Emachines-pcdatiLavori k7RHO 60 alloggi Via MazzoProgetto ... · La struttura risulta a telaio in...

1. Premessa

Le strutture oggetto della presente relazione sono relative ai lavori di riqualificazione urbana per 60

alloggi a canone sostenibile “Mazzo-Terrazzano” in Rho.

Il complesso residenziale è costituito da due edifici di 20 e 40 alloggi secondo il seguente schema:

EDIFICIO A

EDIFICIO

BED

IFICIO C

Gli edifici si sviluppano su 5 piani fuori terra e presentano un unico piano interrato per le

autorimesse.

La struttura risulta a telaio in conglomerato cementizio armato con orizzontamenti in lastre predalles

per il solaio di primo ordine. Il piano tipo, il solaio di sesto ordine e la copertura verranno realizzati in

latero-cemento.

Le fondazioni sono costituite principalmente da travi rovesce e fondazioni sottomuro continue. Le

travi di fondazione in c.a. sono dotate di armature longitudinale in percentuale non inferiore allo 0,2 %

dell’area del calcestruzzo, sia inferiormente che superiormente, per l’intera lunghezza.

Vista la presenza del piano interrato sono stati previsti muri in c.a. per il contenimento della spinta

del terreno.

Fa parte integrante della presente relazione il documento di analisi del modello strutturale

tridimensionale costituito da 465 aste monodirezionali denominato “Relazione di calcolo e verifica

modello”.

1

L'analisi strutturale e le relative verifiche sono state sviluppate con programma automatico, la cui

affidabilità dei codici è stata validata dalla Società di software produttrice del programma. Nello

specifico si è utilizzata la versione inglese del prodotto AXIS VM10 prodotto dalla InterCad Kft

distribuito in Italia dalla S.T.A. Data di Torino – Licenza n° 4272 registrata a PRO.GE.TE Engineering –

Via Andrea Costa – Novara. Il documento di validazione è scaricabile dal sito della S.T.A. Data di Torino.

Nel citato allegato, oltre a dichiarare il tipo di analisi strutturale condotta (di tipo dinamico lineare), è

specificato il metodo adottato per la risoluzione del problema strutturale e le metodologie seguite per la

verifica o per il progetto-verifica delle sezioni oltre che indicate le combinazioni di carico adottate.

Data la quantità di informazioni prodotta dal programma è stata effettuata una sintesi efficace che

esplicita il comportamento della struttura.

2. Introduzione

Il modello della struttura tridimensionale rappresenta in modo adeguato le effettive distribuzioni

spaziali di massa, rigidezza e resistenza. Gli orizzontamenti vengono considerati infinitamente rigidi nel

loro piano in quanto realizzati in latero-cemento con soletta in c.a. di almeno 40 mm di spessore.

Per rappresentare la rigidezza degli elementi strutturali sono stati adottati modelli lineari, che

trascurano le non linearità di materiale e geometriche. Le azioni conseguenti al moto sismico sono

modellate attraverso gli spettri di risposta. Nella definizione dell’azione sismica sulla struttura, si è

conto della modifica del moto sismico indotta dall’interazione fondazione-terreno. La fondazione è stata

schematizzata con vincoli visco-elastici, caratterizzati da opportuna impedenza dinamica.

Per tenere conto della variabilità spaziale del moto sismico, nonché di eventuali incertezze nella

localizzazione delle masse, al centro di massa è stata attribuita una eccentricità accidentale, rispetto

alla sua posizione quale deriva dal calcolo, inferiore a 0,05 volte la dimensione dell’edificio misurata

perpendicolarmente alla direzione di applicazione dell’azione sismica. Detta eccentricità è assunta

costante, per entità e direzione, su tutti gli orizzontamenti.

Per l’analisi strutturale, volta alla valutazione degli effetti delle azioni, è stato adottato il metodo

dell’analisi elastica lineare. Sono state assunte :

- sezioni interamente reagenti con rigidezze valutate riferendosi al solo calcestruzzo;

- relazioni tensione deformazione lineari;

- valori medi del modulo d’elasticità.

