sito per SLDAccelerazione massima al sito per SLD

Stato limite consideratoCombinazione tipo

Approccio progettuale/combinazioneAccelerazione adimensionale al sito per lo stato limite considerato

Spostamento orizzontale massimo del terrenoSpostamento orizzontale massimo del terreno

Dati generali

Valore limite del coefficiente di accelerazione sismica

Coefficiente di riduzione dell'accelerazione massima (tabella 7.11.II)

Accelerazione al sito per lo stato limite considerato

Accelerazione massima al sito

Accelerazione di gravità

Velocità orizzontale massima del terrenoVelocità orizzontale massima del terreno

Accelerazione massima adimensionale al sito

Per lo stato limite consideratoPer lo stato limite considerato

B = 0,60Hw all = 3,00 mHf = 0,50 m

Dente noHdente 0,00 mH = 3,50 m

γsat = 19,00 kN/mcγd = 19,00

Acqua = noγw = kN/mc

γ' = 19,00 kN/mcγ* = 19,00 kN/mc

Ww = 30,00 KNWterr = 9,00 KN

γG = 1,00γG = 0,00

qacc = 3,00 kN/mqqperm = 0,00 kN/mqψ2i = 0,0γq = 1,00

γq perm = 0,00γq acc = 0,00

hL = m

ϕtk = 29 °γϕ = 1,25ϕt = 23,9 °δk = 0,0 °γδ = 1,25δ = 0,0 °

δbk = 30 °γδb = 1,25δb = 24,8 °i = 0,00 °β = 0,00 °

θ1+ = 12,20 °θ1+ = 12,20 °θ1+ = 13,63 °θ2− = 15,42 °θ2− = 15,42 °θ2− = 13,63 °

Presenza del dente di fondazione a monteAltezza del dente di fondazione

Angolo di inerzia sismica secondo Bellezza

Angolo attrito fondazione - terreno

Spessore fondazioni

Angolo attrito muro- terreno adottato nel calcolo

Angolo di attrito interno del terreno a tergo opera

Angolo di attrito interno del terreno a tergo opera adottato nel calcolo

Peso del terreno a tergo muro per metro lineare di sviluppo

Condizioni di flusso dell'acqua nel terreno

Altezza totale di calcolo

Altezza del muroBase del muro

Sovraccarico accidentale a tergo

Coefficienti parziali parametro geotecnico

Coefficienti parziali per i carichi in condizioni sismiche

Peso specifico del terreno a tergo opera

Presenza di acqua nel terrenoPeso specifico dell'acqua

Peso specifico terreno immersoPeso del terreno secondo Pianc

Peso del muro per metro lineare di sviluppo

Coefficienti parziali per i carichi in condizioni statiche

Coefficienti parziali per i carichi in condizioni sismicheCoefficienti parziali per i carichi in condizioni statiche

Coefficienti parziali parametro geotecnico

Angolo di inerzia sismica

Altezza livello acqua nel terreno

Coefficiente di combinazione

Angolo formato dal paramento interno del muro con la verticaleAngolo del terreno a tergo opera

Coefficienti parziali parametro geotecnico

Angolo di inerzia sismica secondo Pianc

Angolo attrito muro- terreno

Angolo attrito fondazione - terreno adottato nel calcolo

Sovraccarico permanente a tergo

Coefficienti parziali per i carichi in condizioni statiche

Angolo di inerzia sismicaAngolo di inerzia sismica secondo Bellezza

Angolo di inerzia sismica secondo Pianc

ϕ − θ+ = 16,80 °ϕ − θ− = 13,58 °

KA = ncKP = nc

KA = nc

KA = ncKP = nc

K0 = 0,606

αA = 42,67 °αA = 56,96 °α 'A = 33,04 °αP = 33,04 °a'P = 56,96 °αA = 56,96 °αP = 33,04 °

> i

Coefficiente di spinta a riposo secondo Jaky

Relazione di Coulomb

Relazione di Rankine

Relazione di Coulomb

Coefficiente spinta attiva con la teoria di Rankine

Relazione di Wong, riportata da GhionnaRelazione di Rankine

Coefficiente spinta passiva con la teoria di Coulomb

Relazione di Rankine

Relazione di Rankine

Coefficiente spinta attiva con la teoria di Rankine modificata da Terzaghi e Taylor

Coefficiente spinta attiva con la teoria di Coulomb

Coefficiente spinta passiva con la teoria di Rankine

N.B.: il segno positivo è riferito alla direzione v erso il basso, mentre quello negativo verso l'alto.

> i

∆PAE(t)+ = nc kN/m∆pAE(t)+ = nc kN/mq∆PAE(t)- = nc kN/m∆pAE(t)- = nc kN/mq∆PAE(t) = 24,79 kN/m∆pAE(t) = 7,08 kN/mq∆PAE(t) = 60,05 kN/m∆pAE = 17,16 kN/mqDQAE = 0,00 kN/mDqAE = 0,00 kN/mq

∆PAE(t)+ = 66,89 kN/m∆pAE(t)+ = 19,11 kN/mq∆PAE(t)- = 45,94 kN/m∆pAE(t)- = 13,13 kN/mqDQAE+ = 0,00 kN/mDqAE+ = 0,00 kN/mqDQAE- = 0,00 kN/mDqAE- = 0,00 kN/mq

∆PAE = 66,89 kN/m∆pAE = 19,11 kN/mqDQAE = 0,00 kN/mDqAE = 0,00 kN/mq

Valore dell'incremento pressione dinamica uniforme sovraccarico per θ- NTC 2008

Valore massimo dell'incremento spinta dinamica sovraccaricoValore massimo dell'incremento pressione dinamica uniforme sovraccarico

Valore dell'incremento spinta dinamica sovraccarico per θ+ NTC 2008Valore dell'incremento pressione dinamica uniforme sovraccarico per θ+ NTC 2008

Valore dell'incremento spinta dinamica sovraccarico per θ- NTC 2008

Valore incremento pressione dinamica uniforme terreno per θ- comprensiva inerzia muro NTC 2008

Valore massimo dell'incremento spinta dinamica terreno Valore massimo dell'incremento pressione dinamica uniforme terreno

Valore incremento pressione dinamica uniforme terreno per θ+ comprensiva inerzia muro

Valore dell'incremento pressione dinamica uniforme terreno per θ− comprensiva inerzia muro

Valore dell'incremento pressione dinamica uniforme terreno Whitman & Seed

M & O

M & O

Valore dell'incremento spinta dinamica terreno per θ+ comprensiva di inerzia muro NTC 2008Valore incremento pressione dinamica uniforme terreno per θ+ comprensiva di inerzia muro NTC 2008

Valore dell'incremento spinta dinamica terreno per θ- comprensiva inerzia muro NTC 2008

WoodValore dell'incremento pressione dinamica uniforme terreno Valore dell'incremento spinta dinamica sovraccarico Wood

Valore dell'incremento pressione dinamica uniforme sovraccarico Wood

Valore dell'incremento spinta dinamica terreno comprensiva inerzia muro

Valore dell'incremento spinta dinamica terreno per q- comprensiva inerzia muro M & O

Whitman & Seed

Valore dell'incremento spinta dinamica terreno per q+ comprensiva di inerzia muro M & O

Valore incremento spinta dinamica terreno comprensiva inerzia muro comprensiva inerzia muro Wood

Si considera l'applicazione della Teoria di Wood come carico uniformemente distribuito

sulle pareti controterra: sovraspinta + 20.00 kN/m2.

4.2 Caratterizzazione sismica del sito

Il fattore di struttura è stato assunto pari a 1.5 in quanto pur essendo la struttura in c.a.

regolare in pianta ed altezza, il manufatto non viene considerato regolare in altezza con kw

= 0.50:

Calcolo del Fattore di struttura q per edificio nuovo Struttura regolare in pianta, regolare in altezza, progettata in bassa duttilità. Sistema costruttivo: Calcestruzzo Tipologia strutturale: Strutture a pareti non accoppiate q0 =3,00 au/a1 =1,00 Kr =1,00 Kw =0,50 Valore fattore di struttura q da utilizzare: 1.50, in sicurezza assunto pari a 1.00.

Adottando per la sovrastruttura in legno quanto indicato nella tabella 7.7.I per portali

isostatici q = 2.0; avendo assunto la non regolarità in altezza 0.8 x 2.0 = 1.6. A favore di

sicurezza si adotta q = 1.5.

DIMENSIONAMENTO E VERIFICA DELLE STRUTTURE

DIMENSIONAMENTO SOLAI Per la realizzazione del solaio di copertura si utilizza la seguente modalità costruttiva: Solaio Tipo Predalles o similiare a lastre tralicciate alleggerite con polistirolo con interasse 120 cm (vedere immagini di seguito riportate per maggiori dettagli).

Orditura dei solai:

Le sezioni di verifica sono quella di mezzeria (massimo momento positivo) e quella ai vincoli (massimo momento negativo). Ai vincoli sono previste apposite armature per coprire i valori di taglio. A rigore sarebbe necessario procedere alla verifica per le sezioni a T; si utilizzerà un procedimento canonizzato e consolidato dall’esperienza e dalle applicazioni numeriche, sempre a favore di sicurezza. Nella sezione di campata si ipotizza che l’asse neutro tagli la soletta dei singoli travetti, per cui si considera una trave a sezione rettangolare B x d, ove con B si indica l’interasse tra i travetti che nel caso di solaio Tipo Predalles è rappresentato dalla dimensione della piastra prefabbricata 120 cm e con d l’altezza utile della sezione ovvero l’altezza depurata del copriferro, considerato pari a 2.0 cm oppure nel solaio Tipo Predalles lo spessore della piastra prefabbricata (vedere immagini sottoriportate). Si applica la formula per le sezioni rettangolari a semplice armatura, verificando che sia

d ≤ r . √M/B

r = funzione della classe del calcestruzzo impiegato (C25/30) = 0.600.

Nella sezione ai vincoli la verifica si rende necessaria in quanto sui vincoli avendosi momento negativo (le fibre tesi sono quelle superiori) non si potrà più considere B = interasse travetti, bensì B = 2 . base del singolo travetto, per tale motivo la verifica viene condotta con un procedimento che applica la formula inversa determinando il momento resistente del calcestruzzo:

Mrc = B . d2/r2.

Avendo già fissata, dopo la verifica in sezione di mezzeria, l’altezza d, ed essendo la r funzione solo della resistenza caratterisitica del calcestruzzo, l’unico parametro variabile è la larghezza del generico travetto ai vincoli, eliminando tutta una fila di pignatte/elementi in polistirolo, tramite la fascia piena, o eliminandone alternativamente una sola, tramite la fascia semipiena. Nel nostro caso si opta per la fascia piena: indicando con bl = 40 cm la dimensione interna tra travetto e travetto pari alla larghezza dell’alleggerimento in polistirolo, con t = 14 cm la base del travetto, si ottiene per la fascia piena di 54 cm arrotondati a 60 cm, ovvero l’interasse della singola piastra. Pertanto si procede con la verifica per i valori B = 13 + 14 + 13 cm (travetti presenti nella piastra) = 40 cm; B = 120 cm. Il getto di completamento, realizzato sempre a temperature superiori a 0°C, deve essere eseguito in un’unica soluzione, evitando ogni tipo di accumulo localizzato; dopo essere stato accuratamente vibrato e costipato, esso deve essere mantenuto umido per almeno 3 giorni. Il disarmo deve avvenire dopo il tempo necessario al raggiungimento della resistenza di progetto prevista, in relazione all’impiego della struttura all’atto del disarmo stesso. L’operazione di disarmo deve essere effettuata per gradi, evitando azioni dinamiche che potrebbero in qualche modo modificare l’assetto del solaio. Durante le fasi di getto è tassativamente proibita la presenza di persone al di sotto di tutto il solaio. Si dispone di utilizzare una lastra inferiore di 4 cm; volendo garantire la rigidità di piano si realizza la cappa con spessore 6 cm portando lo spessore totale a H = 4 + 22 + 6 cm = 32 cm, quindi incontrando le dimensioni minime precedentemente determinate.

La lastra è irrigidita da tralicci elettrosaldati di altezza standard in genere pari a 12.5 cm, costituiti da 2φ5.25 inferiori, da 1φ7 superiore e da due greche continue φ5 poste lateralmente, garantendo in questo modo la perfetta continuità tra getto prefabbricato e getto integrativo. Il manufatto è completato da elementi di alleggerimento costituiti da blocchi in polistirolo molto leggero ed adattabile a richieste di particolari geometrie. Pertanto nella

singola piastra di 120 cm sono presenti 6φ5.25 per tre travetti (2 da 13 cm ed uno da 14 cm di base).

Il getto integrativo è realizzato impiegando calcestruzzo C25/30, classe di esposizione XC1, accuratamente vibrato in modo ttale che siano garantiti l’avvolgimento delle armature e l’aderenza al calcestruzzo prefabbricato che costituisce la lastra inferiore. A tale scopo si consiglia l’utilizzo di cementi atti ad un limitato ritiro del calcestruzzo, eventualmente addittivato con fluidificanti e una granulometria degli inerti al massimo di 12 mm. A seconda delle necessità statiche vengono inserite le armature integrative inferiori già in fase di produzione sia internamente alla lastra sia all’estradosso della stessa, mentre l’armatura supplementare a momento negativo deve essere posizionata al momento del getto in corrispondenza dei tralicci. Al § 4.1.6.1.1 è riportato: “[...] Negli appoggi di estremità all’intradosso deve essere disposta un’armatura efficacemente ancorata, calcolata per uno sforzo di trazione pari al taglio. [...]”. Al §4.1.1.1: “Per le sole verifiche agli stati limite ultimi, i risultati dell’analisi elastica possono essere modificaticon una ridistribuzione dei momenti, nel rispetto dell’equilibrio e delle capacità di rotazione plasticadelle sezioni dove si localizza la ridistribuzione. In particolare la ridistribuzione non è ammessa peri pilastri e per i nodi dei telai, è consentita per le travi continue e le solette, a condizione che le sollecitazioni di flessione siano prevalenti ed i rapporti tra le luci di campate contigue siano compresi nell’intervallo 0,5-2,0. Per le travi e le solette che soddisfano le condizioni dette la ridistribuzione dei momenti flettenti può effettuarsi senza esplicite verifiche in merito alla duttilità delle membrature, purché il rapporto δ tra il momento dopo la ridistribuzione ed il momento prima della ridistribuzione risulti 1≥δ≥ 0,70. I valori di δ si ricavano dalle espressioni:

δ ≥ 0,44 +1,25⋅ (0,6+0,0014/εcu )x / d per fck ≤ 50 MPa δ ≥ 0,54 +1,25⋅ (0,6+0,0014/εcu )x / d per fck > 50 MPa dove x è l’altezza della zona compressa ed εcu è definita in § 4.1.2.1.2.2.”

