1.PREMESSA pag RIFERIMENTI NORMATIVI pag DURABILITA' STRUTTURALE pag MATERIALI pag INQUADRAMENTO GEOLOGICO TECNICO pag.

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2 1.PREMESSA pag. 4 2.RIFERIMENTI NORMATIVI pag. 6 3.DURABILITA' STRUTTURALE pag Classi di esposizione pag Copriferri delle armature pag. 7 4.MATERIALI pag. 8 5.INQUADRAMENTO GEOLOGICO TECNICO pag METODO DI CALCOLO STRUTTURALE DELLE OPERE pag Analisi di calcolo pag Valutazione della sicurezza pag Stati limite ultimi pag Legami costitutivi dei materiali pag Azioni sulle costruzioni pag Descrizione dell azione sismica pag Analisi sismica statica pag Combinazione dell azione sismica con le altre azioni pag Analisi allo S.L.E. pag OPERE DI PROGETTO pag Fabbricato di stazione Descrizione pag Analisi dei carichi Verticali pag Spinta delle terre pag Analisi FEM pag Verifica spostamenti allo SLD in fase sismica pag Incidenza armature e materiali in opera pag Dimensionamento solai pag Solaio quota pag Solaio quota pag Solaio quota pag Sbalzi copertura pag

3 7.2 Cunicolo pag Analisi dei carichi Verticali pag Azioni Orizzontali pag Analisi FEM pag Incidenza armature e materiali in opera pag Pensilina pag Condizioni di carico elementari pag Carichi permanenti pag Carichi accidentali pag Azione sismica pag Combinazioni di carico pag Modellazione numerica pag Deformata struttura pag Diagrammi delle sollecitazioni pag Verifiche della aste pag Verifiche nodo trave colonna pag Verifiche fondazione pag. 97 ALLEGATO: OUTPUT ANALISI F.E.M. DELLE VERIFICHE STRUTTURALI - 3 -

4 1. PREMESSA La presente relazione è inerente al progetto definitivo per il rifacimento della stazione di esazione della Tangenziale di Napoli in località Capodimonte. Sono previste opere strutturali relativamente alla realizzazione di un fabbricato di stazione, di una pensilina di copertura dei varchi (piste) di uscita dalla tangenziale ed annesso cunicolo di collegamento tra l edificio tecnico ed i varchi stessi. La relazione è stata redatta in conformità a quanto stabilito dall art. 31 del D.P.R. 554/99. Le verifiche presentate nei seguenti paragrafi sono state svolte alla luce del Decreto Ministeriale del 14 gennaio 2008 secondo il metodo degli stati limite

5 2. RIFERIMENTI NORMATIVI Le verifiche geotecniche e strutturali relative all intervento in esame è stato condotto secondo quanto prescritto dalle seguenti Normative: Legge n.1086 del 5 novembre 1971 Norme per la disciplina delle opere di conglomerato cementizio armato, normale e precompresso ed a struttura metallica. Legge 2/2/74 n. 64 Provvedimenti per costruzioni con particolari prescrizioni per zone sismiche. D.M. LL.PP. 11 Maggio 1988 Norme tecniche riguardanti le indagini sui terreni e sulle rocce, la stabilità dei pendii naturali e delle scarpate, i criteri generali e le prescrizioni per la progettazione, l esecuzione e il collaudo delle opere di sostegno delle terre e delle opere di fondazione. - D.M. LL.PP. del 14/02/1992 Norme tecniche per l'esecuzione delle opere in cemento armato normale e precompresso e per le strutture metalliche. D.M. LL.PP. 9 gennaio 1996 Norme tecniche per l esecuzione delle opere in cemento armato normale e precompresso e per le strutture metalliche. D.M. LL.PP. 16 gennaio 1996 Norme tecniche relative a: Criteri generali per la verifica della sicurezza delle costruzioni e dei carichi e sovraccarichi. Circ. Min LL.PP., 15 ottobre 1996, n. 252 Istruzioni per l applicazione delle norme tecniche per il calcolo, l esecuzione e il collaudo delle opere in cemento armato normale e precompresso e per le strutture metalliche di cui al D.M.LL.PP. 9 gennaio Circolare Ministero LL.PP. 10 Aprile 1997 n 65/AA.GG. Istruzioni per l'applicazione delle Norme Tecniche per le costruzioni in zone sismiche di cui al D.M. 16 Gennaio Delibera 5447 del 7 novembre 2002 Aggiornamento della classificazione sismica del territorio regionale Ordinanza n 3274 del 20 Marzo 2003 Primi elementi in materia di criteri generali per la classificazione sismica del territorio nazionale e di normative tecniche per le costruzioni in zona sismica. Eurocodice 7 - Progettazione geotecnica. Eurocodice 8 - Indicazioni progettuali per la resistenza sismica delle strutture. Ordinanza n 3379 del 5 Novembre 2004 Disposizioni urgenti di Protezione civile. Ordinanza n 3431 del 3 Maggio Ordinanza n 3452 del 1 Agosto Ordinanza n 3467 del 13 Ottobre D.M. del 14/09/2005 Norme tecniche per le costruzioni. D.M. del 14/01/2008 Norme tecniche per le costruzioni