Per la determinazione degli effetti delle deformazioni termiche, degli eventuali cedimenti e del ritiro

le analisi sono state effettuate assumendo:

- per gli stati limite ultimi, rigidezze ridotte valutate ipotizzando che le sezioni siano fessurate

assumendo una rigidezza pari alla metà di quella delle sezioni interamente reagenti;

2

- per gli stati limite di esercizio, rigidezze intermedie tra quelle delle sezioni interamente reagenti e

quelle delle sezioni fessurate.

Per le sole verifiche agli stati limite ultimi, i risultati dell’analisi elastica sono stati modificati con una

ridistribuzione dei momenti nelle travi continue con campate contigue con luci nel rapporto tra 0,5 e

2,0 , nel rispetto dell’equilibrio e delle capacità di rotazione plastica delle sezioni dove è stata localizzata

la ridistribuzione.

Il rapporto adottato tra il momento utilizzato (dopo la ridistribuzione) e il momento di calcolo è pari a :

δ = 0,85

valore compreso nei limiti previsti dall’art. 4.1.1.1 del Testo Unico delle Costruzioni.

Dal punto di vista sismico l’edificio è stato analizzato con un comportamento dissipativo con classe di

duttilità bassa. La costruzione ha uno schema strutturale iperstatico caratterizzato da regolarità in

pianta e in altezza. La forma geometrica è ricondotta ad un parallelepipedo regolare; nel caso del blocco

scale B e C ciò è stato conseguito suddividendo, mediante giunto, in unità tra loro dinamicamente

indipendenti.

Sono rispettate le seguenti condizioni

a) la configurazione in pianta è compatta e simmetrica rispetto a due direzioni ortogonali, in

relazione alla distribuzione di masse e rigidezze;

b) il rapporto tra i lati di un rettangolo in cui la costruzione risulta inscritta è inferiore a 4;

c) nessuna dimensione di eventuali rientri o sporgenze supera il 25 % della dimensione totale della

costruzione nella corrispondente direzione;

d) gli orizzontamenti sono considerati infinitamente rigidi nel loro piano rispetto agli elementi

verticali e sufficientemente resistenti.

La costruzione è considerata inoltre regolare in altezza in quanto :

e) tutti i sistemi resistenti verticali (quali telai e pareti) si estendono per tutta l’altezza della

costruzione;

f) massa e rigidezza variano gradualmente, senza bruschi cambiamenti, dalla base alla sommità

della costruzione (le variazioni di massa da un orizzontamento all’altro non superano il 25 %, la

rigidezza non si riduce da un orizzontamento a quello sovrastante più del 30% e non aumenta più

del 10%);

g) il rapporto tra resistenza effettiva e resistenza richiesta dal calcolo non è significativamente

diverso per orizzontamenti diversi (il rapporto fra la resistenza effettiva e quella richiesta, calcolata

ad un generico orizzontamento, non differisce più del 20% dall’analogo rapporto determinato per

un altro orizzontamento)ad eccezione dell’ultimo orizzontamento;

h) eventuali restringimenti della sezione orizzontale della costruzione avvengono in modo graduale

da un orizzontamento al successivo, rispettando i seguenti limiti: ad ogni orizzontamento il rientro

non supera il 30% della dimensione corrispondente al primo orizzontamento, né il 20% della

dimensione corrispondente all’ orizzontamento immediatamente sottostante ad eccezione

dell’ultimo orizzontamento.

3

La distanza tra costruzioni contigue (nello specifico il modulo della scala B rispetto a quello della scala

C dotato di giunto) è tale da evitare fenomeni di martellamento ed è superiore alla somma degli

spostamenti massimi determinati per lo SLV, calcolati per ciascuna costruzione; la distanza tra due

punti che si fronteggiano è comunque superiore ad 1/100 della quota dei punti considerati misurata

dal piano di fondazione, moltiplicata per ag·S /0,5g ≤ 1.

Il dettaglio della verifica è specificato nella citata “Relazione di calcolo e verifica modello”.