Quanto sopra riportato è successivamente verificato.

L’incastro dei solai nelle travi di perimetro viene assunto “parziale imperfetto”, perché elastico, ossia caratterizzato dall’eguaglianza fra angolo di rotazione della sezione di incastro del solaio e angolo corrispondente di torsione della trave di perimetro. Ciò è ancora più evidente nel caso di travi in spessore di solaio. Per tale motivo si assume in mezzeria come Mmax

+ i 4/5 del momento massimo corrispondente alla condizione di semplice appoggio, pertanto ql2/10, mentre per il momento parziale d’incastro sarebbe sufficiente assumere i 2/3 di quello d’incastro perfetto, pertanto ql2/18. Quanto sopra esposto trova riscontro nel caso specifico in quanto il solaio è di copertura e pertanto risulta solaio non caricato sugli appoggi. Gli appoggi sono tutti del tipo diretto.

Al fine di rendere il piano perfettamente solidale e rigido, tenendo in considerazione che la luce tra i vincoli è pari a circa 5.80 m (> 5.00 m) per i solai di luce maggiore si dispongono in mezzeria degli stessi delle corree di ripartizione, ortogonalmente alla orditura dei solai; aventi sezione 30 x 30 cm (= 34 - 4 cm), armate con 4φ16 e staffe φ8/20’; il getto è completato con la messa in opera dell’armatura di ripartizione rete elettrosaldata minimo φ8/20 x 20’ all’interno della cappa superiore di 6 cm.

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Si impiega un solaio h = 4 + 22 + 6 cm pertanto il suo peso in opera è in sicurezza assunto pari a 4.50 kN/m2. Per i carichi fare riferimento all'analisi più sopra determinata. E’ necessario analizzare il comportamento dei singoli solai, perché le condizioni di vincoli sono diverse.

Solaio zona Spogliatoi - Magazzino Schema di trave su tre appoggi aventi le seguenti luci (si intendono sempre al netto degli appoggi): l1 = 5.80 x 1.05 = 6.10 m l2 = 3.50 x 1.05 = 3.70 m Vi sono tre possibili condizioni di carico: condizione A (momento massimo in campata 1) in campata 1: carico totale in campata 2: solo G

1 + G

2

condizione B (momento massimo in campata 2) in campata 1: solo G

1 + G

2 in campata 2: carico totale

condizione C (momento massimo nell’appoggio centrale) in campata 1 e in campata 2: carico totale In sicurezza in questa sede si adottano ql2/20 ai vincoli esterni alla luce. Brevemente si riporta di seguito il dimensionamento:

carichi permanenti G1 = 4.50 kN/m2 carichi permanenti G2 = 3.70 kN/m2 carichi accidentali Q1 = 3.00 kN/m2 carico totale: 1.3 . 4.5 + 1.5 . 3.70 + 1.5 . 3.00 = 15.90 kN/m2 arrotondati a 16.00 kN/m2

i = 1.20 m carico totale per interasse: 16.00 kN/m2 x 1.20 m = 19.20 kN/m. considerando la fascia di 1.00: 16.00 kN/m2 x 1.00 m = 16.00 kN/m. Il copriferro inferiore viene assunto pari a 20 mm, in quanto la lastra inferiore contiene l’armatura prescritta posata in stabilimento, mentre il copriferro superiore, a favore di sicurezza, viene assunto pari a 60 mm, spessore della soletta.

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Condizione A Si calcolano i momenti di incastro perfetto relativi all’appoggio intermedio col metodo di Hardy Cross: coefficienti di ripartizione nodo intermedio “B” Asta AB: 3/6.10 = 0.492 Asta BC: 3/3.70 = 0.811 τAB = 0.378

τBC = 0.622 0.378 +0.622 = 1 OK Asta AB: 1.3 x 4.50 + 1.5 x 3.70 + 1.5 x 3.00 = 15.90 kN/m2 arrotondati a 16.00 kN/m2

i = 1.20 m da cui: 19.20 kN/m Asta BC: 1.3 x 4.50 + 1.5 x 3.70 = 11.40 kN/m2 arrotondati a 12.00 kN/m2

i = 1.20 m da cui: 14.40 kN/m MAB = 19.20 . 6.10

2/8 = 89.30 kNm

MBC = 14.40 . 3.702/8 = 24.65 kNm

Applicando Hardy Cross si ottiene

(- 89.30 + 24.65) . 0.378 = - 24.45 + 89.30 – 24.45 = + 64.85 kNm

(- 89.30 + 24.65) . 0.622 = - 40.20 - 24.65 – 52.45 = - 64.85 kNm OK

MB = - 65.00 kNm MAB/2 = MAB – MB/2 = + 56.80 kNm

MBC/2 = MBC – MB/2 = - 7.85 kNm

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Condizione B

Si calcolano i momenti di incastro perfetto relativi all’appoggio intermedio col metodo di Hardy Cross: coefficienti di ripartizione nodo “B” Asta AB: 3/6.10 = 0.492 Asta BC: 3/3.70 = 0.811 τAB = 0.378

τBC = 0.622 0.378 +0.622 = 1 OK Asta AB: 1.3 x 4.50 + 1.5 x 3.70 = 11.40 kN/m2 arrotondati a 12.00 kN/m2

i = 1.20 m da cui: 14.40 kN/m Asta BC: 1.3 x 4.50 + 1.5 x 3.70 + 1.5 x 3.00 = 15.90 kN/m2 arrotondati a 16.00 kN/m2

i = 1.20 m da cui: 19.20 kN/m MAB = 14.40 . 6.10

2/8 = 67.00 kNm

MBC = 19.20 . 3.702/8 = 32.85 kNm

Applicando Hardy Cross si ottiene

(- 67.00 + 32.85) . 0.378 = - 12.90 + 67.00 – 12.90 = + 54.10 kNm (- 67.00 + 32.85) . 0.622 = - 21.25 - 32.85 – 21.25 = - 54.10 kNm OK

MB = - 55.00 kNm MAB/2 = MAB – MB/2 = + 39.50 kNm

MBC/2 = MBC – MB/2 = + 5.35 kNm

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Condizione C

Si calcolano i momenti di incastro perfetto relativi all’appoggio intermedio col metodo di Hardy Cross: coefficienti di ripartizione nodo “B” Asta AB: 3/6.10 = 0.492 Asta BC: 3/3.70 = 0.811 τAB = 0.378

τBC = 0.622 0.378 +0.622 = 1 OK Asta AB: 1.3 x 4.50 + 1.5 x 3.70 + 1.5 x 3.00 = 15.90 kN/m2 arrotondati a 16.00 kN/m2

i = 1.20 m da cui: 19.20 kN/m Asta BC: 1.3 x 4.50 + 1.5 x 3.70 + 1.5 x 3.00 = 15.90 kN/m2 arrotondati a 16.00 kN/m2

i = 1.20 m da cui: 19.20 kN/m MAB = 19.20 . 6.10

2/8 = 89.30 kNm

MBC = 19.20 . 3.702/8 = 32.85 kNm

Applicando Hardy Cross si ottiene

(- 89.30 + 32.85) . 0.378 = - 21.35 + 89.30 – 21.35 = + 67.95 kNm (- 89.30 + 32.85) . 0.622 = - 35.10 - 32.85 – 35.10 = - 67.95 kNm OK

Iterando con Cross si ottiene: MB = - 68.00 kNm MAB/2 = MAB – MB/2 = + 55.30 kNm

MBC/2 = MBC – MB/2 = - 1.15 kNm

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Considerando l’applicazione di quanto riportato nella seguente tabella, si ricavano i seguenti valori di momento flettente.

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l1 = 3.70 m l

2 = 6.10 m

l2/l

1 = 1.65 si adotta interpolazione lineare per determinare i coefficienti desunti da tabella

g = 13.70 kN/m p1 = p

2 = 5.40 kN/m

Effetto carico g

Mmax

1g = 0.291 . g . l

2

1/10 = + 5.45 kNm

Mmax

2g = 0.819 . g . l

2

2/10 = + 41.75 kNm

Mmax

-g = - 2.594 . g . l

2

1/10 = - 48.65 kNm

Effetto carico p

Mmax

p1 = 1.025 . p . l

2

1/10 = + 7.60 kNm

Mmax

p2 = 0.891 . p . l

2

2/10 = + 17.90 kNm

Mmax

-p1 = - 0.472 . p . l

2

1/10 = - 3.50 kNm

Mmax

-p2 = - 0.778 . p . l

2

2/10 = - 15.65 kNm

Totale

Mmax

1 = + 13.05 kNm

Mmax

2 = + 59.65 kNm

Mmax

- = - 67.80 kNm valori confrontabili con quelli sopra determinati.

Per ottenere i valori riferiti alla striscia di 1.00 m, visto che il carico è direttamente proporzionale alla larghezza considerata, è sufficiente dividere i valori ottenuti per 1.20. I valori sopra riportati trovano riscontro in quanto di seguito riportato, ottenuto mediante foglio di calcolo in Excel.

pag. 54

Trave a due campate: configurazioni del carico di esercizio.cam

pata

Luce (

m)

carico

varia

bile q

(kNm)

carico

perm

anente

g (kN

m)

1 6,1 3,6 9,85 γqmax 1,5 γqmin 02 3,7 3,6 9,85 γgmax 1,4 γgmin 1

g + qAscissa T max T min M max M min

Sezione relativa progress. (kN) (kN) (kNm) (kNm)As 0,00 0,00 0,000 0,000 0,000 0,000Ad 0,00 0,00 48,378 -0,572 0,000 0,000Bs 6,10 6,10 0,000 -69,670 0,000 -67,957Bd 0,00 6,10 53,868 0,000 0,000 -67,957Cs 3,70 9,80 4,225 -24,443 0,000 0,000Cd 3,70 9,80 0,000 0,000 0,000 0,000

g + qMax

VA (kN) 48,378Reazioni VB (kN) 123,538

VC (kN) 24,443xmax (m) 2,440

campata 1 Mmax (kNm) 60,918xmax (m) 2,405

campata 2 Mmax (kNm) 15,563Il foglio consente di individuare le sollecitazioni massime e minime di una trave appoggiata, a due campate di luci qualsiasi, nelle seguenti ipotesi di carico:a) le campate sono entrambe caricate;b) il carico è presente sulla sola campata sinistra;c) il carico è presente sulla sola campata destra.Ai carichi permanenti può essere applicato un coefficiente per la correlazione.

Visualizza sezioni intermedie

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Trave a due campate: carico permanente strutturale g1.

campata luce (m) carico kN(m)

1 6,1 9,85 γgmax 1,42 3,7 9,85 γgmin 1

configurazione a b c aq campata 1 (KN/m) 13,79 13,79 9,85 9,85q campata 2 (KN/m) 13,79 9,85 13,79 9,85

Ascissa T M T M T M T M T max T min M max M minSezione relativa progress. (kN) (kNm) (kN) (kNm) (kN) (kNm) (kN) (kNm) (kN) (kN) (kNm) (kNm)

As 0,00 0,00 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000Ad 0,00 0,00 34,054 0,000 34,471 0,000 23,907 0,000 24,324 0,000 34,471 0,000 0,000 0,000Bs 6,10 6,10 -50,065 -48,834 -49,648 -46,288 -36,178 -37,427 -35,761 -34,881 0,000 -50,065 0,000 -48,834Bd 0,00 6,10 38,710 -48,834 30,733 -46,288 35,627 -37,427 27,650 -34,881 38,710 0,000 0,000 -48,834Cs 3,70 9,80 -12,313 0,000 -5,712 0,000 -15,396 0,000 -8,795 0,000 0,000 -15,396 0,000 0,000Cd 3,70 9,80 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000

configurazionea b c d Max

VA (kN) 34,054 34,471 23,907 24,324 34,471Reazioni VB (kN) 88,775 80,381 71,805 63,411 88,775

VC (kN) 12,313 5,712 15,396 8,795 15,396xmax (m) 2,469 2,500 2,427 2,469 2,500

campata 1 Mmax (kNm) 42,048 43,084 29,012 30,034 43,084xmax (m) 2,807 3,120 2,584 2,807 2,584

campata 2 Mmax (kNm) 5,497 1,656 8,595 3,927 8,595

Visualizza sezioni intermedie

Trave a due campate: configurazioni del carico di esercizio.campata luce (m) carico

kN(m)1 6,1 3,6 γqmax 1,52 3,7 3,6 γqmin 0

configurazione a b cq campata 1 (KN/m) 5,4 5,4 0q campata 2 (KN/m) 5,4 0 5,4

Ascissa T M T M T M T max T min M max M minSezione relativa progress. (kN) (kNm) (kN) (kNm) (kN) (kNm) (kN) (kN) (kNm) (kNm)

As 0 0,00 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000Ad 0 0,00 13,335 0,000 13,907 0,000 -0,572 0,000 13,907 -0,572 0,000 0,000Bs 6,1 6,10 -19,605 -19,123 -19,033 -15,634 -0,572 -3,489 0,000 -19,605 0,000 -19,123Bd 0 6,10 15,158 -19,123 4,225 -15,634 10,933 -3,489 15,158 0,000 0,000 -19,123Cs 3,7 9,80 -4,822 0,000 4,225 0,000 -9,047 0,000 4,225 -9,047 0,000 0,000Cd 3,7 9,80 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000

configurazionea b c Max

VA (kN) 13,335 13,907 -0,572 13,907Reazioni VB (kN) 34,763 23,258 11,505 34,763

VC (kN) 4,822 -4,225 9,047 9,047xmax (m) 2,469 2,575 2,575

campata 1 Mmax (kNm) 16,465 17,908 17,908xmax (m) 2,807 2,025 2,025

campata 2 Mmax (kNm) 2,153 7,579 7,579

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Trave a due campate: configurazioni del carico di esercizio.

peso proprio g carico variabile q g + qAscissa T max T min M max M min T max T min M max M min T max T min M max M min