6 GU n.47 del SO 27 Norme Tecniche per costruzioni. Istruzioni per applicazione - 6 -

7 3. DURABILITA STRUTTURALE 3.1. CLASSI DI ESPOSIZIONE La durabilità di una struttura di calcestruzzo dipende dall interazione tra le caratteristiche del materiale con cui la struttura è costruita e le azioni di tipo chimico fisico, legate alle condizioni dell ambiente in cui essa si trova e alle quali è soggetta nell arco della sua vita utile. Tali azioni, non prese in conto nell analisi strutturale, comportano un opportuna scelta del tipo di calcestruzzo, adeguate disposizioni costruttive delle armature e un esecuzione curata. Nelle norme EN206-1 e UNI sono indicate, in base alle condizioni prevalenti della struttura, le classi di esposizione ambientale con le caratteristiche minime che deve avere il calcestruzzo. Per le strutture di progetto si utilizza una classe di esposizione ambientale XC2 (2a UNI 98858) Copriferri delle armature Il copriferro è la distanza tra la superficie più esterna dell armatura (incluse staffe e collegamenti) e la superficie del calcestruzzo più vicina. Un copriferro minimo cmin deve essere assicurato per garantire: - la corretta trasmissione delle forze di aderenza - la protezione dell acciaio contro la corrosione (durabilità) - un adeguata resistenza al fuoco Il copriferro cmin che soddisfa sia i requisiti relativi all aderenza che alla durabilità vale: c min = max [c min,b ; (c min,dur - Δc dur,add ); 10 mm] dove, c min,b, è il copriferro minimo dovuto al requisito di aderenza (b = bond ) con c min,b φ dell armatura; c min,dur, è il copriferro minimo dovuto alle condizioni ambientali (dur = durability ); Δc dur,add, è la riduzione del copriferro minimo per la durabilità in presenza di protezioni aggiuntive (ad es. tavelle di laterizio, intonaco, vernici protettive ecc). I requisiti di copriferro per la durabilità non risultano mai critici per le travi e i pilastri interni, protetti da intonaco di spessore 10 mm, e per le armature superiori delle travi e dei balconi, protette dall ambiente esterno dalla presenza del sottofondo e del pavimento (i balconi, anche dalla guaina impermeabile). La condizione più severa in tutti questi casi è pertanto il rispetto delle condizioni di aderenza