3. Riferimenti normativi

La verifica è stata redatta in conformità alle seguenti normative e leggi vigenti:

• Decreto Ministeriale 14 gennaio 2008 e relative istruzioni – “Testo Unico sulle costruzioni”

• CEN/TC 250/SC2 - Eurocode 2: Design of concrete structures;

• CEN/TC 250/SC8 - Eurocode 8: Design of masonry structures

• Circolare 2 febbraio 2009 , n. 617 C.S.LL.PP.

4. Materiali

Le caratteristiche dei materiali utilizzati sono le seguenti :

o Calcestruzzo classe C25/30

• Rck = 30 N/mm2

• fck = 25 N/mm2

• fcd = 129 daN/cm2

o Acciaio B 450C

• fyd = 3826 daN/cm2

5. Terreno di fondazione

I parametri del terreno sono indicati nella “Relazione Geologica e Geotecnica” redatta dallo Studio

Franzosi, via Vittorio Veneto, 3 – Settimo Milanese (MI). Dalle tabelle 13 e 14, presenti nella relazione

geologica menzionata si evince che i cedimenti assoluti attesi risultano pienamente compatibili con i

cedimenti massimi ammissibili per il tipo di struttura in progetto. In particolare i carichi gravanti sul

piano di fondazione saranno contenuti entro i 150 kPa, e i cedimenti assoluti non risultano maggiori di

6-7 mm.

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6. Analisi dei carichi

6.1 Classificazione delle azioni

Le azioni sono classificate in funzione della loro intensità nel tempo. Esse si suddividono in:

o Permanenti (G ): agiscono durante tutta la vita nominale della costruzione, la cui variazione di

intensità nel tempo è così piccola e lenta da poterle considerare con sufficiente approssimazione

costanti nel tempo. In particolare:

• 1G è il peso proprio di tutti gli elementi strutturali; peso proprio del terreno, quando pertinente;

forze indotte dal terreno (esclusi gli effetti di carichi variabili applicati al terreno); forze risultanti

dalla pressione dell’acqua (quando si configurino costanti nel tempo);

• 2G è il peso proprio di tutti gli elementi non strutturali e comprendono i carichi non rimovibili

durante il normale esercizio della costruzione, quali quelli relativi a tamponature esterne, divisori

interni, massetti, isolamenti, pavimenti e rivestimenti del piano di calpestio, intonaci,

controsoffitti, impianti ed altro, ancorché in qualche caso sia necessario considerare situazioni

transitorie in cui essi non siano presenti.;

o Variabili (Q ) : rappresenta le azioni sulla struttura o sull’elemento strutturale con valori istantanei

che possono risultare sensibilmente diversi fra loro nel tempo;

o P pretensione e precompressione;

o E rappresenta le azioni sismiche derivanti dai terremoti.

6.2 Combinazione delle azioni

Le opere e le varie tipologie strutturali devono possedere i seguenti requisiti:

o sicurezza nei confronti di stati limite ultimi (SLU): capacità di evitare crolli, perdite di equilibrio e

dissesti gravi, totali o parziali, che possano compromettere l’incolumità delle persone ovvero

comportare la perdita di beni, ovvero provocare gravi danni ambientali e sociali, ovvero mettere fuori

servizio l’opera;

o sicurezza nei confronti di stati limite di esercizio (SLE): capacità di garantire le prestazioni previste

per le condizioni di esercizio;

Ai fini delle verifiche degli stati limite si definiscono, quindi, le seguenti combinazioni delle azioni:

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

30332022112211 KQKQKQPGG QQQPGG ⋅⋅+⋅⋅+⋅+⋅+⋅+⋅ ψγψγγγγγ

dove:

5

• 1Gγ è il coefficiente parziale del peso proprio della struttura;

• 2Gγ coefficiente parziale dei pesi propri degli elementi non strutturali;

• jQγ coefficiente parziale delle azioni variabili.

o Combinazione frequente, generalmente impiegata per gli stati limite di esercizio (SLE) reversibili:

32322211121 KKK QQQPGG ⋅+⋅+⋅+++ γγγ

Nella definizione delle combinazioni delle azioni che possono agire contemporaneamente, i termini

kjQ rappresentano le azioni variabili della combinazione, con 1kQ azione variabile dominante e 2kQ , 3kQ

, azioni variabili che possono agire contemporaneamente a quella dominante. Le azioni variabili kjQ

vengono combinate con i coefficienti di combinazione j0ψ , j1ψ e j2ψ , i cui valori sono forniti nel §

2.5.3, Tab. 2.5.I dell’ N.T.C. 2008, per edifici civili.