Sezione relativa progress. (kN) (kN) (kNm) (kNm) (kN) (kN) (kNm) (kNm) (kN) (kN) (kNm) (kNm)As 0,00 0,00 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000Bs 6,10 6,10 0,000 -50,065 0,000 -48,834 0,000 -19,605 0,000 -19,123 0,000 -69,670 0,000 -67,957Cs 3,70 9,80 0,000 -15,396 0,000 0,000 4,225 -9,047 0,000 0,000 4,225 -24,443 0,000 0,000Cd 3,70 9,80 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000 0,000

g q g + qMax Max Max

VA (kN) 34,471 13,907 48,378Reazioni VB (kN) 88,775 34,763 123,538

VC (kN) 15,396 9,047 24,443xmax (m) 2,500 2,575 2,44

campata 1 Mmax (kNm) 43,084 17,908 60,918xmax (m) 2,584 2,025 2,405

campata 2 Mmax (kNm) 8,595 7,579 15,563

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pag. 58

Riassunto: in mezzeria tratto l1: + 61.00 kNm al vincolo centrale: - 68.00 kNm in mezzeria tratto l2: + 16.00 kNm al vincolo laterale tratto l1: q x l1

2/20 = - 35.80 kNm al vincolo laterale tratto l2: q x l2

2/20 = - 13.50 kNm

Sezione in mezzeria tratto l1 momento in mezzeria: M Ed

+ = + 61.00 kNm = + 61000000 Nmm r per C25/30 è pari a 0.600 B = 1200 mm d = r . √ M(1-2)d /B = 135 mm < 320 – 20 = 300 mm verificato Af = M(1-2)d /0.9 . d . fyd = 61000000/0.9 . 280 . 391 = 580 mm2 Sono già presenti 118 mm2 (6φ5.25), pertanto sono richiesti 580 – 118 = 462 mm2. Si dispone una armatura minima totale: 3φ10 + 3φ12 (575 mm2 > 462 mm2). MRd = 73.15 kNm > MEd = 61.00 kNm MEd/ MRd = 0.85 < 1. Verifica sezione a T con anima da 40 cm = 13 + 14 +13:

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DATI SEZIONE Descrizione: Trave: "Verifica in mezzeria t ratto L1" Base: B = 1200 mm. Altezza H = 320 mm. Copriferro: c = 20 mm. Altezza Utile: d = 300 mm. Armature Piano Z Armatura Inferiore: (6f5+3f10+3f12) As = 693,00 mm q Armatura Superiore: (6f8) A's= 302,00 mmq Sollecitazioni Piano Z Sforzo Assiale: Nx = 0,00 kN Momento Flettente: My = 61,00 kN·m Taglio: Tz = 0,00 kN

DATI MATERIALI Calcestruzzo Classe C25/30 Resistenza Car. Cubica Rck = 30 N/m m² Resistenza Car. Cilindrica fck = 24,90 N/mm² Resistenza di Progetto a Compressione fcd = 14,11 N/mm² Resistenza di Progetto a Trazione fctd= 1,19 N /mm² Acciaio Classe B450C Resistenza Caratteristica fyk = 450,00 N/mm² Resistenza Progetto Trazione Acciaio fyd = 391,30 N/mm²

VERIFICA S.L.U. di FLESSIONE SEMPLICE xn,y = 31 mm σinf,y= 391 N/mmq σsup,y= 261 N/mmq Med,y = 61,00 kN·m Mrd,y = 78,27 kN·m Med=61 < Mrd(Ned)=78,27 - VERIFICA

pag. 60

Sezione al vincolo laterale tratto l1

momento ai vincoli: MEd

- = - 35800000 Nmm A’ f = M1d /0.9 . d . fyd = 35800000/0.9 . (320 - 60) . 391 = 395 mm2 Si dispone una armatura minima totale: 6φ12 (679 mm2 > 395 mm2). MRd = 62.10 kNm > Mmax = 35.80 kNm Mmax/ MRd = 0.58 < 1

Verifica sezione rettangolare con anima da 40 cm = 13 + 14 +13:

DATI SEZIONE Descrizione: Trave: "Verifica ai vincoli tr atto L1" Base: B = 400 mm. Altezza H = 320 mm. Copriferro: c = 60 mm. Altezza Utile: d = 260 mm. Armature Piano Z Armatura Inferiore: (6f12) As = 679,00 mmq Armatura Superiore: (6f5) A's= 118,00 mmq Sollecitazioni Piano Z Sforzo Assiale: Nx = 0,00 kN Momento Flettente: My = 38,50 kN·m Taglio: Tz = 0,00 kN

DATI MATERIALI Calcestruzzo Classe C25/30 Resistenza Car. Cubica Rck = 30 N/m m² Resistenza Car. Cilindrica fck = 24,90 N/mm² Resistenza di Progetto a Compressione fcd = 14,11 N/mm²

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Resistenza di Progetto a Trazione fctd= 1,19 N /mm² Acciaio Classe B450C Resistenza Caratteristica fyk = 450,00 N/mm² Resistenza Progetto Trazione Acciaio fyd = 391,30 N/mm²

VERIFICA S.L.U. di FLESSIONE SEMPLICE xn,y = 60 mm σinf,y= 391 N/mmq σsup,y= 4 N/mmq Med,y = 38,50 kN·m Mrd,y = 62,71 kN·m Med=39 < Mrd(Ned)=62,71 - VERIFICA

Verifica a fessurazione in mezzeria tratto l1

Si compie ora verifica a fessurazione. I valori di fessurazione sono indicati nella tabella 4.1.IV:

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Con riferimento alla combinazione frequente e condizioni ambientali ordinarie:

carico totale: 4.50 + 3.70 + 0.5 . 3.00 = 9.70 kN/m2 i = 1.20 m carico totale per interasse: 11.65 daN/m; si assumono in sicurezza 12.00 kN/m. momento in mezzeria: MEd

+ = + 40000000 Nmm A’ f = 6φ8 (rete elettrosaldata φ8/20 x 20’) = 301 mm2

Af = 3φ10 + 3φ12 + 6φ5 = 693 mm2

DATI SEZIONE Descrizione: Trave: "Verifica a fessurazion e in mezzeria tratto L1" Base: B = 1200 mm. Altezza H = 320 mm. Copriferro: c = 20 mm. Altezza Utile: d = 300 mm. Armature Piano Z Armatura Inferiore: (6f5+3f10+3f12) As = 693,00 mm q Armatura Superiore: (6f8) A's= 302,00 mmq Sollecitazioni Piano Z Sforzo Assiale: Nx = 0,00 kN

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Momento Flettente: My = 40,00 kN·m Taglio: Tz = 0,00 kN

DATI MATERIALI Calcestruzzo Classe C25/30 Resistenza Car. Cubica Rck = 30 N/m m² Resistenza Car. Cilindrica fck = 24,90 N/mm² Resistenza di Progetto a Compressione fcd = 14,11 N/mm² Resistenza di Progetto a Trazione fctd= 1,19 N /mm² Acciaio Classe B450C Resistenza Caratteristica fyk = 450,00 N/mm² Resistenza Progetto Trazione Acciaio fyd = 391,30 N/mm²

VERIFICA S.L.E. di Fessurazione εsm = 0,000994 ∆sm = 109,1429 Wd = 0,184 mm. < W.lim.= 0,4 mm. Verifica

VERIFICA DUTTILITA' E MINIMI DA NORMATIVA Percentuale Armatura Tesa = 0,00394 > Pmin= 0,00 311 < Pmax= 0,00 949 Area Armatura Tesa As = 693 mmq > Asmin= 177 m mq < Asmax= 7040 mmq

Fascia piena al vincolo estremità tratto l1

Massimo taglio agente: VEd = 50.00 kN a filo travetti con sezione equivalente da 40 cm = 13 + 14 + 13:

A favore di sicurezza è prevista una fascia piena di 0.25 m armata come indicato negli allegati grafici.

pag. 64

Armatura al taglio al vincolo d’estremità tratto l1 Nel rispetto di quanto previsto in normativa, si prevede, a favore di sicurezza, di disporre una armatura inferiore sugli appoggi proporzionale per uno sforzo di trazione pari al taglio ed adeguatamente ancorata; per singolo travetto trascurando a favore di sicurezza il prolungamento dell'armatura inferiore si ottiene: As = V/fy,d = 50000 N/391 N/mm2 = 130 mm2 che viene coperta da una moietta φ 8/travetto per un totale di 100 mm2/travetto per un totale di 300 mm2/piastra; superiormente è posta in opera rete elettosaldata φ8/20 x 20'. (Vedere allegati grafici per una migliore comprensione).

Appoggio intermedio

MEd intermedio - - 68.00 kNm = - 68000000 Nmm

A’ f = M1d /0.9 . d . fyd = 68000000/0.9 . (320 - 60) . 391 = 745 mm2 Si dispone una armatura minima totale: 6φ14 (924 mm2 > 745 mm2). MRd = 84.50 kNm > MEd intermedio = 68.00 kNm MEd intermedio/ MRd = 0.81 < 1

Verifica sezione rettangolare con anima da 40 cm = 13 + 14 +13:

pag. 65

DATI SEZIONE Descrizione: Trave: "Verifica sezione appog gio intermedio" Base: B = 400 mm. Altezza H = 320 mm. Copriferro: c = 60 mm. Altezza Utile: d = 260 mm. Armature Piano Z Armatura Inferiore: (6f14) As = 924,00 mmq Armatura Superiore: (6f5) A's= 118,00 mmq Sollecitazioni Piano Z Sforzo Assiale: Nx = 0,00 kN Momento Flettente: My = 68,00 kN·m Taglio: Tz = 0,00 kN

DATI MATERIALI Calcestruzzo Classe C25/30 Resistenza Car. Cubica Rck = 30 N/m m² Resistenza Car. Cilindrica fck = 24,90 N/mm² Resistenza di Progetto a Compressione fcd = 14,11 N/mm² Resistenza di Progetto a Trazione fctd= 1,19 N /mm² Acciaio Classe B450C Resistenza Caratteristica fyk = 450,00 N/mm² Resistenza Progetto Trazione Acciaio fyd = 391,30 N/mm²

VERIFICA S.L.U. di FLESSIONE SEMPLICE xn,y = 69 mm σinf,y= 391 N/mmq σsup,y= 100 N/mmq Med,y = 68,00 kN·m Mrd,y = 83,01 kN·m Med=68 < Mrd(Ned)=83,01 - VERIFICA

Fascia piena all’appoggio intermedio

Massimo taglio agente: VEd = 70.00 kN a filo travetti con sezione equivalente da 40 cm = 13 + 14 + 13:

pag. 66

La sezione senza specifica armatura a taglio verifica un massimo di VRd = 64 kN. Dall’analisi del diagramma del taglio si ottiene la seguente proporzione, indicando con “X” l’incognita fascia piena: 70 : 3.66 = 64 : (3.66 – X) Fascia piena: 0.32 m arrotondati a 0.40 m

Armatura al taglio all’appoggio intermedio Nel rispetto di quanto previsto in normativa, si prevede, a favore di sicurezza, di disporre una armatura inferiore sugli appoggi proporzionale per uno sforzo di trazione pari al taglio ed adeguatamente ancorata; per singolo travetto trascurando a favore di sicurezza il prolungamento dell'armatura inferiore si ottiene: As = V/fy,d = 70000 N/391 N/mm2 = 180 mm2 che viene coperta da una moietta φ 8/travetto per un totale di 100 mm2/travetto per un totale di 300 mm2/piastra; superiormente è posta in opera rete elettosaldata φ8/20 x 20'. (vedere allegati grafici per una migliore comprensione).

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Sezione in mezzeria tratto l2 momento in mezzeria: M Ed

+ = + 16.00 kNm = + 16000000 Nmm r per C25/30 è pari a 0.600 B = 1200 mm d = r . √ M(1-2)d /B = 70 mm < 320 – 20 = 300 mm verificato Af = M(1-2)d /0.9 . d . fyd = 16000000/0.9 . 300 . 391 = 155 mm2 Sono già presenti 118 mm2 (6φ5.25), pertanto sono richiesti 155 – 118 = 37 mm2. Si dispone una armatura minima totale: 6φ6 (170 mm2 > 37 mm2). MRd = 30.40 kNm > MEd = 16.00 kNm MEd/ MRd = 0.54 < 1. Verifica sezione a T con anima da 40 cm = 13 + 14 +13:

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DATI SEZIONE Descrizione: Trave: "Verifica in mezzeria t ratto L2" Base: B = 1200 mm. Altezza H = 320 mm. Copriferro: c = 20 mm. Altezza Utile: d = 300 mm. Armature Piano Z Armatura Inferiore: (6f5+6f6) As = 288,00 mmq Armatura Superiore: (6f8) A's= 302,00 mmq Sollecitazioni Piano Z Sforzo Assiale: Nx = 0,00 kN Momento Flettente: My = 16,00 kN·m Taglio: Tz = 0,00 kN

DATI MATERIALI Calcestruzzo Classe C25/30 Resistenza Car. Cubica Rck = 30 N/m m² Resistenza Car. Cilindrica fck = 24,90 N/mm² Resistenza di Progetto a Compressione fcd = 14,11 N/mm² Resistenza di Progetto a Trazione fctd= 1,19 N /mm² Acciaio Classe B450C Resistenza Caratteristica fyk = 450,00 N/mm² Resistenza Progetto Trazione Acciaio fyd = 391,30 N/mm²

VERIFICA S.L.U. di FLESSIONE SEMPLICE xn,y = 21 mm σinf,y= 391 N/mmq σsup,y= 35 N/mmq Med,y = 16,00 kN·m Mrd,y = 33,06 kN·m Med=16 < Mrd(Ned)=33,06 - VERIFICA

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Sezione al vincolo laterale tratto l2 momento ai vincoli: MEd

- = - 13500000 Nmm A’ f = M1d /0.9 . d . fyd = 13500000/0.9 . (320 - 60) . 391 = 150 mm2 Si dispone una armatura minima totale: 6φ8 (300 mm2 > 150 mm2). MRd = 27.40 kNm > Mmax = 13.50 kNm Mmax/ MRd = 0.50 < 1

Verifica sezione rettangolare con anima da 40 cm = 13 + 14 +13:

pag. 70

DATI SEZIONE Descrizione: Trave: "Verifica ai vincoli tr atto L2" Base: B = 400 mm. Altezza H = 320 mm. Copriferro: c = 60 mm. Altezza Utile: d = 260 mm. Armature Piano Z Armatura Inferiore: (6f8) As = 302,00 mmq Armatura Superiore: (6f5) A's= 118,00 mmq Sollecitazioni Piano Z Sforzo Assiale: Nx = 0,00 kN Momento Flettente: My = 13,50 kN·m Taglio: Tz = 0,00 kN