8 Il copriferro nominale c nom, da considerare nel progetto delle armature e riportare nei disegni esecutivi, è somma: - del copriferro minimo cmin, - della tolleranza di posizionamento delle armature Δc, assunta pari a 8-10 mm. Per il testo unico deve essere c nom 20 mm. Pertanto: c nom = c min + Δc = max [c min + (8 10) mm; 20 mm] Per i getti del piano interrato (plinti e muri) in cui un lato è contro terra, dunque non ispezionabile si deve assumere c nom 40 mm. Per le parti interrate di progetto è previsto un copriferro nominale pari a 30 mm. 4 MATERIALI Requisiti dei materiali Caratteristiche meccaniche - Calcestruzzo per strutture in fondazione ed elevazione Classe Rck 30 Mpa Caratteristiche meccaniche calcestruzzo R ck 30 MPa (Edificio Tecnico e Fondazioni Pensilina) f ck = 0,83 R ck = 24.9 MPa (Resistenza caratteristica a compressione) f cd = R ck /1,9 = MPa (Resistenza a compressione cilindrica di calcolo) f ctm = 0.48 (R ck ) (1/2) = 2.63 MPa (Resistenza media a trazione semplice) f ctk = 0.7 f ctm = 1.84 MPa (Resistenza caratteristica a trazione semplice) f ctd = f ctk /1.6 =1.15 MPa (Resistenza di calcolo a trazione semplice) - 8 -

9 - Calcestruzzo per strutture in fondazione ed elevazione Classe Rck 40 Mpa (Cunicolo) f ck = 0,83 R ck = 33.2 MPa (Resistenza caratteristica a compressione) f cd = R ck /1,9 = MPa (Resistenza a compressione cilindrica di calcolo) f ctm = 0.48 (R ck ) (1/2) = 3.03 MPa (Resistenza media a trazione semplice) f ctk = 0.7 f ctm = 2.12 MPa (Resistenza caratteristica a trazione semplice) f ctd = f ctk /1.6 =1.33 MPa (Resistenza di calcolo a trazione semplice) Calcestruzzo magro per fondazione: Il dosaggio previsto è di 150 dan di cemento tipo 325 per m 3. - Acciaio in barre ad aderenza migliorata per cemento armato (saldabile ove richiesto) Acciaio in barre tonde ad aderenza migliorata tipo Fe B 450 C laminato a caldo controllato in stabilimento Tensione caratteristica di snervamento f yk 450 N/mm 2 Tensione caratteristica di rottura f tk 540 N/mm 2 Modulo elastico (secondo E.C.2) E s = 200kN/mm 2 Rapporto tra resistenza e tensione di snervamento 1,13 (f t /f y ) k 1,35 Coefficiente di sicurezza parziale γ s = 1.15 Tensione di Snervamento di calcolo f yd = 391 MPa Deformazione di snervamento di calcolo ε syd = 1.96 % Deformazione limite allo S.L.U. ud =0.9 uk ε syd = 63% - 9 -

10 Nel caso si presenti la necessità di interrompere i getti (in funzione delle dimensioni dei vari elementi costruttivi e/o di eventuali necessità di cantiere) si dovranno predisporre armature di attesa con le lunghezze di sovrapposizione non inferiori a 40 diametri. - Acciaio in reti e tralicci elettro-saldati ad aderenza migliorata per cemento armato (saldabile ove richiesto) Tensione caratteristica di snervamento: f yk 390 MPa Tensione caratteristica di rottura: f tk 440 MPa Allungamento percentuale: A 10 8 % Rapporti di duttilità: f tk /f yk 1.10 Tensione ammissibile: σ f = 215 MPa - Acciaio qualificato da carpenteria metallica tipo S355 JOH ( EN ) Tensione di rottura a trazione: f t 510 MPa Tensione di snervamento: f y 355 MPa Resilienza: KV 27J a +20º Allungamento percentuale: - per lamiere ε t 20% - per barre, profilati larghi e piatti ε t 15%