6.3 Carichi variabili

I carichi variabili comprendono i carichi legati alla destinazione d’uso dell’opera. Dato che gli edifici

rientrano nella categoria A, che riguarda gli ambienti ad uso residenziale, assumono i seguenti valori:

o carichi verticali uniformemente distribuiti kq =2,00 kN/m2;

o carichi verticali concentrati kQ =2,00 kN;

o carichi orizzontali lineari kH =1,00 kN/m;

6.4 Carico neve

Il carico provocato dalla neve sulle coperture sarà valutato mediante la seguente espressione:

teskis CCqq ⋅⋅⋅= µ

dove:

• sq è il carico neve sulla copertura;

• iµ è il coefficiente di forma della copertura, che è pari a 0,8 in funzione dell’ angolo di

inclinazione della copertura;

• skq è il valore caratteristico di riferimento del carico neve al suolo [kN/m2], per un periodo di

ritorno di 50 anni, ed è pari a 1,50 kN/m2;

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• eC è il coefficiente di esposizione considerato pari a 1;

• tC è il coefficiente termico pari a 1;

Si ipotizza che il carico agisca in direzione verticale e lo si riferisce alla proiezione orizzontale della

superficie della copertura. Il valore del carico della neve risulta:

=⋅⋅⋅= teskis CCqq µ 1,20 kN/m2

6.5 Azione del vento

La pressione del vento è data dall’espressione:

dpeb cccqp ⋅⋅⋅=

dove:

• bq è la pressione cinetica di riferimento;

• ec è il coefficiente di esposizione;

• pc è il coefficiente di forma (o coefficiente aerodinamico), funzione della tipologia e della

geometria della costruzione e del suo orientamento rispetto alla direzione del vento. Il suo

valore può essere ricavato da dati suffragati da opportuna documentazione o da prove

sperimentali in galleria del vento;

• dc è il coefficiente dinamico con cui si tiene conto degli effetti riduttivi associati alla non

contemporaneità delle massime pressioni locali e degli effetti amplificativi dovuti alle

vibrazioni strutturali.

Pressione cinetica di riferimento

Per il calcolo della pressione cinetica di riferimento si fa riferimento alla seguente formula:

2

21

Bb vq ⋅= ρ

dove:

• Bv è la velocità di riferimento del vento pari a 25 m/s;

• ρ è la densità dell’aria assunta convenzionalmente costante e pari a 1,25 kg/m3.

=⋅= 2

21

Bb vq ρ 390,63 N/m2

Coefficiente di esposizione

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Il coefficiente di esposizione ec dipende dall’altezza z sul suolo del punto considerato, dalla topografia

del terreno, e dalla categoria di esposizione del sito ove sorge la costruzione. In assenza di analisi

specifiche che tengano in conto la direzione di provenienza del vento e l’ effettiva scabrezza e topografia

del terreno che circonda la costruzione, per altezze sul suolo non maggiori di z = 200 m, esso è dato

dalla formula:

)()( minzczc ee =

Ne consegue che il coefficiente di esposizione ec risulta pari a 2,24.

Coefficiente dinamico

Il coefficiente dinamico tiene in conto degli effetti riduttivi associati alla non contemporaneità delle

massime pressioni locali e degli effetti amplificativi dovuti alla risposta dinamica della struttura. Esso

può essere assunto cautelativamente pari ad 1 nelle costruzioni di tipologia ricorrente, quali gli edifici di

forma regolare non eccedenti 80 m di altezza.

Coefficiente di forma

Per la valutazione della pressione esterna si assumerà per elementi sopravento, con inclinazione

sull’orizzontale 0°<α <20° e per elementi sottovento (intendendo come tali quelli non direttamente

investiti dal vento o quelli investiti da vento radente) ecp = -0,4.