DATI MATERIALI Calcestruzzo Classe C25/30 Resistenza Car. Cubica Rck = 30 N/m m² Resistenza Car. Cilindrica fck = 24,90 N/mm² Resistenza di Progetto a Compressione fcd = 14,11 N/mm² Resistenza di Progetto a Trazione fctd= 1,19 N /mm² Acciaio Classe B450C Resistenza Caratteristica fyk = 450,00 N/mm² Resistenza Progetto Trazione Acciaio fyd = 391,30 N/mm²

VERIFICA S.L.U. di FLESSIONE SEMPLICE xn,y = 40 mm σinf,y= 391 N/mmq σsup,y= -368 N/mmq Med,y = 13,50 kN·m Mrd,y = 30,12 kN·m Med=14 < Mrd(Ned)=30,12 - VERIFICA

pag. 71

Verifica a fessurazione in mezzeria tratto l2

Si compie ora verifica a fessurazione. I valori di fessurazione sono indicati nella tabella 4.1.IV:

Con riferimento alla combinazione frequente e condizioni ambientali ordinarie:

carico totale: 4.50 + 3.70 + 0.5 . 3.00 = 9.70 kN/m2 i = 1.20 m carico totale per interasse: 11.65 daN/m; si assumono in sicurezza 12.00 kN/m. momento in mezzeria: MEd

+ = + 10000000 Nmm

pag. 72

A’ f = 6φ8 (rete elettrosaldata φ8/20 x 20’) = 301 mm2

Af = 6φ6 + 6φ5 = 288 mm2

DATI SEZIONE Descrizione: Trave: "Verifica a fessurazion e in mezzeria tratto L1" Base: B = 1200 mm. Altezza H = 320 mm. Copriferro: c = 20 mm. Altezza Utile: d = 300 mm. Armature Piano Z Armatura Inferiore: (6f5+6f6) As = 288,00 mmq Armatura Superiore: (6f8) A's= 302,00 mmq Sollecitazioni Piano Z Sforzo Assiale: Nx = 0,00 kN Momento Flettente: My = 10,00 kN·m Taglio: Tz = 0,00 kN

DATI MATERIALI Calcestruzzo Classe C25/30 Resistenza Car. Cubica Rck = 30 N/m m² Resistenza Car. Cilindrica fck = 24,90 N/mm² Resistenza di Progetto a Compressione fcd = 14,11 N/mm² Resistenza di Progetto a Trazione fctd= 1,19 N /mm² Acciaio Classe B450C Resistenza Caratteristica fyk = 450,00 N/mm² Resistenza Progetto Trazione Acciaio fyd = 391,30 N/mm²

VERIFICA S.L.E. di Fessurazione εsm = 0,000590 ∆sm = 83,8833 Wd = 0,084 mm. < W.lim.= 0,4 mm. Verifica

pag. 73

VERIFICA DUTTILITA' E MINIMI DA NORMATIVA Percentuale Armatura Tesa = 0,00164 < Pmin= 0,00 311 - NON VERIFICA < Pmax= 0,00 949 Area Armatura Tesa As = 288 mmq > Asmin= 177 m mq < Asmax= 7040 mmq

Come si può notare non sono rispettati i limiti d’armatura pur con sezione verificata. Adottando come armatura aggiuntiva 6φ10 al posto di 6φ6 si verifica la prescrizione: Base: B = 1200 mm. Altezza H = 320 mm. Copriferro: c = 20 mm. Altezza Utile: d = 300 mm. Armature Piano Z Armatura Inferiore: (6f5+6f10) As = 589,00 mmq Armatura Superiore: (6f8) A's= 302,00 mmq

VERIFICA S.L.E. di Fessurazione εsm = 0,000292 ∆sm = 100,2581 Wd = 0,050 mm. < W.lim.= 0,4 mm. Verifica

VERIFICA DUTTILITA' E MINIMI DA NORMATIVA Percentuale Armatura Tesa = 0,00335 > Pmin= 0,00 311 < Pmax= 0,00 949 Area Armatura Tesa As = 589 mmq > Asmin= 177 m mq < Asmax= 7040 mmq

Fascia piena al vincolo estremità tratto l2

Massimo taglio agente: VEd = 25.00 kN a filo travetti con sezione equivalente da 40 cm = 13 + 14 + 13:

pag. 74

A favore di sicurezza è prevista una fascia piena di 0.20 m armata come indicato negli allegati grafici.

Armatura al taglio al vincolo d’estremità tratto l2 Nel rispetto di quanto previsto in normativa, si prevede, a favore di sicurezza, di disporre una armatura inferiore sugli appoggi proporzionale per uno sforzo di trazione pari al taglio ed adeguatamente ancorata; per singolo travetto trascurando a favore di sicurezza il prolungamento dell'armatura inferiore si ottiene: As = V/fy,d = 25000 N/391 N/mm2 = 65 mm2 che viene coperta da una moietta φ 8/travetto per un totale di 100 mm2/travetto per un totale di 300 mm2/piastra; superiormente è posta in opera rete elettosaldata φ8/20 x 20'. (Vedere allegati grafici per una migliore comprensione). Si compie una ulteriore verifica come di seguito riportato.

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Solaio zona Bagni Donne Schema di trave su due appoggi aventi la seguente luce (si intende sempre al netto degli appoggi): l = 2.90 x 1.05 = 3.05 m In sicurezza in questa sede si adottano ql2/20 ai vincoli e in mezzeria ql2/8. Brevemente si riporta di seguito il dimensionamento:

carichi permanenti G1 = 4.50 kN/m2 carichi permanenti G2 = 3.70 kN/m2 carichi accidentali Q1 = 3.00 kN/m2 carico totale: 1.3 . 4.5 + 1.5 . 3.70 + 1.5 . 3.00 = 15.90 kN/m2 arrotondati a 16.00 kN/m2

i = 1.20 m carico totale per interasse: 16.00 kN/m2 x 1.20 m = 19.20 kN/m. considerando la fascia di 1.00: 16.00 kN/m2 x 1.00 m = 16.00 kN/m. Il copriferro inferiore viene assunto pari a 20 mm, in quanto la lastra inferiore contiene l’armatura prescritta posata in stabilimento, mentre il copriferro superiore, a favore di sicurezza, viene assunto pari a 60 mm, spessore della soletta.

Sezione in mezzeria momento in mezzeria: MEd

+ = ql2/8 = + 22.50 kNm = + 22500000 Nmm r per C25/30 è pari a 0.600 B = 1200 mm d = r . √ M(1-2)d /B = 85 mm < 320 – 20 = 300 mm verificato Af = M(1-2)d /0.9 . d . fyd = 22500000/0.9 . 300 . 391 = 215 mm2 Sono già presenti 118 mm2 (6φ5.25), pertanto sono richiesti 215 – 118 = 97 mm2. Si dispone una armatura minima totale: 6φ6 (170 mm2 > 97 mm2). MRd = 30.40 kNm > MEd = 22.50 kNm MEd/ MRd = 0.74 < 1.

pag. 81

Verifica sezione a T con anima da 40 cm = 13 + 14 +13:

DATI SEZIONE Descrizione: Trave: "Verifica in mezzeria" Base: B = 1200 mm. Altezza H = 320 mm. Copriferro: c = 20 mm. Altezza Utile: d = 300 mm. Armature Piano Z Armatura Inferiore: (6f5+6f6) As = 288,00 mmq Armatura Superiore: (6f8) A's= 302,00 mmq Sollecitazioni Piano Z Sforzo Assiale: Nx = 0,00 kN Momento Flettente: My = 22,50 kN·m Taglio: Tz = 0,00 kN

DATI MATERIALI Calcestruzzo Classe C25/30 Resistenza Car. Cubica Rck = 30 N/m m² Resistenza Car. Cilindrica fck = 24,90 N/mm² Resistenza di Progetto a Compressione fcd = 14,11 N/mm² Resistenza di Progetto a Trazione fctd= 1,19 N /mm² Acciaio Classe B450C Resistenza Caratteristica fyk = 450,00 N/mm² Resistenza Progetto Trazione Acciaio fyd = 391,30 N/mm²

VERIFICA S.L.U. di FLESSIONE SEMPLICE xn,y = 21 mm σinf,y= 391 N/mmq σsup,y= 35 N/mmq Med,y = 22,50 kN·m Mrd,y = 33,06 kN·m

pag. 82

Med=23 < Mrd(Ned)=33,06 - VERIFICA

Sezione ai vincoli momento ai vincoli: MEd

- = ql2/20 = + 10.00 kNm = + 10000000 Nmm A’ f = M1d /0.9 . d . fyd = 10000000/0.9 . (320 - 60) . 391 = 110 mm2 Si dispone una armatura minima totale: 6φ6 (170 mm2 > 110 mm2). MRd = 15.55 kNm > Mmax = 10.00 kNm Mmax/ MRd = 0.67 < 1

Verifica sezione rettangolare con anima da 40 cm = 13 + 14 +13:

DATI SEZIONE Descrizione: Trave: "Verifica ai vincoli" Base: B = 400 mm. Altezza H = 320 mm. Copriferro: c = 60 mm. Altezza Utile: d = 260 mm. Armature Piano Z Armatura Inferiore: (6f6) As = 170,00 mmq Armatura Superiore: (6f5) A's= 118,00 mmq Sollecitazioni Piano Z Sforzo Assiale: Nx = 0,00 kN Momento Flettente: My = 10,00 kN·m Taglio: Tz = 0,00 kN

DATI MATERIALI Calcestruzzo Classe C25/30 Resistenza Car. Cubica Rck = 30 N/m m² Resistenza Car. Cilindrica fck = 24,90 N/mm² Resistenza di Progetto a Compressione fcd = 14,11 N/mm²

pag. 83

Resistenza di Progetto a Trazione fctd= 1,19 N /mm² Acciaio Classe B450C Resistenza Caratteristica fyk = 450,00 N/mm² Resistenza Progetto Trazione Acciaio fyd = 391,30 N/mm²

VERIFICA S.L.U. di FLESSIONE SEMPLICE xn,y = 32 mm σinf,y= 391 N/mmq σsup,y= -643 N/mmq Med,y = 10,00 kN·m Mrd,y = 18,07 kN·m Med=10 < Mrd(Ned)=18,07 - VERIFICA

Verifica a fessurazione in mezzeria

Si compie ora verifica a fessurazione. I valori di fessurazione sono indicati nella tabella 4.1.IV:

Con riferimento alla combinazione frequente e condizioni ambientali ordinarie:

pag. 84

carico totale: 4.50 + 3.70 + 0.5 . 3.00 = 9.70 kN/m2 i = 1.20 m carico totale per interasse: 11.65 daN/m; si assumono in sicurezza 12.00 kN/m. momento in mezzeria: MEd

+ = + 12000000 Nmm A’ f = 6φ8 (rete elettrosaldata φ8/20 x 20’) = 301 mm2

Af = 6φ6 + 6φ5 = 288 mm2

DATI SEZIONE Descrizione: Trave: "Verifica a fessurazion e in mezzeria" Base: B = 1200 mm. Altezza H = 320 mm. Copriferro: c = 20 mm. Altezza Utile: d = 300 mm. Armature Piano Z Armatura Inferiore: (6f5+6f6) As = 288,00 mmq Armatura Superiore: (6f8) A's= 302,00 mmq Sollecitazioni Piano Z Sforzo Assiale: Nx = 0,00 kN Momento Flettente: My = 12,00 kN·m Taglio: Tz = 0,00 kN

DATI MATERIALI

pag. 85

Calcestruzzo Classe C25/30 Resistenza Car. Cubica Rck = 30 N/m m² Resistenza Car. Cilindrica fck = 24,90 N/mm² Resistenza di Progetto a Compressione fcd = 14,11 N/mm² Resistenza di Progetto a Trazione fctd= 1,19 N /mm² Acciaio Classe B450C Resistenza Caratteristica fyk = 450,00 N/mm² Resistenza Progetto Trazione Acciaio fyd = 391,30 N/mm²

VERIFICA S.L.E. di Fessurazione εsm = 0,000708 ∆sm = 83,8833 Wd = 0,101 mm. < W.lim.= 0,4 mm. Verifica

VERIFICA DUTTILITA' E MINIMI DA NORMATIVA Percentuale Armatura Tesa = 0,00164 < Pmin= 0,00 311 - NON VERIFICA < Pmax= 0,00 949 Area Armatura Tesa As = 288 mmq > Asmin= 177 m mq < Asmax= 7040 mmq

Come si può notare non sono rispettati i limiti d’armatura pur con sezione verificata. Adottando come armatura aggiuntiva 6φ10 al posto di 6φ6 si verifica la prescrizione: Base: B = 1200 mm. Altezza H = 320 mm. Copriferro: c = 20 mm. Altezza Utile: d = 300 mm. Armature Piano Z Armatura Inferiore: (6f5+6f10) As = 589,00 mmq Armatura Superiore: (6f8) A's= 302,00 mmq

VERIFICA S.L.E. di Fessurazione εsm = 0,000350 ∆sm = 100,2581 Wd = 0,060 mm. < W.lim.= 0,4 mm. Verifica

VERIFICA DUTTILITA' E MINIMI DA NORMATIVA Percentuale Armatura Tesa = 0,00335 > Pmin= 0,00 311 < Pmax= 0,00 949 Area Armatura Tesa As = 589 mmq > Asmin= 177 m mq < Asmax= 7040 mmq

pag. 86

Fascia piena ai vincoli Massimo taglio agente: VEd = 30.00 kN a filo travetti con sezione equivalente da 40 cm = 13 + 14 + 13:

A favore di sicurezza è prevista una fascia piena di 0.10 m armata come indicato negli allegati grafici.

Armatura al taglio ai vincoli

Nel rispetto di quanto previsto in normativa, si prevede, a favore di sicurezza, di disporre una armatura inferiore sugli appoggi proporzionale per uno sforzo di trazione pari al taglio ed adeguatamente ancorata; per singolo travetto trascurando a favore di sicurezza il prolungamento dell'armatura inferiore si ottiene: As = V/fy,d = 30000 N/391 N/mm2 = 80 mm2 che viene coperta da una moietta φ 8/travetto per un totale di 100 mm2/travetto per un totale di 300 mm2/piastra; superiormente è posta in opera rete elettosaldata φ8/20 x 20'. (Vedere allegati grafici per una migliore comprensione).

pag. 87

Solaio zona Bagni Uomini – Bagno Famiglia Schema di trave su due appoggi aventi la seguente luce (si intende sempre al netto degli appoggi): l = 4.50 x 1.05 = 4.75 m In sicurezza in questa sede si adottano ql2/18 ai vincoli e in mezzeria ql2/10 alla luce di quanto precedentemente illustrato. Brevemente si riporta di seguito il dimensionamento:

carichi permanenti G1 = 4.50 kN/m2 carichi permanenti G2 = 3.70 kN/m2 carichi accidentali Q1 = 3.00 kN/m2 carico totale: 1.3 . 4.5 + 1.5 . 3.70 + 1.5 . 3.00 = 15.90 kN/m2 arrotondati a 16.00 kN/m2

i = 1.20 m carico totale per interasse: 16.00 kN/m2 x 1.20 m = 19.20 kN/m. considerando la fascia di 1.00: 16.00 kN/m2 x 1.00 m = 16.00 kN/m. Il copriferro inferiore viene assunto pari a 20 mm, in quanto la lastra inferiore contiene l’armatura prescritta posata in stabilimento, mentre il copriferro superiore, a favore di sicurezza, viene assunto pari a 60 mm, spessore della soletta.