11 5 INQUADRAMENTO GEOLOGICO TECNICO L area di studio è situata alle pendici del versante Capodimonte ad una quota di circa m s.l.m. precedente sede di una grossa attività di cava (tufo giallo napoletano). Indagini svolte Sono stati condotti 6 sondaggi geognostici in carotaggio continuo eseguiti in prossimità area di esecuzione delle nuove strutture e spinti sino alla profondità di 15m dal p.c. ad eccezione di un carotaggio spinto sino alla profondità di 7,5 m dal p.c. Risultati stratigrafici Risultano presenti un primo strato di terreno di riporto di maggior profondità nella zona occupata dal tracciato della tangenziale. Al disotto della zona di riporto si rinvengono terreni costituiti da depositi piroclastici con diverse granulometrie e colori.i depositi piroclastici sono intervallati da strati puridecimetrici di paleosuolo. Nella maggior parte dei sondaggi non è stato mai raggiunto lo strato di tufo giallo napoletano. Parametrizzazione geotecnica di sintesi I terreni di riporto raggiungono la massima profondità di 3m profondità minima di progetto degli scavi di sbancamento per la posa in opera delle fondazioni. Dai campioni prelevati, 5 campioni di cui 3 indisturbati, i terreni al di sotto della coltre di riporto hanno evidenziato le seguenti caratteristiche dal p.c. a 3,0 m di profondità - Terreno di riporto cui si assegnano: Peso di volume naturale: γ nat = 16.5 kn/m 3 Coesione drenata: c = 0 Angolo di attrito efficace: φ = 25 da 3,0 di profondità - Tufiti sabbiose con pomice : Peso di volume naturale: γ nat = 19.0 kn /m 3 Coesione drenata: c = 0 kg/cm 2 Angolo di attrito efficace: φ = 32 - Classificazione sismica del suolo di fondazione Ai fini della definizione dell azione sismica si assegna per i terreni che costituiscono il substrato fondazionale la categoria C e le condizioni topografiche T2, valore assegnato in base alla conformazione litologica originaria. Lo scavo delle fondazioni deve essere spinto sino alla profondità minima di 3.5m dal p.c. attuale, e laddove le strutture presentino fondazioni meno profonde si prevede l interposizione di uno strato di terreno opportunamente stabilizzato

12 6 METODO DI CALCOLO STRUTTURALE DELLE OPERE 6.1 ANALISI DI CALCOLO Il dimensionamento degli spessori e delle armature degli elementi strutturali che compongono le opere di progetto è stato eseguito per via numerica sviluppando un analisi agli elementi finiti con il programma di calcolo CDS-WIN, sia in condizioni di S.L.U. sia in condizioni di S.L.E. come previsto dalla normativa tecnica delle costruzioni DM 14/01/ Valutazione della sicurezza La misura della sicurezza è stata valutata attraverso il metodo dei coefficienti parziali di sicurezza espresso dalla equazione formale: in cui Rd = resistenza di progetto della struttura; valutata in base ai valori di progetto della resistenza dei materiali e ai valori nominali delle grandezze geometriche interessate; Ed =effetto delle azioni di progetto, valutato in base ai valori di progetto Fd,i = Fk,i *γf,i coefficiente parziale di sicurezza come riportato nel o direttamente Ed,i = Ek,i *γe,j La vita nominale VN di progetto delle opere in esame, inteso come periodo di tempo nel quale le strutture, purché soggette a manutenzione ordinaria, devono poter essere utilizzate per lo scopo al quale sono state destinate, è stata convenzionalmente ipotizzata in 50 anni, il che, secondo il D.M. 14 gennaio 2008, fa sì che si possa parlare di costruzioni di Classe II Stati limite ultimi Nelle verifiche agli stati limite ultimi si distinguono: - Lo stato limite di equilibrio come corpo rigido : EQU - Lo stato limite di resistenza della struttura compresi gli elementi della fondazione: STR - Lo stato limite di resistenza del terreno: GEO Nell Approccio 1 si impiegano due diverse combinazioni di gruppi di coefficienti parziali, rispettivamente definiti per le azioni (A), per la resistenza dei materiali (M) e, eventualmente, per la resistenza globale del sistema (R). Nella Combinazione 1 dell Approccio 1, per le azioni si impiegano i coefficienti γf riportati nella colonna A1 delle Tabelle sopra citate. Nella Combinazione 2 dell Approccio 1, si impiegano invece i coefficienti γf riportati nella colonna A