Azione del vento

L’azione del vento risulta quindi:

=⋅⋅⋅= dpeb cccqp - 0,35 kN/m2

Per l’ analisi dei carichi l’azione del vento si considera positiva a vantaggio di sicurezza.

6.6 Azioni sismiche

Le strutture soggette ad azione sismica sono state analizzate tramite il D.M. 14/01/2008, che

considera un’analisi lineare o non lineare.

Il metodo d’analisi lineare di riferimento per determinare gli effetti dell’azione sismica, sia su sistemi

dissipativi sia su sistemi non dissipativi, adottato nella presente relazione è l’analisi modale con

spettro di risposta o “analisi lineare dinamica”.

Il procedimento sviluppato è consistito :

• nella determinazione dei modi di vibrare della costruzione (analisi modale);

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• nel calcolo degli effetti dell’azione sismica, rappresentata dallo spettro di risposta di progetto, per

ciascuno dei modi di vibrare individuati;

• nella combinazione di questi effetti.

L’analisi modale consiste nella soluzione delle equazioni del moto della costruzione, considerata

elastica, in condizioni di oscillazioni libere (assenza di forzante esterna) e nella individuazione di

particolari configurazioni deformate che costituiscono i modi naturali di vibrare di una costruzione.

Questi modi di vibrare sono una caratteristica propria della struttura, in quanto sono individuati in

assenza di alcuna forzante, e sono caratterizzate da un periodo proprio di oscillazione T, da uno

smorzamento convenzionale ξ , caratteristiche proprie degli oscillatori elementari (sistemi dinamici ad

un grado di libertà), nonché da una forma. Nella presente verifica si è assunto che i modi di vibrare

abbiano tutti lo stesso valore dello smorzamento convenzionale ξ pari al 5%.

Qualunque configurazione deformata di una costruzione, e quindi anche il suo stato di

sollecitazione, può essere ottenuta come combinazione di deformate elementari, ciascuna con la forma

di un modo di vibrare. Ovviamente, in funzione dell’azione che agisce sulla costruzione, alcuni modi di

vibrare avranno parte più significativa di altri nella descrizione della conseguente configurazione

deformata. La massa partecipante di un modo di vibrare esprime la quota parte delle forze sismiche di

trascinamento, e quindi dei relativi effetti, che il singolo modo è in grado di descrivere. Per poter cogliere

con sufficiente approssimazione gli effetti dell’azione sismica sulla costruzione, è opportuno considerare

tutti i modi con massa partecipante superiore al 5% e comunque un numero di modi la cui massa

partecipante totale sia superiore all’85%, trascurando solo i modi di vibrare meno significativi in termini

di massa partecipante.

L’utilizzo dello spettro di risposta consente di calcolare gli effetti massimi del terremoto sulla

costruzione associati a ciascun modo di vibrare. Poiché durante il terremoto, tuttavia, gli effetti massimi

associati ad un modo di vibrare non si verificano generalmente nello stesso istante in cui sono massimi

quelli associati ad un altro modo di vibrare, tali effetti non possono essere combinati tra di loro

mediante una semplice somma ma con specifiche regole di combinazione, di natura probabilistica, che

tengono conto di questo sfasamento temporale. Se il periodo di vibrazione di ciascun modo differisce di

almeno il 10% da quello di tutti gli altri, la combinazione degli effetti relativi ai singoli modi può essere

effettuata valutando la combinazione come radice quadrata della somma dei quadrati (Square Root of

Sum of Squares o SRSS) degli effetti relativi a ciascun modo, secondo l’espressione:

( ) 2/12iiEE ∑=

con:

• E valore combinato dell’effetto ed iE valore dell’effetto relativo al modo i.

Tale regola deriva dall’ipotesi che i contributi massimi dei singoli modi non siano correlati e non si

verifichino contemporaneamente. La possibilità che i massimi contributi modali siano correlati può

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essere tenuta in conto attraverso la combinazione quadratica completa (Complete Quadratic

Combination o CQC):

( ) 2/1jiijij EEE ⋅⋅⋅= ∑∑ ρ

con:• jE valore dell’effetto relativo al modo j;

• ijρ coefficiente di correlazione tra il modo i e il modo j, calcolato con formule di comprovata

validità quale:

( )( ) 222222

2/3

4)1(4)1(

8

ijjiijijjiij

ijjijijiij βξξββξξβ

βξβξξξρ

++++−

+=

dove:

• ξ smorzamento viscoso dei modi i e j;

• ijβ è il rapporto tra l’inverso dei periodi di ciascuna coppia i-j di modi ( ijij TT /=β ).