Sezione in mezzeria momento in mezzeria: MEd

+ = ql2/8 = + 54.50 kNm = + 54500000 Nmm r per C25/30 è pari a 0.600 B = 1200 mm d = r . √ M(1-2)d /B = 130 mm < 320 – 20 = 300 mm verificato Af = M(1-2)d /0.9 . d . fyd = 54500000/0.9 . 280 . 391 = 520 mm2 Sono già presenti 118 mm2 (6φ5.25), pertanto sono richiesti 520 – 118 = 402 mm2. Si dispone una armatura minima totale: 6φ10 (471 mm2 > 402 mm2). MRd = 62.20 kNm > MEd = 54.50 kNm MEd/ MRd = 0.87 < 1.

pag. 88

Verifica sezione a T con anima da 40 cm = 13 + 14 +13:

DATI SEZIONE Descrizione: Trave: "Verifica in mezzeria" Base: B = 1200 mm. Altezza H = 320 mm. Copriferro: c = 20 mm. Altezza Utile: d = 300 mm. Armature Piano Z Armatura Inferiore: (6f5+6f10) As = 589,00 mmq Armatura Superiore: (6f8) A's= 302,00 mmq Sollecitazioni Piano Z Sforzo Assiale: Nx = 0,00 kN Momento Flettente: My = 54,50 kN·m Taglio: Tz = 0,00 kN

DATI MATERIALI Calcestruzzo Classe C25/30 Resistenza Car. Cubica Rck = 30 N/m m² Resistenza Car. Cilindrica fck = 24,90 N/mm² Resistenza di Progetto a Compressione fcd = 14,11 N/mm² Resistenza di Progetto a Trazione fctd= 1,19 N /mm² Acciaio Classe B450C Resistenza Caratteristica fyk = 450,00 N/mm² Resistenza Progetto Trazione Acciaio fyd = 391,30 N/mm²

VERIFICA S.L.U. di FLESSIONE SEMPLICE xn,y = 29 mm σinf,y= 391 N/mmq σsup,y= 228 N/mmq Med,y = 54,50 kN·m Mrd,y = 66,74 kN·m

Med=55 < Mrd(Ned)=66,74 - VERIFICA

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Sezione ai vincoli momento ai vincoli: MEd

- = ql2/20 = + 21.70 kNm = + 21700000 Nmm A’ f = M1d /0.9 . d . fyd = 21700000/0.9 . (320 - 60) . 391 = 240 mm2 Si dispone una armatura minima totale: 6φ10 (471 mm2 > 240 mm2). MRd = 42.00 kNm > Mmax = 21.70 kNm Mmax/ MRd = 0.52 < 1

Verifica sezione rettangolare con anima da 40 cm = 13 + 14 +13:

DATI SEZIONE Descrizione: Trave: "Verifica ai vincoli" Base: B = 400 mm. Altezza H = 320 mm. Copriferro: c = 60 mm. Altezza Utile: d = 260 mm. Armature Piano Z Armatura Inferiore: (6f10) As = 471,00 mmq Armatura Superiore: (6f5) A's= 118,00 mmq Sollecitazioni Piano Z Sforzo Assiale: Nx = 0,00 kN Momento Flettente: My = 22,70 kN·m Taglio: Tz = 0,00 kN

DATI MATERIALI Calcestruzzo Classe C25/30 Resistenza Car. Cubica Rck = 30 N/m m² Resistenza Car. Cilindrica fck = 24,90 N/mm² Resistenza di Progetto a Compressione fcd = 14,11 N/mm² Resistenza di Progetto a Trazione fctd= 1,19 N /mm²

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Acciaio Classe B450C Resistenza Caratteristica fyk = 450,00 N/mm² Resistenza Progetto Trazione Acciaio fyd = 391,30 N/mm²

VERIFICA S.L.U. di FLESSIONE SEMPLICE xn,y = 49 mm σinf,y= 391 N/mmq σsup,y= -159 N/mmq Med,y = 22,70 kN·m Mrd,y = 45,08 kN·m Med=23 < Mrd(Ned)=45,08 - VERIFICA

Verifica a fessurazione in mezzeria

Si compie ora verifica a fessurazione. I valori di fessurazione sono indicati nella tabella 4.1.IV:

Con riferimento alla combinazione frequente e condizioni ambientali ordinarie:

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carico totale: 4.50 + 3.70 + 0.5 . 3.00 = 9.70 kN/m2 i = 1.20 m carico totale per interasse: 11.65 daN/m; si assumono in sicurezza 12.00 kN/m. momento in mezzeria: MEd

+ = + 28000000 Nmm A’ f = 6φ8 (rete elettrosaldata φ8/20 x 20’) = 301 mm2

Af = 6φ10 + 6φ5 = 589 mm2

DATI SEZIONE Descrizione: Trave: "Verifica a fessurazion e in mezzeria" Base: B = 1200 mm. Altezza H = 320 mm. Copriferro: c = 20 mm. Altezza Utile: d = 300 mm. Armature Piano Z Armatura Inferiore: (6f5+6f10) As = 589,00 mmq Armatura Superiore: (6f8) A's= 302,00 mmq Sollecitazioni Piano Z Sforzo Assiale: Nx = 0,00 kN Momento Flettente: My = 28,00 kN·m Taglio: Tz = 0,00 kN

DATI MATERIALI Calcestruzzo Classe C25/30

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Resistenza Car. Cubica Rck = 30 N/m m² Resistenza Car. Cilindrica fck = 24,90 N/mm² Resistenza di Progetto a Compressione fcd = 14,11 N/mm² Resistenza di Progetto a Trazione fctd= 1,19 N /mm² Acciaio Classe B450C Resistenza Caratteristica fyk = 450,00 N/mm² Resistenza Progetto Trazione Acciaio fyd = 391,30 N/mm²

VERIFICA S.L.E. di Fessurazione εsm = 0,000818 ∆sm = 100,2581 Wd = 0,139 mm. < W.lim.= 0,4 mm. Verifica

VERIFICA DUTTILITA' E MINIMI DA NORMATIVA Percentuale Armatura Tesa = 0,00335 > Pmin= 0,00 311 < Pmax= 0,00 949 Area Armatura Tesa As = 589 mmq > Asmin= 177 m mq < Asmax= 7040 mmq

Fascia piena ai vincoli Massimo taglio agente: VEd = 46.00 kN a filo travetti con sezione equivalente da 40 cm = 13 + 14 + 13:

A favore di sicurezza è prevista una fascia piena di 0.20 m armata come indicato negli allegati grafici.

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Armatura al taglio ai vincoli Nel rispetto di quanto previsto in normativa, si prevede, a favore di sicurezza, di disporre una armatura inferiore sugli appoggi proporzionale per uno sforzo di trazione pari al taglio ed adeguatamente ancorata; per singolo travetto trascurando a favore di sicurezza il prolungamento dell'armatura inferiore si ottiene: As = V/fy,d = 46000 N/391 N/mm2 = 120 mm2 che viene coperta da una moietta φ 8/travetto per un totale di 100 mm2/travetto per un totale di 300 mm2/piastra; superiormente è posta in opera rete elettosaldata φ8/20 x 20'. (Vedere allegati grafici per una migliore comprensione).

Verifica a deformabilità

Al § C4.1.2.2.2 della Circolare Esplicativa si dice che per travi e solai con luci non superiori a 10 m è possibile omettere la verifica delle inflessioni, ritenendola implicitamente soddisfatta, se il rapporto di snellezza λ = l/h tra luce e altezza rispetta quanto di seguito. La tabella C4.1.I riporta i valori ottenuti per fck = 30 MPa. Ai sensi di quanto riportato nel paragrafo per sezioni a T aventi larghezza dell’ala maggiore di tre volte lo spessore dell’anima, i valori devono essere ridotti del 20%. 1200 mm/400 mm = 3 non è maggiore. Verificato.

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Si considera il caso di campate terminali di travi continue: K = 1.3 e λ = 26. Tutti i solai posseggono le stesse caratteristiche. Massimo momento agli SLE: M = 40.00 kNm Solaio con luce maggiore: l = 5.80 x 1.05 = 6.10 m Altezza totale del solaio: 0.30 m Rapporto armatura tesa: 0.42 % < 0.50 % Rapporto armatura compressa: 0.18 % < 0.50 % λcalcolato = 610/32 = 19.10 < 26 Verificato

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VERIFICA LOCALE DEI SOLAI AI CARICHI VERTICALI CONCENTRATI

Come prescritto al § 3.1.4. del D.M. 14 gennaio 2008, i carichi verticali concentrati Qk (vedi Tabella 3.1.II)formano oggetto di verifiche locali distinte e non vanno sovrapposti ai corrispondenti carichi verticali ripartiti.Essi devono essere applicati su impronte di carico appropriate all’utilizzo ed alla forma dell’orizzontamento;in assenza di precise indicazioni può essere considerata una forma dell’impronta di carico quadrata pari a 50 x50 mm, salvo che per le rimesse ed i parcheggi, per i quali i carichi si applicano su due impronte di 200 x 200mm, distanti assialmente di 1,80 m.

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Qk 2000 Nγq 1.5Qd 3000 N

Dove:

h 60 mmb 50 mm

smp 0 mmum 680 mmRck 25 N/mmqγc 1.5

fctd 1.06 N/mmqRpd 21566.03 N/mmq

Rpd/Qd 7.19

Resistenza caratteristica a compressione cubica del calcestruzzo utilizzatoCoefficiente parziale di sicurezza del calcestruzzoResistenza di calcolo a trazione del calcestruzzoResistenza al punzonamento della solettaVerifica locale di sicurezza al punzonamento

Inoltre, come indicato al § 4.1.2.1.3.4 del D.M. 14 gennaio 2008, la resistenza al punzonamento Rpd, inmancanza di armatura trasversale appositamente dimensionata, viene valutata sulla base della resistenza atrazione del calcestruzzo, intendendo la sollecitazione distribuita su di un perimetro efficace di piastradistante 2d dall’impronta caricata, con d altezza utile (media) della piastra stessa, attraverso la seguenterelazione:

Rpd = 0,5 ∙ um ∙ h ∙ fctd

Spessore della solettaDimensione di impronta del caricoSpessore del massetto e della pavimentazionePerimetro medio efficace della piastra (valutato ad h/2 della soletta)

Valore caratteristico del carico d'esercizioCoefficiente parziale di sicurezza per le azioni caratteristicheValore di progetto del carico d'esercizio

Come prescritto dalla norma, la verifica locale a punzonamento sulla soletta di ripartizione del solaio in c.a. ècondotta considerando che il carico Qd insista su di un'area pari a 50 x 50 mm.

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7. VERIFICA DELLE UNIONI

Evidenziati in rosso i telai in GL32h sezione 140 x 280 mm; i rimanenti telai sezione 140 x 240 mm sempre in GL32h.

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Verifica nodo al vertice su sezione 140 x 240 mm

Tmax = 2500 daN Nmax = 6400 daN Componendo i due valori si ottiene: VEd = (T2 + N2)0.5 = 6870 daN = 68.70 kN in sicurezza 70.00 kN Il nodo viene realizzato impiegando la tecnica certificata Rothoblaas o similare di spinotti autoperforanti ed una piastra interna a formare due piani di taglio. L’angolo che la la forza tagliante risultante forma con le fibre dell’elemento, ovvero con N, è pari a circa 30°.

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Il legno impiegato è GL32h avente ρk = 4.40 kN/m3. Si adotta kf = 1.06. Il fissaggio è WS 7 x 133, da cui, per angolo 30°, 10.08 kN. Rd = kmod x Rv,k/γM = 0.9 x 10.08/1.45 = 6.25 kN x 1.06 = 6.63 kN Per determinare il numero dei connettori è necessario determinare il numero efficace degli stessi. Dalle tabelle, per a1 = 50 mm e 5 connettori allineati lungo la direzione della fibratura, si ottiene neff = 4.

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Si verifica a compressione sulla testa di ogni elemento; la compressione agisce con un angolo di circa 30°: σc,α,d = 70000 N/240 x (140 – 6) = 2.20 MPa < 5.02 MPa verificato fc,0,d/((fc,0,d/fc,90,d) x sen2α + cos2α) = 5.02 MPa fc,0,d = 32.00 MPa x 0.9/1.45 = 19.86 MPa kmod = 0.90 breve durata fc,90,d = 2.50 MPa x 0.90/1.45 = 1.55 MPa

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Verifica nodo laterale su sezione 140 x 240 mm

Si impiega sempre la tecnologia Rothoblaas o similare di spinotti autoperforanti, questa volta con due una piastre interne a formare due piani di taglio. Le due piastre sporgono all’interno per formare l’unione con il tirante d’acciaio. Relativamente ai nodi laterali questi sono soggetto ad una forza di taglio pari al massimo tiro presente nel tirante d’acciaio φ20:

Il valore sopra determinato deve interessare ciascuna delle parti concorrenti nel nodo.