13 Nell Approccio 2 si impiega un unica combinazione dei gruppi di coefficienti parziali definiti per le Azioni (A), per la resistenza dei materiali (M) e, eventualmente, per la resistenza globale (R). In tale approccio, per le azioni si impiegano i coefficienti γf riportati nella colonna A1. Tabella 2.6.I Coefficienti parziali per le azioni o per l effetto delle azioni nelle verifiche SLU Coefficiente (1)Nel caso in cui i carichi permanenti non strutturali (ad es. carichi permanenti portati) siano compiutamente definiti si potranno adottare per essi gli stessi coefficienti validi per le azioni permanenti. Nella Tab. 2.6.I il significato dei simboli è il seguente: γg1 coefficiente parziale del peso proprio della struttura, nonché del peso proprio del terreno e dell acqua, quando pertinenti; γg2 coefficiente parziale dei pesi propri degli elementi non strutturali; γqi coefficiente parziale delle azioni variabili Per le strutture in scrittura sono state adottate le verifiche allo S.L.U. secondo l APPROCCIO DI TIPO Legami costitutivi dei materiali a) Diagramma di calcolo tensione-deformazione del conglomerato cementizio Per il conglomerato cementizio è stato adottato il diagramma parabola-rettangolo, rappresentato nella figura 1, è definito da un arco di parabola di secondo grado passante per l origine, avente asse parallelo a quello delle tensioni, e da un segmento di retta parallelo all asse delle deformazioni tangente alla parabola nel punto di sommità. Il vertice della parabola ha ascissa ε c2, l estremità del segmento ha ascissa ε cu2. L'ordinata massima del diagramma è pari a f cd

14 Figura 1 Diagramma di calcolo tensione-deformazione parabola-rettangolo del conglomerato cementizio a molto bassa e bassa e media resistenza b) Diagramma di calcolo tensione-deformazione dell acciaio E stato adottato, quale diagramma di calcolo tensione-deformazione, il diagramma rappresentato nella figura 2, riferito alla tensione di snervamento di calcolo fyd, di un acciaio ordinario. Esso si ottiene a partire dal diagramma caratteristico, secondo le modalità indicate nella figura,in cui: ε ud = 0.9 ε uk, deformazione ultima di progetto; f yd = f yk / g s, tensione di snervamento di progetto. Il diagramma caratteristico è determinato dai seguenti parametri: fyk, tensione caratteristica di snervamento; k, rapporto tra la tensione caratteristica di picco e la tensione caratteristica di snervamento; E s, modulo elastico dell acciaio; ε uk, deformazione in corrispondenza del picco di tensione

15 Figura 2 Diagrammi di calcolo tensione/deformazione per l acciaio(linee continue) e diagramma caratteristico (linea tratteggiata) Azioni sulle costruzioni Le azioni prese in esame per l analisi e le verifiche dei manufatti in progetto verranno classificate secondo la variazione della loro intensità nel tempo in: Permanenti (G): azioni che agiscono durante tutta la vita della costruzione e la loro variazione di intensità nel tempo è così piccola e lenta da poterle considerare con sufficiente approssimazione costanti nel tempo (es. peso proprio della struttura, peso di ciascuna sovrastruttura, forze indotte dalla pressione del terreno-escluse gli effetti di carichi variabili applicati al terreno stesso-, forze risultanti dalla pressione dell acqua, quando si configurino costanti nel tempo, ecc.); Variabili (Q): azioni che agiscono sulla struttura o sull elemento strutturale con valori istantanei che possono risultare sensibilmente diversi fra loro (es. carichi di esercizio di breve e lunga durata, azione della neve, azione sismica, ecc.); Particolare attenzione è stata riservata al calcolo dell azione sismica, effettuata in accordo con le prescrizioni delle NORME TECNICHE PER LE COSTRUZIONI (D.M. 14/09/2008) Descrizione dell azione sismica Il modello di riferimento per la descrizione del moto sismico sul piano di fondazione è definito dallo spettro di risposta elastico; esso è costituito da una forma spettrale (spettro normalizzato) riferita ad uno smorzamento convenzionale del 5% e considerata indipendente dal livello di sismicità, moltiplicata per il valore della accelerazione massima convenzionale del terreno fondale ag che caratterizza il sito. Il moto può decomporsi in tre componenti ortogonali di cui una verticale. In via semplificata gli spettri delle due componenti orizzontali possono considerarsi eguali ed indipendenti. Lo spettro di risposta elastico della componente orizzontale è definito dalle espressioni seguenti: Quale che sia la probabilità di superamento nel periodo di riferimento PVR considerata, lo spettro di risposta elastico della componente orizzontale è definito dalle espressioni seguenti:

16 nelle quali T ed Se sono, rispettivamente, periodo di vibrazione ed accelerazione spettrale orizzontale. Nelle S è il coefficiente che tiene conto della categoria di sottosuolo e delle condizioni topografiche mediante la relazione seguente S= SS ST, (3.2.5) Essendo SS il coefficiente di amplificazione stratigrafica (vedi Tab. 3.2.V) ST il coefficiente di amplificazione topografica (vedi Tab. 3.2.VI) η è il fattore che altera lo spettro elastico per coefficienti di smorzamento viscosi convenzionali ξ diversi dal 5%, mediante la relazione: η = 10/(5 + ξ) 0,55 dove ξ (espresso in percentuale) è valutato sulla base di materiali, tipologia strutturale e terreno di fondazione; Fo è il fattore che quantifica l amplificazione spettrale massima, su sito di riferimento rigido orizzontale, ed ha valore minimo pari a 2,2; TC è il periodo corrispondente all inizio del tratto a velocità costante dello spettro, dato da TC = CC TC * dove * T c* è definito al 3.2 e CC è un coefficiente funzione della categoria di sottosuolo (vedi Tab. 3.2.V); TB è il periodo corrispondente all inizio del tratto dello spettro ad accelerazione costante, TB = TC /3 TD è il periodo corrispondente all inizio del tratto a spostamento costante dello spettro, espresso in secondi mediante la relazione:

17 6.1.6 Analisi sismica statica L analisi sismica statica è stata svolta imponendo, come da normativa, un sistema di forze orizzontali parallele alle direzioni ipotizzate come ingresso del sisma. Tali forze che sono calcolate mediante l espressione: dove: F = S T ) W i d ( 1 L g zi Wi z j W F i è la forza da applicare al nodo i S d ( T 1 ) è l ordinata dello spettro di risposta di progetto W è il peso sismico complessivo della costruzione L è un coefficiente pari a 0,85 se l edificio ha meno di tre piani e se negli altri casi g è l accelerazione di gravità W i e W j sono i pesi delle masse sismiche ai nodi i e j z i e z j sono le altezze dei nodi i e j rispetto alle fondazioni j T 1 < Tc, pari ad 1,0 Tali forze sono applicate in corrispondenza dei baricentri delle masse di piano. Le forze orizzontali così calcolate vengono ripartite fra gli elementi irrigidenti (pilastri e pareti di taglio), ipotizzando i solai dei piani sismici infinitamente rigidi assialmente. I valori delle sollecitazioni sismiche sono combinate linearmente (in somma e in differenza) con quelle per carichi statici e con il 30% di quelle del sisma ortogonale per ottenere le sollecitazioni di verifica. Gli angoli delle direzioni di ingresso dei sismi sono valutati rispetto all'asse X del sistema di riferimento globale Combinazione dell azione sismica con le altre azioni Combinazione sismica, impiegata per gli stati limite ultimi e di esercizio connessi all azione sismica E (v. 3.2): E + G1 + G2 + P + 21Qk1 + 22Qk2 + E, azione sismica per lo stato limite e per la classe di importanza in esame; G k, carichi permanenti al loro valore caratteristico; ψ 2i, coefficiente di combinazione che delle azioni variabili Q i ; Q ki, valore caratteristico della azione variabile Q i. I valori dei coefficienti ψ 2i sono riportati nella Tabella 2.5.1:

18 Tabella Coefficienti di combinazione Azione ψ 0 ψ 1 ψ 2 Uffici Categoria H Coperture Neve ( a quota 1000 m s.l.m.) Vento Neve Analisi allo S.L.E. Per le verifiche agli stati limite di esercizio si fa riferimento alle seguenti combinazioni di carico: - combinazioni RARE: F r = m j= 1 ( γ γ G ) + ψ γ γ Q + ( ψ γ γ Q ) + ( γ γ Gj EGj kj 01 Q1 EQ1 k1 n i= 2 0i Qi EQi ki l h= 1 ph EPh P kh ) - combinazioni FREQUENTI: F f = m j= 1 ( γ γ G ) + ψ γ γ Q + ( ψ γ γ Q ) + ( γ γ Gj EGj kj 11 Q1 EQ1 k1 n i= 2 2i Qi EQi ki l h= 1 ph EPh P kh ) - combinazioni QUASI PERMANENTI: F p = m j= 1 ( γ γ G ) + ψ γ γ Q + ( ψ γ γ Q ) + ( γ γ Gj EGj kj 21 Q1 EQ1 k1 n i= 2 2i Qi EQi ki l h= 1 ph EPh P kh ) si assume un valore unitario per i coefficienti parziali di modello delle azioni (γeg = γep = γeq = 1),, e dove: G kj, rappresenta il valore caratteristico della j-esima azione permanente (peso proprio, carichi permanenti portati, precompressione, ecc.); Q k1, rappresenta il valore caratteristico dell azione variabile di base di ogni combinazione; Q ki, rappresenta il valore caratteristico dell i-esima azione variabile; P kh, rappresenta il valore caratteristico della h-esima deformazione impressa (effetto della temperatura, deformazione del terreno, viscosità, ritiro, ecc.); γ G, γ P, γ Q, rappresentano i coefficienti parziali delle azioni; ψ 0i, coefficiente di combinazione, da determinarsi sulla base di considerazioni statistiche, per tenere conto della ridotta probabilità di concomitanza delle azioni variabili con i rispettivi valori caratteristici;

19 ψ 1i, 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. Ai coefficienti ψ 0, ψ 1, ψ 2 dei carichi variabili si attribuiscono i seguenti valori [TAB 2.5.I e delle NTC 2008]: Azione ψ 0 ψ 1 ψ 2 Uffici Categoria H Coperture Neve ( a quota 1000 m s.l.m.) Vento Neve Nello spirito del metodo semiprobabilistico, la misura della sicurezza è condotta verificando, note che siano le condizioni ambientali (condizioni ordinarie, aggressive o molto aggressive) e la sensibilità delle armature alla corrosione (armature sensibili, poco sensibili), le combinazioni di azioni da considerare (combinazioni rare, frequenti e quasi permanenti), che sia : Ed R d dove R d è la resistenza di progetto, funzione delle proprietà dei materiali e fissata in base alle classi ambientali ed al tipo di armature, mentre E d è l effetto dell applicazione delle azioni appena definite. Gli stati limiti di esercizio di cui si prevede in seguito la verifica sono i seguenti: - stato limite di fessurazione; - stato limite delle tensioni di esercizio; - stato limite di deformazione. Stato limite di fessurazione Le fessure possono essere indotte da deformazioni imposte e dall azioni dei carichi. Le norme tecniche del 2008 definiscono tre diversi stati limite di fessurazione che, in ordine decrescente di severità, sono lo stato limite di decompressione, lo stato limite di formazione delle fessure e lo stato limite di apertura delle fessure e vanno scelti a seconda delle condizioni ambientali e della sensibilità delle armature. Stato limite di decompressione Lo stato limite di decompressione consiste nel controllare che la tensione nel calcestruzzo, a causa delle sollecitazioni di progetto prescritte, sia al più nulla in tutti i punti della sezione cioè che la sezione deve essere soggetta esclusivamente a tensioni di compressione