Periodo di ritorno

Nei confronti delle azioni sismiche gli stati limite, sia di esercizio che ultimi, sono individuati

riferendosi alle prestazioni della costruzione nel suo complesso, includendo gli elementi strutturali,

quelli non strutturali e gli impianti.

In particolare i periodi di ritorno TR per la definizione dell’azione sismica sono:

STATO LIMITE TR

SLEStato Limite di Operatività (SLO) 30Stato Limite di Danno (SLD) 50

SLUStato Limite di salvaguardia della Vita (SLV) 475Stato Limite di prevenzione del Collasso (SLC) 975

Le azioni sismiche su ciascuna costruzione vengono valutate in relazione ad un periodo di

riferimento VR che si ricava, per ciascun tipo di costruzione, moltiplicandone la vita nominale NV per il

coefficiente d’uso UC :

UNR CVV ⋅=

dove:

• UC è il valore del coefficiente d’uso ed è definito al variare della classe d’uso dell’ edificio, che

nel presente caso risulta pari a 1,0. Da tabella 2.4 II delle N.T.C. 2008 si ricava che il valore

del coefficiente d’uso Cu è pari a 1.

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• NV è la vita nominale di un’opera strutturale, intesa come il numero di anni nel quale la

struttura, purché soggetta alla manutenzione ordinaria, deve potere essere usata per lo scopo

al quale è destinata. La vita nominale della struttura in oggetto risulta di 50 anni.

50=⋅= UNR CVV

Spettro di risposta

Per la costruzione dello spettro di risposta dello Stato Limite SLC sono stati utilizzati i seguenti

parametri:

• 5,1=SS

• 556,1=CC

• 0,1=TS ricavato dalla categoria topografica T1;

• 0,10 =q

• 5,1=q

• 667,0=η

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Calcolo dell’azione sismica

L’azione sismica è stata combinata con le altre azioni attraverso la seguente relazione:

∑++++j

kjjQEPGG 221 ψ

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6.7 Carico permanenti : murature

Muratura 1 - Livello 1Descrizione: Muratura perimetrale 45 cm

Peso proprio 900 daN/m

Muratura 2 - Livello 1Descrizione: Muratura separazione appartamenti 32 cm


Muratura 1 - Piano TipoDescrizione: Muratura perimetrale 45 cm


Muratura 2 – Piano TipoDescrizione: Muratura separazione appartamenti 32 cm


Muratura 1 - Livello 6Descrizione: Muratura perimetrale 27 cm


6.8 Carichi totali nei solai

Si riportano le tabelle di calcolo dei carichi del solaio.

Solaio Tipo 1 - Livello 1Descrizione: Solaio in lastre predalles 4+16+4 = 24 cm

Peso proprio 360 daN/m2

Sovraccarico permanente 250 daN/ m2

Sovraccarico accidentale 200 daN/ m2

Carichi permanenti aggregati 610 daN/ m2

Carichi accidentali aggregati 200 daN/ m2

Totale carichi 810 daN/ m2

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Peso proprio 360 daN/ m2






Solaio Tipo 3 Livello 1Descrizione: Solaio in lastre predalles 4+16+4 = 24 cm





Carichi accidentali aggregati 250 daN/m2Totale carichi 960 daN/ m2








Solaio Tipo 1 – Piano TipoDescrizione: Solaio laterocementizio 20+4 = 24 cm







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Solaio Tipo 2 – Piano TipoDescrizione: Solaio laterocementizio 20+4 = 24 cm







Solaio Tipo 1 - Livello 6Descrizione: Solaio laterocementizio 16+4 = 20 cm







Solaio Tipo 2 - Livello 6 (con appoggio Copertura)Descrizione: Solaio laterocementizio 16+4 = 20 cm