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Il tirante è reso solidale al nodo mediante una unione tra le due piastre da 5 mm ed una interna da 10 mm, sulla quale è saldato il tirante. La saldatura della flangia sul tirante è sollecitata a trazione; determiniamo le caratteristiche della saldatura, considerando l’unione a cordoni laterali resistenti.

a = 7 mm

Rimane da verificare il bullone e le piastre. Si considera di impiegare un unico bullone M20 Classe Vite 8.8 Classe Dado 8, da cui ne consegue la verifica a taglio del bullone: Fv,Rd = 0.6 x fub x As/γM2 = 0.6 x 800 x 245/1.25 = 94.08 kN > 51.00 kN verificato

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Resistenza a rifollamento: e1 = 60 mm e2 = 60 mm d0 = 22 mm fub = 800 MPa fu = 430 MPa t = 5 mm d = 20 mm αb = min (0.909; 1.86; 1) = 0.909 k1 = min (5.936; 2.5) = 2.5 Fb,Rd = 78.20 kN > 51.00 kN verificato Resistenza del piatto di collegamento Area netta: Anetta = 5 x 142 – 5 x 22 = 600 mm2 Nu,Rd = 0.9 x Anetta x fu/γM2 = 120 kN verificato a favore di sicurezza si considera lo spessore 10 mm. Sul nodo agisce una risultante che dev’essere pari a quella impiegata nel nodo al vertice; si verifica: N = 7000 daN T = 920 daN Risultante: VEd = (T2 + N2)0.5 = 7065 daN verificato

L’angolo è di circa 10° e si adotta kf = 1.06 .

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Il fissaggio è WS 7 x 133, da cui 16.26 kN. Rd = kmod x Rv,k/γM = 0.9 x 16.26/1.45 = 9.75 kN x 1.06 = 10.09 kN. Per determinare il numero dei connettori è necessario determinare il numero efficace degli stessi. Si considerano n = 4 = numero connettori allineati lungo la direzione della fibratura con a1 = 50 mm. neff = 3 da cui si determina il numero delle file: nfile = 70.00 kN/4 x 10.64 = 2.20 arrotondato a 3. Considerando il tiro massimo sulla catena in acciaio: 51.00 kN. L’angolo è di circa 40° e si adotta kf = 1.06. Il fissaggio è WS 7 x 133, da cui 14.99 kN. Rd = kmod x Rv,k/γM = 0.9 x 14.99/1.5 = 9.00 kN x 1.06 = 9.54 kN. Per determinare il numero dei connettori è necessario determinare il numero efficace degli stessi. Si considerano n = 4 = numero connettori allineati lungo la direzione della fibratura con a1 = 50 mm. neff = 3 da cui si determina il numero delle file: nfile = 51.00 kN/3 x 9.54 = 1.80 arrotondato a 2. In sicurezza si adotta nfile = 4, per un totale di 16 spinotti autoperforanti per ogni elemento in legno concorrente nel nodo.

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Il taglio che agisce fuori piano T33 = 1800 daN = 18.00 kN tende ad aprire il nodo; è necessario posizionare viti Tipo HBS φ10 mm (con preforo), che resistano a tale sforzo.

Consideriamo il valore minore tra estrazione del filetto e penetrazione della testa per HBS 10 x 100 mm con rondella HUS10: Rhaead,k = 6.50 kN da cui Rhead,d = 0.9 x 6.50 kN/1.5 = 3.90 kN 18.00 kN/3.90 kN = 4.62 si adottano 5 viti. A favore di sicurezza non si tien conto del loro contributo a taglio nel piano, lasciando il compito totalmente agli spinotti autoperforanti.

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Verifica nodo montante ingresso

Diagramma sfruttamento.

Coefficienti di sicurezza utilizzati γM0 = 1.05

γM1 = 1.10

γM2 = 1.25 Colonna Tipo di profilo: T.QU 120x120x5 Materiale: Acciaio S275 fy = 275 N/mm2 ft = 430 N/mm2 γRd = 1.15 Classe sezione: 1 Flangia: Materiale: Acciaio S275 fy = 275 N/mm2 ft = 430 N/mm2 γRd = 1.15 Dimensioni (B x H x Sp): 200.0 x 200.0 x 8.0 mm Bullonature: Viti cl. 8.8 Dadi 8 ( fyb = 640 N/mm2, ftb = 800 N/mm2 ) Diametro Ø = 12 mm Ares = 84.8 mm2 (ridotta per filettatura) Diametro foro Ø0 = 13 mm

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Saldature: Materiale: Acciaio S275 fy = 275 N/mm2 ft = 430 N/mm2 β1 = 0.70 β2 = 0.85 Spessore cordoni d'angolo sc = 5 mm Sollecitazioni: Nodo.CMB V2 [N] V3 [N] N [N] M2 [N mm] M3 [N mm] T [N mm] 646.1 0.0 0.0 -31733.3 0.0 0.0 0.0 646.2 0.0 0.0 -69540.9 0.0 0.0 0.0 Calcolo resistenze Resistenza a trazione dei bulloni Ftb,Rd = 0.9 • ftb • Ares / γM2 = 48858.1 N

Resistenza a punzonamento flangia Bpf,Rd = 0.6 • π • dm • tf • ftk / γM2 = 98560.6 N Bull. Ff,Rd [N] Ft,Rd [N] 1 10158.8 10158.8 2 10158.8 10158.8 3 10158.8 10158.8 4 10158.8 10158.8 Legenda Ff,Rd = Mres,m / ( Bm • Rm ) resistenza a flessione flangia Ft,Rd = min [ Ftb,Rd , Bpf,Rd , Ff,Rd ] resistenza a trazione di progetto Resistenza a taglio dei bulloni Fvb,Rd = 0.6 • ftb • Ares / γM2 = 32572.0 N Bull. Fbf,x,Rd [N] Fv,x,Rd [N] Fbf,y,Rd [N] Fv,y,Rd [N] 1 42338.5 32572.0 42338.5 32572.0 2 42338.5 32572.0 42338.5 32572.0 3 42338.5 32572.0 42338.5 32572.0 4 42338.5 32572.0 42338.5 32572.0 Legenda Fbf,x,Rd = k • α • ftk • Ø • tf / γM2 resistenza a rifollamento flangia in direzione x Fv,x,Rd = min [ Fvb,Rd , Fbf,x,Rd ] resistenza a taglio di progetto in direzione x Fbf,y,Rd = k • α • ftk • Ø • tf / γM2 resistenza a rifollamento flangia in direzione y Fv,y,Rd = min [ Fvb,Rd , Fbf,y,Rd ] resistenza a taglio di progetto in direzione y

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Verifiche sui bulloni 1-Taglio e trazione (Elemento non caricato) Bull. X [mm] Y [mm] Fv,Ed [N] Fv,Rd [N] Ft,Ed [N] Ft,Rd [N] FV1 VER 1 80.00 -80.00 0.0 32572.0 0.0 10158.8 0.000000 Ok 2 80.00 80.00 0.0 32572.0 0.0 10158.8 0.000000 Ok 3 -80.00 -80.00 0.0 32572.0 0.0 10158.8 0.000000 Ok 4 -80.00 80.00 0.0 32572.0 0.0 10158.8 0.000000 Ok 2-Trazione (Elemento non caricato) Bull. X [mm] Y [mm] Ft,Ed [N] Ft,Rd [N] FV2 VER 1 80.00 -80.00 0.0 10158.8 0.000000 Ok 2 80.00 80.00 0.0 10158.8 0.000000 Ok 3 -80.00 -80.00 0.0 10158.8 0.000000 Ok 4 -80.00 80.00 0.0 10158.8 0.000000 Ok Legenda Fv,Ed forza di taglio agente sul bullone Fv,Rd resistenza a taglio di progetto del bullone Ft,Ed forza di trazione agente sul bullone Ft,Rd resistenza a trazione di progetto del bullone FV1 = Fv,Ed / Fv,Rd + Ft,Ed / ( 1.4 • Ft,Rd ) FV2 = Ft,Ed / Ft,Rd VER → FVi ≤ 1 Verifiche sulle saldature profilo-flangia (versione beta) Si considera la sezione di gola (avente altezza a = sc / 2

0.5 = 3.536) in posizione ribaltata: vengono considerate positive le tensioni normali di trazione e le tensioni tangenziali agenti verso destra e verso il basso. Tutte le tensioni sono espresse in N/mm2.

Verifica formula (4.2.78) (Nodo n. 646, CMB n. 2) Cordoni n⊥ t⊥ τ|| FV1 VER1 Profilo lato inferiore -40.98 0.00 0.00 40.98 Ok Profilo lato destro -40.98 0.00 0.00 40.98 Ok Profilo lato sinistro -40.98 0.00 0.00 40.98 Ok Profilo lato superiore -40.98 0.00 0.00 40.98 Ok

Verifica formula (4.2.79) (Nodo n. 646, CMB n. 2)

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Cordoni n⊥ t⊥ τ|| FV2 VER2 Profilo lato inferiore -40.98 0.00 0.00 40.98 Ok Profilo lato destro -40.98 0.00 0.00 40.98 Ok Profilo lato sinistro -40.98 0.00 0.00 40.98 Ok Profilo lato superiore -40.98 0.00 0.00 40.98 Ok

Legenda n⊥ tensione normale perpendicolare all'asse del cordone

t⊥ tensione tangenziale perpendicolare all'asse del cordone

τ|| tensione tangenziale parallela all'asse del cordone

FV1 = ( n⊥2 + t⊥2 + τ||2 )0.5

FV2 = n⊥ + t⊥

VERi → FVi ≤ βi • fyk (β1 • fyk = 192.50 N/mm2 β2 • fyk = 233.75 N/mm2) Verifiche a flessione piastra in zona compressa Sezione parallela a X a filo della colonna (Nodo n. 646, CMB n. 2) Pressione media a bordo piastra pmed = 1,75 N/mm2 Carico lineare sbalzo qlin = 350,68 N/mm Lunghezza sbalzo Ls = 40,0 mm Modulo di resistenza minimo Wmin = 2133,3 mm3 Momento resistente Mp,Rd = 558730,2 N mm Momento massimo Mp,Ed = 280543,3 N mm Mp,Ed / Mp,Rd = 0,502109 Ok Sezione parallela a Y a filo della colonna (Nodo n. 646, CMB n. 2) Pressione media a bordo piastra pmed = 1,75 N/mm2 Carico lineare sbalzo qlin = 350,68 N/mm Lunghezza sbalzo Ls = 40,0 mm Modulo di resistenza minimo Wmin = 2133,3 mm3 Momento resistente Mp,Rd = 558730,2 N mm Momento massimo Mp,Ed = 280543,3 N mm Mp,Ed / Mp,Rd = 0,502109 Ok Ancoraggio Tirafondi ad aderenza Lunghezza tirafondi Lt = 200 mm Lunghezza minima tirafondi: 40 diametri (480 mm) Calcestruzzo Resistenza cubica caratteristica a compressione Rck = 30.00 N/mm2 Resistenza cilindrica caratteristica a compressione fck = 0.83 • Rck = 24.90 N/mm2 Resistenza di calcolo a compressione fcd = αcc • fck / γC = 14.11 N/mm2 Resistenza caratteristica a trazione fctk = 0.7 • 0.30 • fck

2/3 = 1.79 N/mm2 Resistenza tangenziale di aderenza di calcolo fbd = 2.25 • η • fctk / γC = 2.69 N/mm2 Compressione massima calcestruzzo (Nodo n. 646, CMB n. 2) pmax = 1.75 N/mm2 < fcd Ok Verifica ancoraggio Si considera la massima sollecitazione di trazione agente nei tirafondi (Elemento non caricato) Trazione di progetto dell'ancoraggio Ft,an,Ed = max [ Ft,Ed ] = 0.0 N Il sistema di ancoraggio non è sollecitato

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Verifica nodo montante tubolare

Diagramma sfruttamento.

Relativamente all’unione tra il profilo tubolare φ 101.6 x 5.0 mm e la sottostante parete in c.a., poiché gli elementi risultano compressi e il valore della compressione è inferiore a quella determinata per gli elementi dell’ingresso, in sicurezza si possono adottare i medesimi criteri geometrici di cui sopra.

Diagramma sforzo normale.

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Verifica nodo nastro in copertura

Immagini esemplificatrici della corretta disposizione dei nastri in copertura.

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Diagramma sfruttamento.

Diagrammi tiro da 2700 daN sino al massimo valore 4600 daN.

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Tv,Ed medio = 5000 daN in condizione sismica (kmod = 1.00 – azione istantanea per LL in Classe di servizio 1 elementi protetti). Si verifica l’unione doppio nastro forato 80 x 1.5 mm con elementi in GL32h della copertura. Il nastro è costituito da acciaio S350GD normato dalla EN 10326: carico di snervamento: 350 MPa carico di rottura: 420 MPa E’ una unione acciaio- legno mediante chiodi Tipo Anker 4.0 x 75 mm.

Verifica resistenza a trazione nastro forato

Resistenza plastica della sezione lorda A: Npl,Rk = 34.00 kN Npl,Rd = 2 x 34.00 kN x 1.0/1.05 = 64.80 kN > 50.00 kN 50/64 = 0.78 < 1. La rottura della sezione netta Anet in corrispondenza dei fori è: Na,Rd = 0.9 x Anet x fuk/γM2 = 0.9 x (80 – 4 x 5) x 2 x 1.5 x 420/1.25 = 54.40 kN Verificato

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Ogni chiodo per legno Tipo Anker LBA della Rothoblaas o similare 6.0 x 80 mm Vk = 5.00 kN per piatto 2 x 1.5 mm = 3.0 mm Vd = 5.00 x 1.00/1.5 = 4.00 kN.

N° totale viti 50.00 kN/4 kN = 12.50 viti arrotondati a 13 chiodi. L’elemento d’attacco con piastra può contenere massimo 23 chiodi: verificato.

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I rimanenti nastri sono caratterizzati da un massimo valore di Tv,Ed = 2700 daN in condizione sismica (kmod = 1.00 – azione istantanea per LL in Classe di servizio 1 elementi protetti). Si verifica l’unione nastro forato 80 x 1.5 mm con elementi in GL32h della copertura. Il nastro è costituito da acciaio S350GD normato dalla EN 10326: carico di snervamento: 350 MPa carico di rottura: 420 MPa Per uniformità si mantengono i medesimi chiodi Tipo Anker 6.0 x 80 mm della Rothoblaas

Verifica resistenza a trazione nastro forato

Resistenza plastica della sezione lorda A: Npl,Rk = 34.00 kN Npl,Rd = 34.00 kN x 1.0/1.05 = 32.40 kN > 27.00 kN La rottura della sezione netta Anet in corrispondenza dei fori è: Na,Rd = 0.9 x Anet x fuk/γM2 = 0.9 x (80 – 4 x 5) x 1.5 x 420/1.25 = 27.20 kN Verificato

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Ogni chiodo per legno Tipo Anker LBA della Rothoblaas® o similare 6.0 x 80 mm Vk = 3.43 kN Vd = 3.43 x 1.00/1.5 = 2.28 kN

N° totale viti 27.00 kN/2.28kN = 11.80 viti arrotondati a 12.00. L’elemento d’attacco con piastra può contenere massimo 23 chiodi: verificato.