Sovraccarico accidentale 212,5 daN/ m2


Carichi accidentali aggregati 212,5 daN/ m2

Totale carichi 772,5 daN/ m2

Solaio Tipo 1 - Livello 7 (Copertura latero-cementizia)Descrizione: Solaio laterocementizio 16+4 = 20 cm



Sovraccarico accidentale 162,5 daN/ m2


Carichi accidentali aggregati 162,5 daN/ m2

Totale carichi 522,5 daN/ m2

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7. Prescrizioni minime delle sezioni

Armatura delle traviCon riferimento al par. 4.1.6.1.1 del Testo Unico delle Costruzioni l’area dell’armatura longitudinale

in zona tesa non deve essere inferiore a:

dbffA tyk

ctms ⋅⋅= 26,0min,

e comunque non minore di dbt ⋅⋅0013,0 .

dove:• tb rappresenta la larghezza media della zona tesa;

• d è l’altezza utile della sezione;

• ctmf è il valore medio della resistenza a trazione assiale;

• ykf è il valore caratteristico della resistenza a trazione dell’armatura ordinaria.

Negli appoggi di estremità all’intradosso deve essere disposta un’armatura efficacemente ancorata,

calcolata per uno sforzo di trazione pari al taglio.

Nella progettazione esecutiva è stata adottata un’armatura minima longitudinale non minore

di dbt ⋅⋅0015,0 (0,15 % dell’area del conglomerato cementizio).

L’armatura trasversale delle travi è costituita dalle staffe con sezione complessiva non inferiore a :

Ast = 1,5 b mm2/m

essendo b lo spessore minimo dell’anima in millimetri, con un minimo di tre staffe al metro e

comunque passo non superiore a 0,8 volte l’altezza utile della sezione. Relativamente ai solai H=24 cm

sia in predalles che in latero-cemento, in tutte le travi in spessore, definita d l’altezza utile della sezione

pari a 22 cm, l’interasse delle staffe fuori dalla zona di sovrapposizione è pari a 17,5 cm inferiore al

limite di 17,6 previsto dalla norma.

Nei solai in laterocemento del piano sesto e copertura di altezza totale H=20 cm, viste le

considerazioni di cui sopra l’interasse delle staffe fuori dalla zona di sovrapposizione è invece pari a 15

cm avendo considerato una altezza utile d pari a 18,75 cm.

In tutte le altre travi, sia in spessore di solaio di altezza superiore sia rialzate o ribassate

l’interasse delle staffe è fissato in 20 cm.

Ad eccezione della collaborazione al taglio del conglomerato cementizio tutta l’armatura necessaria

per il taglio è costituita dalle staffe.

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Armatura dei pilastriCon riferimento al par. 4.1.6.1.2 nel caso di elementi sottoposti a prevalente sforzo normale, le barre

parallele all’asse devono avere diametro maggiore od uguale a 12 mm e non potranno avere interassi

maggiori di 300 mm. Inoltre la loro area non deve essere inferiore a:

)/(10,0min, ydeds fNA =

E comunque non minore di 0,003 cA .

dove:

• ydf è la resistenza di calcolo dell’armatura (riferita allo snervamento);

• edN è la forza di compressione assiale di calcolo;

• cA è l’area di calcestruzzo;

Nei pilastri l’armatura minima, riferita all’ultimo livello (dal piano sottotetto alla copertura) è non

inferiore a 0,008 cA ; in tutti gli altri pilastri la percentuale geometrica dell’armatura riferita all’area

effettiva del calcestruzzo è superiore all’1%. Le armature trasversali sono poste ad interasse non

maggiore di 12 volte il diametro minimo delle barre impiegate per l’armatura longitudinale, con un

massimo di 250 mm. Nello specifico, poiché il diametro minimo è 12 mm (sempre nell’ultimo livello)

l’interasse fuori dalle zone di infittimento è inferiore a 12 x 12 = 144 mm (il valore adottato, che

consente un interasse costante, è pari a 140 mm). Il diametro delle staffe è pari a 8 mm > di 6 mm e

di ¼ del diametro massimo delle barre longitudinali (diam 18).

La dimensione minima dei pilastri in tutti i piani è pari a 250 mm mentre nella zona del

compartimento antincendio costituito dall’autorimessa è pari a 350 mm al fine di garantire, con

l’adeguato copriferro, la resistenza al fuoco minima R 90.

Le prescrizioni per le membrature di conglomerato cementizio armato a prevalente sviluppo

monodimensionale o a parete risultano rispettate con riferimento al par. 4 del Testo Unico delle

Costruzioni. I dettagli costruttivi degli elementi sono verificabili negli elaborati grafici a corredo.

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8. Resistenza al fuoco

La resistenza al fuoco è la capacità di una costruzione, di una parte di essa o di un elemento

costruttivo di mantenere, per un tempo prefissato, la capacità portante, l’isolamento termico e la tenuta

alle fiamme, ai fumi e ai gas caldi della combustione nonché tutte le altre prestazioni se richieste.

Per la resistenza al fuoco degli elementi si è fatto riferimento al D.M. 16/02/2007 con in metodo di

verifica tabellare.

9. Controlli di accettazione

Il Direttore dei Lavori ha l’obbligo di eseguire controlli sistematici in corso d’opera per verificare la

conformità delle caratteristiche del calcestruzzo messo in opera rispetto a quello stabilito dal progetto e

sperimentalmente verificato in sede di valutazione preliminare.

Il controllo di accettazione va eseguito su miscele omogenee e si configura, in funzione del quantitativo

di calcestruzzo in accettazione, nel:

• controllo di tipo A per quantitativo di miscela omogenea non maggiore di 300 m3;

• controllo di tipo B per la realizzazione di opere strutturali che richiedano l’impiego di più di 1500

m3 di miscela omogenea, è obbligatorio il controllo di accettazione di tipo statistico (tipo B). Il

controllo è riferito ad una definita miscela omogenea e va eseguito con frequenza non minore di

un controllo ogni 1500 m3 di calcestruzzo. Per ogni giorno di getto di miscela omogenea va

effettuato almeno un prelievo, e complessivamente almeno 15 prelievi sui 1500 m3. Se si eseguono

controlli statistici accurati, l’interpretazione dei risultati sperimentali può essere svolta con i

metodi completi dell’analisi statistica assumendo anche distribuzioni diverse dalla normale. Si

deve individuare la legge di distribuzione più corretta e il valor medio unitamente al coefficiente di

variazione (rapporto tra deviazione standard e valore medio). In questo caso la resistenza minima

di prelievo R1 dovrà essere maggiore del valore corrispondente al frattile inferiore 1%. Per

calcestruzzi con coefficiente di variazione ( mRs / ) superiore a 0,15 occorrono controlli più

accurati, integrati con prove complementari. Non sono accettabili calcestruzzi con coefficiente di

variazione superiore a 0,3.

Gli interventi richiedono un quantitativo di conglomerato cementizio superiore a 1500 m3. Ne

consegue che i controlli di accettazione sulle strutture saranno del tipo B. Nel dettaglio saranno

effettuati almeno 25 prelievi (costituiti ciascuno da due provini) nelle seguenti scadenze :

a) getto delle fondazioni (n° 2 prelievi)

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b) getto dei pilastri 1 livello (n° 1 prelievo)

c) getto delle pareti perimetrali (n° 2 prelievi)

d) getto del solaio primo ordine (n° 2 prelievi)

e) getto dei pilastri 2, 3, 4, 5 livello (n° 4 prelievi)

f) getto di ogni solaio del piano tipo (n° 8 prelievi)

g) getto dei pilastri 6 livello (n° 1 prelievo)

h) getto del solaio sesto ordine (n° 2 prelievi)

i) getto dei pilastri 7 livello (n° 1 prelievo)

j) getto del solaio di copertura (n° 2 prelievi)

Per quanto non specificato si rimanda alla relazione allegata alla presente.

Novara,

Il tecnico progettista

Dejana Ing. Mauro

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Emachines-pcdatiLavori k7RHO 60 alloggi Via MazzoProgetto ... · La struttura risulta a telaio in...

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