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Verifica nodo correnti – telaio

Si considera l’impiego di una coppia di viti VGS 9 x 160 mm della Rothoblaas o similare. La sezione dei correnti in C24 – S10 è 140 x 160 mm.

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T22 = 250 daN T33 = 100 daN

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Fz,d = 3.00 kN Fy,d = 1.00 kN

Rv,Rd = 0.9 x 5.06/1.5 = 3.03 kN x 2 = 6.06 kN

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Rax,Rd = 0.9 x 7.31/1.5 = 4.38 kN x 2 = 8.78 kN (Fz,d /Rv,Rd)

2 + (Fy,d /Rax,Rd)2 = (3.00/6.06)2 +(1.00/8.78)2 = 0.26 < 1 verificato

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Verifica nodo alla base

I valori degli sforzi sono riportati col sengo ricavato dal modello, nel rispetto di quanto segue: Ipotizzando una sezione non ruotata, le convenzioni sui segni sono le seguenti: N Positivo se di trazione V2 Positivo se induce un incremento di momento M33 V3 Positivo se induce un incremento di M22 M2 Positivo se tende le fibre di sinistra M3 Positivo se tende le fibre inferiori MT Positivo se orario Si analizzano i nodi aventi i momenti flettenti massimi e conseguentemente i valori di taglio e sforzo normale corrispondenti. M33max = 3.9exp5 daNcm T22 = -1350 daN T33 = + 455 daN M22 = + 7100 daNcm N = -3250 daN compressione α = 71° Si può notare come i valori fuori piano (M22 e T33) siano del tutto trascurabili. La flangia in acciaio S275 spessore 20 mm è stata già verificata nel modello. Si analizzano i nodi aventi i valori di sforzo assiale massimi e conseguentemente i valori di momento e taglio corrispondenti. M33 = 5exp4 daNcm

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T22 = -200 daN T33 = -1050 daN M22 = -2.5exp4 daNcm Nmax = 1.1exp4 daN trazione α = 71° La flangia in acciaio S275 spessore 20 mm è stata già verificata nel modello. Per quanto espresso nel § 7.7.6 per la verifica del nodo struttura – parete in c.a. i valori dopra riportati devono essere amplificati di un coefficiente 1.1 (§ 7.2.6 per CD B). D’altra parte al § 7.7.3 è riportato che: “[…] Strutture isostatiche in genere, archi a due cerniere, travi reticolari con connettori, in mancanza di specifiche valutazioni, sono da considerare come strutture a-venti una scarsa capacità di dissipazione energetica, alle quali si deve dunque assegnare un fattore di struttura q0 non superiore a 1,5. Si assume sempre q = q0 ×KR ≥1,5 , attribuendo a KR i valori indicati nel § 7.3.1. […]”. Interviene a dissipare ogni interpretazione quanto riportato nell’EC8 UNI EN 1998 – 1 : 2005: “ Come caso limite, per la progettazione di strutture classificate come non dissipative, non si tie-ne in alcun conto la dissipazione isteretica di energia e il coefficiente di comportamento non può essere preso, in generale, maggiore del valore 1.5 considerato per tener conto delle sovraresistenze”. Tale concetto è infine ben esplicitato nelle nuove NTC 2018 (Tabella 7.3.1). A favore di sicurezza si moltiplicano comunque per 1.1 i valori del taglio e del momento in quanto la compressione è a favore di sicurezza. Nel caso di trazione anch’essa verrà incrementata del 10 %.

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Il sistema di unione con la sottostante parete in c.a. C32/40 avviene con piastra in acciaio S275 spessore come da dimensionamento sotto riportato (32 mm) e tiranti in barre M22 Classe 8.8 dado 8. Solo i valori sismici sopra riportati sono considerati amplificati per 1.10.

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Si procede al dimensionamento dei tirafondi φ20 dotati di rosetta diametro 80 mm spessore 15 mm.

da "Strutture in acciaio" - Ballio-Mazzolani

Diametro tirafondi φ = 20 mm

Area tirafondi A = 314 mm2

Tensione massima sul singolo tirafondo σS = 276,7 N/mm2

Sollecitazione massima sul singolo tirafondo N = 86928N

Resistenza cilindrica cls fc,k = 32 N/mm2

Coefficiente di sicurezza del cls. ϒc = 1,5

fad,d = 0.28*(fck/γc)0.5

fad,d = 1,29 MPa

Distanza minima del tirafondo dal bordo libero del cls. a = 65 mm

Tirafondi annegati nel getto

N=[fad,d*π*φ*L/(1+φ/a)2]Da cui si ricava L minimo Lmin = 1829 mm

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Tirafondi a testa a martello

Diametro rosetta (d > φ) d = 80 mm

N=[fad,d*π*φ*L/(1+φ/a)2]+(fcd*α*π*d2/4)Per L > a : α = (1-r/a) con r=d/2 α = 0,38

Contributo della rosetta : N=(fcd*α*π*d2/4) NR = 61865 N

Da cui si ricava L minimo a filo rosetta Lmin = 527 mm Verifica saldature. Verifica saldature tra lama in acciaio e piastra di base. Si assume un’altezza di gola minima pari a 20 mm. Il DM2008 permette la verifica considerando la sezione di gola in posizione ribaltata (metodo della sfera mozza) secondo le seguenti relazioni:

Il taglio induce una trazione sulla saldatura:

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τ// = T/2La = 1.10 x 20000 N/2 x 240 x 20 ~ 3 N/mm2 Infine si considera il momento pari a M = 4000 daNm = 40000000 Nmm, agente frontalmente sulla saldatura. n⊥ =M/2W =3 M/aL2 = 3 x 1.10 x 40000000 Nmm/20 x 2402 ~ 115 N/mm2 Non viene computato N in quanto nella combinazione è di compressione, pertanto non di tiro ortogonale alla saldatura.

Dalla prima relazione sopra riportata: t ~ 115 N/mm2 < 0.70 x 275/1.25 = 154 N/mm2 avendo assunto in sicurezza γ = 1.25. Dalla seconda relazione sopra riportata: t = 124 N/mm2 < 0.85 x 275/1.25 = 187 N/mm2

avendo assunto in sicurezza γ = 1.25. Altro metodo è quello di considerare la sezione di gola nella sua effettiva posizione; si può assumere la seguente condizione di resistenza:

dove ftk è la resistenza a rottura del più debole degli elementi collegati, β = 0,80 per acciaio S235, 0,85 per acciaio S275, 0,90 per acciaio S355, 1,00 per acciaio S420 e S460. 115 N/mm2 < 275/(0.85 x 1.25) = 258 N/mm2. Come ulteriore verifica si considera la combinazione in cui N = 110 kN di trazione.

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τ// = T/2La = 1.10 x 10500 N/2 x 240 x 20 ~ 2 N/mm2 n⊥ =M/2W =3 M/aL2 = 3 x 1.10 x 5000000 Nmm/20 x 2402 ~ 20 N/mm2 τ⊥ =N/2La = 1.10 x 110000/2 x 240 x 20 ~ 15 N/mm2 n⊥ =N/2La = 1.10 x 110000/2 x 240 x 20 ~ 15 N/mm2 Come si può facilmente notare i valori sono inferiori a quelli sopra determinati.

Verifica nodo ingresso

Il valore massimo dello sforzo di trazione sul tirante φ16 in acciaio S275 è pari a 1200 daN. Tale valore risulta inferiore a quello precedentemente determinato per i nodi dei telai. Adottando la medesima tecnica di unione si ottiene quanto di seguito illustrato. Il tirante è reso solidale al nodo mediante una unione tra le due piastre da 5 mm ed una interna da 10 mm, sulla quale è saldato il tirante. La saldatura della flangia sul tirante è sollecitata a trazione; determiniamo le caratteristiche della saldatura, considerando l’unione a cordoni laterali resistenti.

a = 7 mm

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Verifica del tirante: Ft,Rd = 275 x 201/1.25 = 44.22 kN > 12.00 kN verificato Verifica del bullone e delle piastre. Si considera di impiegare un unico bullone M16 Classe Vite 8.8 Classe Dado 8, da cui ne consegue la verifica a taglio del bullone: Fv,Rd = 0.6 x fub x As/γM2 = 0.6 x 800 x 157/1.25 = 60.28 kN > 12.00 kN verificato Resistenza a rifollamento: e1 = 50 mm e2 = 50 mm d0 = 18 mm fub = 800 MPa fu = 430 MPa t = 5 mm d = 16 mm αb = min (0.926; 1.86; 1) = 0.926 k1 = min (6.078; 2.5) = 2.5 Fb,Rd = 63.71 kN > 12.00 kN verificato Resistenza del piatto di collegamento Area netta: Anetta = 5 x 118 – 5 x 18 = 500 mm2 Nu,Rd = 0.9 x Anetta x fu/γM2 = 154.80 kN verificato Il nodo risulta essere sempre compresso; a vafore di sicurezza si considera il massimo valore di azione normale considerandolo come di trazione (5500 daN) a cui si combina il taglio di 400 daN. Valore combinato: 5550 daN praticamente in asse fibre.

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L’angolo è di circa 90° e si adotta kf = 1.06. Il fissaggio è WS 7 x 133, da cui 12.99 kN. Rd = kmod x Rv,k/γM = 0.9 x 12.99/1.45 = 8.06 kN x 1.06 = 8.55 kN.

Per determinare il numero dei connettori è necessario determinare il numero efficace degli stessi. Si considerano n = 3 = numero connettori allineati lungo la direzione della fibratura con a1 = 50 mm. neff = 3 da cui si determina il numero delle file: nfile = 55.50 kN/3 x 8.55 = 2.20 arrotondato a 3.

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Verifica unione trave IPE 200 in S275 con elementi in GL32h nell’ingresso

Il nodo viene realizzato mediante piastra e contropiastra spessore 5 mm sull’elemento 140 x 280 mm in GL32h e bulloni M12 Classe 8.8 Dado8. Lo sforzo di trazione è dato dal valore del taglio massimo che risulta sulla soprastante trave portante IPE200 in acciaio S275. Il carico è appeso e la trave è verificata nella modellazione. NEd = 4100 daN Inoltre vi è presenza di taglio dovuta allo sforzo normale agente nella trave sospesa e collegata: VEd = 300 daN Trazione su ogni singolo bullone: Nt,Ed = 41.00 kN/4 = 10.25 kN arrotondati a 11.00 kN Ft,Rd = 0.9 x 800 x 84.3/1.25 = 75 kN per vite normale verificato Ft,Rd = 0.63 x 800 x 84.3/1.25 = 32 kN per vite a testa svasata verificato Taglio su ogni singolo bullone: VEd bullone = 3.00 kN/4 = 0.75 kN arrotondati a 1.00 kN Fv,Rd = 0.6 x 800 x 84.3/1.25 = 32 kN verificato Contemporaneità di taglio e trazione sul bullone Fv,Ed/Fv,Rd + Nt,Ed/1.4 x Ft,Rd = 0.28 < 1 verificato Punzonamento del piatto Si considera il valore minore tra lo spessore della piastra/contropiastra (5 mm) e dell’ala della trave IPE (8.5 mm). Bp,Rd = 0.6 x π x dm x tp x fu/γM2 = 0.6 x 3.14 x 16 x 5 x 275/1.25 = 33 kN verificato Rifollamento del piatto Fb,Rd = k1 x ab x d x t x fu/γM2 = 2.5 x 0.833 x 16 x 5 x 275/1.25 = 36 kN verificato e1 = 35 mm e2 = 35 mm ab = 0.833 k1 = 2.5 La saldatura è prevista a = 7 mm.

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Il DM2008 permette la verifica considerando la sezione di gola in posizione ribaltata (metodo della sfera mozza) secondo le seguenti relazioni:

Il taglio induce una trazione sulla saldatura:

τ// = T/2La = 20000 N/2 x 240 x 20 ~ 3 N/mm2 Infine si considera il momento pari a M =4000 daNm = 40000000 Nmm, agente frontalmente sulla saldatura. n⊥ =M/2W =3 M/aL2 = 3 x 40000000 Nmm/20 x 2402 ~ 105 N/mm2

Dalla prima relazione sopra riportata: t ~ 106 N/mm2 < 0.70 x 275/1.25 = 154 N/mm2 avendo assunto in sicurezza γ = 1.25.

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Dalla seconda relazione sopra riportata: t = 108 N/mm2 < 0.85 x 275/1.25 = 187 N/mm2

avendo assunto in sicurezza γ = 1.25. Altro metodo è quello di considerare la sezione di gola nella sua effettiva posizione; si può assumere la seguente condizione di resistenza:

dove ftk è la resistenza a rottura del più debole degli elementi collegati, β = 0,80 per acciaio S235, 0,85 per acciaio S275, 0,90 per acciaio S355, 1,00 per acciaio S420 e S460. 106 N/mm2 < 275/(0.85 x 1.25) = 258 N/mm2.

GIUDIZIO MOTIVATO DELL’ACCETTABILITA’ DEI RISULTATI Nei paragrafi precedenti della presente relazione sono stati sviluppati modalità, verifiche e dimensionamenti relativi alle principali unioni e ai principali elementi strutturali e pertanto si ritiene rispettato quanto riportato nel paragrafo 10.2 del D.M. 14 Gennaio 2008. Per completezza di seguito si riporta la verifica relativa al taglio alla base della struttura analizzata

SLVB

ag 0,202 g N. B.: Essendo una analisi sismica di tipo non dina mico, si assume l'ordinata massimaS 1,200 dello spettro di risposta.F0 2,450

TB 0,151 sTC 0,453 sTD 2,407 sTC* 0,330 s

H 6,00 m

C1 0,050

T1 0,192 s 0,192 s < 0,906 s 2TC

q 1,50η 0,67

λ 1,00

Sd(T1) 0,396 0,395

VERIFICA TAGLIO ALLA BASE

Dati determinati

Stato limite considerato Classe di duttilità

Valore ottenuto con l'elaborazione T1

Valore ottenuto con l'elaborazione Sd

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Incidenza kN/mq mq ψ2i

W1 301,60 kN 6,91% Copertura - Carico permanente 1,30 232,00W2 240,00 kN 5,50% Elementi portanti in legno - Carico permanenteW3 0,00 kN 0,00% Copertura - Carico neve 3,00 232,00 0W4 256,00 kN 5,86% TamponamentiW5 2100,00 kN 48,08% Pareti in c.a.W6 122,00 kN 2,79% Platea in c.a.W7 18,00 kN 0,41% Travi e pilastri in c.a.W8 585,00 kN 13,39% Solaio Predalles carichi permanenti 4,50 130,00W9 481,00 kN 11,01% Solai Predalles carichi permanenti n.c.d. 3,70 130,00W10 234,00 kN 5,36% Solai Predalles carichi accidentali 3,00 130,00 0,6W11 30,00 kN 0,69% Tamponamento in vetro 0,50 60,00

ΣWi = 4367,60 kN kN

1729,22 kN

Pesi sismici determinati in modo speditivo:

Taglio sismico alla base F

///

Fxmax 769,00 kNFy 1165,00 kN

Metodo semplificato

F 1118,50 kNF 1395,70 kN

Metodo effetto combinato

F 1788,58 kN

Fx 235,00 kNFymax 2250,00 kN

Metodo semplificato

F 910,00 kNF 2320,50 kN

Metodo effetto combinato

F 2492,55 kN

Valore massimo 2492,55 kN

Conclusioni

Dati dall'elaborazione

Massa sismica

Fx + 30% Fy Fy + 30% Fx

Fx + 30% Fy Fy + 30% Fx

I valori sono del tutto confrontabili.

Tarvisio, lì 22.02.2018 IL PROGETTISTA STRUTTURALE

PIANO DI MANUTENZIONE DELLE STRUTTURE

1. PREMESSA 2. NORMATIVA DI RIFERIMENTO E BIBLIOGRAFIA TECNICA 3. PIANO DI MANUTENZIONE DELLA STRUTTURA 3.1 Manuale d’uso delle principali strutture 3.2 Programma di manutenzione delle strutture

1. PREMESSA. Al termine dei lavori e del relativo certificato di collaudo o di regolare esecuzione, le opere verranno consegnate alla proprietà. Sono pertanto a carico della stessa, le attività di ispezione, gestione e manutenzione delle opere realizzate, rimanendo altresì a carico dell’appaltatore la garanzia per le difformità e i vizi dell'opera, indipendentemente dalla intervenuta liquidazione del saldo nell’arco temporale previsto dalla vigente normativa. Il presente piano di manutenzione della parte strutturale dell’opera, redatto ai sensi del D.M. 14 gennaio 2008 art. 10.1, è relativo alle opere strutturali in oggetto.

2. NORMATIVA DI RIFERIMENTO E BIBLIOGRAFIA TECNICA.

Nei calcoli di progettazione e verifica delle strutture, si sono osservate le seguenti disposizioni normative: - Legge 1086 del 05/11/1971 - “Norme per la disciplina delle opere in conglomerato calcestruzzo armato normale o precompresso ed a struttura metallica"; - Legge 64 del 02/02/1974 - “Provvedimenti per le costruzioni con particolari provvedimenti per le zone sismiche"; - D.M. 14/01/2008 - “Norme tecniche per le costruzioni”; - D.M. 06/05/2008 - “Integrazione al decreto 14 gennaio 2008 di approvazione delle nuove Norme tecniche per le costruzioni”; - C.M. 02/02/2009 n.617 - “Istruzioni per l’applicazione nuove Norme Tecniche Costruzioni” Ed inoltre si è fatto riferimento alle seguenti normative: - UNI EN 1995-1-1:2005 “Eurocodice 5 - Progettazione delle strutture in legno - Parte 1-1: Regole generali - Regole comuni e regole per gli edifici”; - CNR-DT 206/2007: “Istruzioni per la Progettazione, l’Esecuzione ed il Controllo delle Strutture di Legno”; - Norme di prodotto e di prova UNI, EN, ISO relative ad i materiali utilizzati.

3. PIANO DI MANUTENZIONE DELLA STRUTTURA. Il piano di manutenzione è il documento complementare al progetto esecutivo che prevede, pianifica e programma, tenendo conto degli elaborati progettuali esecutivi effettivamente realizzati, l’attività di manutenzione dell’intervento al fine di mantenerne nel tempo la funzionalità, le caratteristiche di qualità, l’efficienza ed il valore economico. Il presente piano è costituito dal:

• Manuale d’uso delle strutture, che contiene le informazioni utili per i fruitori dell’opera;

• Manuale di manutenzione delle strutture, di carattere preminentemente tecnico, indica quali sono le anomalie riscontrabili nel corso di vita dell’opera strutturale ed è rivolto a figure tecniche;

• Programma di manutenzione delle strutture,

programmate per la manutenzione dell’opera prestazionali.

3.1 Manuale d’uso delle strutture.

nel quale sono indicate le cadenze temporali al fine di mantenere intatte le caratteristiche

CORPO D’OPERA: Plinti – platee - fondazioni continue o cordoli di fondazione in c.a. Descrizione: Strutture di fondazione dirette di tipo continuo, a platea o a plinto poste alla base dei pilastri e dei setti della struttura portante con il compito di trasferire le sollecitazioni statiche e sismiche della sovrastruttura al terreno. Materiali: I materiali costituenti sono generalmente salvo diverse indicazioni fornite dei disegni strutturali : Calcestruzzo classe C25/30, C32/40 e Barre di acciaio d’armatura classe B450C (per le caratteristiche meccaniche fare riferimento alla relazione sui materiali). Collocazione: Fare riferimento alle tavole degli esecutivi in c.a. Vita nominale di progetto: La vita nominale di progetto è pari a quella minima prevista dalle attuali norme per gli edifici ordinari: Vn = 50 anni. Condizioni d’uso di progetto: Le strutture sono progettate per resistere alle sollecitazioni derivanti dalla struttura per effetto dei carichi statici e sismici previsti dalle attuali Norme Tecniche delle Costruzioni (NTC 2008) e per trasferire tali sollecitazioni al terreno entro i limiti di pressioni e cedimenti imposti dal progetto. Le opere di fondazione sono interrate, non soggette alle variazioni termiche giornaliere e comunque non a diretto contatto con acque di falda, data l’assenza della stessa al livello del piano di sedime. Condizioni ambientali di progetto e presidi per la durabilità: Sono previste condizioni ambientali e di umidità ordinarie e l’assenza di cloruri ed altri agenti chimici.

Per le opere in calcestruzzo in fondazione è stata quindi prevista la classe di esposizione XC2 come descritta nelle UNI EN 206-1 e le UNI 11104. Per garantire la durabilità di tali opere durante la vita utile prevista, il calcestruzzo dovrà essere messo in opera con le modalità indicate dalla corretta regola dell’arte e dalle “Linee guida per la messa in opera del calcestruzzo strutturale e per la valutazione delle caratteristiche meccaniche del calcestruzzo” pubblicate dal Servizio Tecnico del Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici nel febbraio 2008. Il calcestruzzo inoltre dovrà garantire le prestazioni e le prescrizioni riportate nel progetto ed indicate sugli elaborati grafici e nella relazione sui materiali. Tali prescrizioni sono volte a garantire la sicurezza statica e la durabilità dei manufatti offrendo per esempio una maggiore protezione delle armature nei confronti della carbonatazione del calcestruzzo che avviene con il passare del tempo partendo dalle superfici più esterne fino a raggiungere gli strati immediatamente più profondi e nei quali sono presenti le armature in acciaio rese più vulnerabili nei confronti dei fenomeni ossidativi. Fermo restando che tali fenomeni perdurano nel tempo coinvolgendo strati di cls sempre più profondi, le prescrizioni sono volte a garantire una certa durabilità in condizioni di esercizio ordinarie durante la vita utile della struttura prevista in fase di progetto. CORPO D’OPERA: PILASTRI, TRAVI, SETTI, SOLETTE e SCALE IN C.A. Descrizione: I pilastri e le travi sono strutture di forma prismatica, con una dimensione predominante (lunghezza) rispetto alle altre due (larghezza e altezza della sezione) che costituiscono i telai in calcestruzzo armato con la funzione di recepire e trasferire al piano di fondazione le sollecitazioni statiche e sismiche derivanti dai piani della sovrastruttura. I setti si differenziano dai pilastri e dalle travi in quanto hanno due dimensioni predominanti rispetto alla terza. Materiali: I materiali costituenti sono generalmente Calcestruzzo classe C25/30, C32/40 e barre di acciaio d’armatura classe B450C (per le caratteristiche meccaniche fare riferimento alla relazione sui materiali). Collocazione: Fare riferimento alle tavole degli esecutivi in c.a. Vita nominale di progetto: La vita nominale di progetto è pari a quella minima prevista dalle attuali norme per gli edifici ordinari: Vn = 50 anni. Condizioni d’uso di progetto: I pilastri, le travi ed i setti sono elementi strutturali portanti progettati per resistere a fenomeni di pressoflessione, taglio e torsione derivanti dai carichi statici e sismici trasmessi dalla struttura. Condizioni ambientali di progetto e presidi per la durabilità: Sono previste condizioni ambientali e di umidità ordinarie e l’assenza di cloruri ed altri agenti chimici. Per le opere in calcestruzzo in elevazione è stata quindi prevista la classe di esposizione XC3 come descritta nelle UNI EN 206-1 e le UNI 11104. Per garantire la durabilità di tali opere durante la vita utile prevista, il calcestruzzo dovrà essere messo in opera con le modalità indicate dalla corretta regola dell’arte e dalle “Linee guida per la messa in opera del calcestruzzo strutturale e per la valutazione delle caratteristiche meccaniche del calcestruzzo” pubblicate dal Servizio Tecnico del Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici nel febbraio 2008. Il calcestruzzo inoltre dovrà garantire le prestazioni e le

prescrizioni riportate nel progetto ed indicate sugli elaborati grafici e nella relazione sui materiali. Tali prescrizioni sono volte a garantire la sicurezza statica e la durabilità dei manufatti offrendo per esempio una maggiore protezione delle armature nei confronti della carbonatazione del calcestruzzo che avviene con il passare del tempo partendo dalle superfici più esterne fino a raggiungere gli strati immediatamente più profondi e nei quali sono presenti le armature in acciaio rese più vulnerabili nei confronti dei fenomeni ossidativi. Fermo restando che tali fenomeni perdurano nel tempo coinvolgendo strati di cls sempre più profondi, le prescrizioni sono volte a garantire una certa durabilità in condizioni di esercizio ordinarie durante la vita utile della struttura prevista in fase di progetto. CORPO D’OPERA: STRUTTURE IN LEGNO LAMELLARE O NATURALE: TRAVI E TAVOLATO IN LEGNO E COLLEGAMENTI METALLICI. Descrizione: Tetti, solai, ballatoi o pensiline realizzati mediante travi principali in legno lamellare o naturale. Materiali: Legno lamellare o naturale con classe di resistenza indicata negli esecutivi strutturali e relative piastre metalliche o bulloneria di fissaggio. Collocazione: Fare riferimento alle tavole degli esecutivi in c.a. Vita nominale di progetto: Vn = 50 anni Condizioni d’uso di progetto: Le strutture sono progettate per resistere alle sollecitazioni derivanti dai carichi permanenti strutturali e non strutturali, dai carichi variabili dovuti alla destinazione d’uso, dal vento e dalla neve previsti dalle attuali Norme Tecniche delle Costruzioni (NTC 2008). Condizioni ambientali di progetto e presidi per la durabilità: Per le strutture che saranno realizzate sono previste condizioni ambientali ordinarie, con classe di servizio massima pari a 2, l’assenza di cloruri e altri agenti chimici e condizioni di umidità non particolarmente gravose (ambiente interno protetto).

3.2 - PIANO DI MANUTENZIONE DELLA PARTE STRUTTURALE DELL’OPERA

Opere Modalità Interventi di manutenzione Periodicità Opere in Ispezionare i manufatti e - riparazioni localizzate superficiali delle Cadenza cemento controllare: parti strutturali, da effettuare anche con annuale armato - eventuali fenomeni di materiali speciali;

deterioramento e di degrado dei - ripristino di parti strutturali in materiali; calcestruzzo armato da eseguire anche - eventuali fenomeni di dissesto delle con materiali speciali; strutture dovuti a cedimenti - protezione dei calcestruzzi da azione differenziali; disgreganti (gelo, Sali,solventi, ambiente - presenza di un quadro fessurativo aggressivo, ecc.) con eventuale che esuli dalle normali fessure dovute applicazione di film protettivi; al ritiro del calcestruzzo in fase di - protezione delle armature da azioni maturazione; disgreganti (gelo, ambiente aggressivo, - presenza di distacchi di parte ecc.); superficiale delle opere in - consultare tecnico abilitato in caso di calcestruzzo che comportino quadro fessurativo in rapida evoluzione l’esposizione all’ambiente aggressivo o interventi che vadano a variare dei ferri di armatura; dimensioni - presenza di fenomeni di risalita strutturali o carichi applicati. dell’umidità; - presenza di avvallamenti della

superficie di calpestio; - presenza di eccesso di vibrazioni o emissioni sonore delle strutture sotto carico. L’esito di ogni ispezione deve formare oggetto di uno specifico rapporto da conservare insieme alla relativa documentazione tecnica. A conclusione di ogni ispezione, inoltre, il tecnico incaricato deve, se necessario, indicare gli eventuali interventi a carattere manutentorio da eseguire ed esprimere un giudizio riassuntivo sullo stato d’opera.

Opere Modalità Interventi di manutenzione Periodicità Opere in Ispezionare i manufatti e - ripresa della passivazioni delle Cadenza Legno controllare: carpenterie in acciaio; annuale

naturale e/o - eventuali fenomeni di - consultare ditta fornitrice opere lamellare deterioramento e di degrado dei in legno lamellare e/o naturale o

materiali; ditta specializzata per interventi di - eventuali fenomeni di dissesto ripristino o sostituzione di parti delle strutture dovuti a cedimenti ammalorate differenziali; - consultare tecnico abilitato in - presenza di un quadro fessurativo caso di quadro fessurativo sulle travi e arcarecci in legno deformativo in rapida evoluzione lamellare e/o naturale; o interventi che vadano a variare - stato delle carpenterie in acciaio, dimensioni strutturali o carichi delle passivazioni e delle eventuali applicati. pitture intumescenti; - presenza di eccesso di vibrazioni o emissioni sonore delle strutture sotto carico; - presenza di eventuali infiltrazioni dalla copertura. L’esito di ogni ispezione deve formare l’oggetto di uno specifico rapporto da conservare insieme alla relativa documentazione tecnica. A conclusione di ogni ispezione, inoltre, il tecnico incaricato deve, se necessario, indicare gli eventuali interventi a carattere manutentorio da eseguire ed esprimere un giudizio riassuntivo sullo stato d’opera. il direttore dei lavori il progettista delle strutture Ing. Gianpaolo Anselmi Ing. Gianpaolo Anselmi

Il Committente