20 Stato limite di formazione delle fessure Lo stato limite di formazione delle fessure consiste nel controllare che la massima tensione di trazione nel calcestruzzo risulti inferiore alla resistenza caratteristica a trazione fcfk o a trazione per flessione fcfk rispettivamente nei casi di trazione pura e flessione composta. Il calcolo della tensione viene condotto, come nel caso precedente, considerando le caratteristiche geometriche della sezione omogeneizzata non fessurata. Stato limite di apertura delle fessure Lo stato limite di apertura delle fessure consiste nel verificare che l ampiezza caratteristica delle fessure che si formano nell elemento in calcestruzzo armato si mantengono al di sotto dei limiti previsti dalla normativa. Il valore caratteristico di calcolo (w d ) è espresso dalla relazione seguente: w = 1. 7 d w m dove w m rappresenta l ampiezza media delle fessure, calcolata come prodotto della deformazione media delle barre d armatura ε sm per la distanza media tra le fessure sm. Per le strutture in c.a.o. si considerano i valori delle aperture delle fessura pari a : - combinazioni quasi permanenti = 0.3mm - combinazioni permanenti =0.2m. Per le strutture in c.a.o. completamente interrate ( cunicolo ) si considerano i valori delle aperture delle fessura pari a : - combinazioni quasi permanenti = 0.2mm - combinazioni permanenti =0.0mm Stato limite delle tensioni in esercizio La normativa impone di limitare le tensioni agenti (di lavoro) nei materiali in fase di esercizio. Questa verifica deve essere effettuata per le combinazioni di azioni (combinazioni rare, frequenti e quasi permanenti). La massima tensione di compressione σ c del conglomerato cementizio deve rispettare la limitazione seguente: σ c fck in combinazione caratteristica rara σ c fck in combinazione quasi permanenti

21 La tensione massima σ s nell acciaio, indotta dalle azioni dovute alle combinazioni rare, deve rispettare la limitazione seguente: σ s 0.8 f yk Stato limite di deformazione Le deformazioni di un elemento o di una struttura devono essere tali da non comprometterne la funzionalità o l aspetto estetico. I limiti di deformazione da imporre alla struttura, in linea di principio, non dovranno superare i valori per i quali si possono verificare inconvenienti agli elementi collegati alla struttura aventi comportamento fragile (vetrate, tramezzature, pavimentazioni, etc.). In altri casi i limiti possono essere imposti per assicurare il corretto funzionamento di macchinari o impianti. Seppur in via indiretta, il controllo delle deformazioni permette anche di limitare vibrazioni fastidiose. Orientativamente, la norma ISO 4356 indica i valori massimi di deformazione validi per edifici di uso comune (abitazione, uffici, etc.) per i quali si ritiene che frecce inferiori a 1/250 della luce, indotte da carichi quasi permanenti, non compromettano l aspetto e la funzionalità della struttura. Inoltre, inflessioni non maggiori di 1/500 della luce, dovute al peso degli elementi non strutturali, sono in genere tollerabili senza che gli stessi si danneggino. Nelle strutture in cemento armato devono considerarsi anche le componenti di deformazione differita del calcestruzzo quali il ritiro e la viscosità. Per travi con sezione rettangolare o ad esse assimilabili aventi luce non superiore a 10 m e per piastre rettangolari, si può omettere la verifica di deformabilità purché i rapporti luce/altezza risultino inferiori a quelli riportati nella tabella seguente (nel caso delle piastre rettangolari la luce è la minore dimensione in pianta). Tabella Rapporti di snellezza limite

22 7 OPERE IN PROGETTO 7.1 FABBRICATO DI STAZIONE Descrizione La struttura è una struttura mista per lo più in c.a. e la restante parte in acciaio. In particolare è di tipo a telaio a due impalcati con altezza massima pari a 5.60 m fuori p.c. ed un piano seminterrato con quota di calpestio a m dal p.c. Il seminterrato ha collegamento con l esterno da un lato, cui si accede con una rampa di scale, e al cunicolo di servizio dall altro lato, dal quale si accede alle cabine dei varchi in superficie. La struttura come anticipato è di tipo a telaio in c.a. fondata su travi continue di tipo rovescio, per quanto riguarda le parti a telaio, e su platea continua per quanto riguarda i due setti porta scale che dal piano interrato si sviluppano sino al piano di copertura. Anche i setti di contenimento delle terre al piano seminterrato sono fondati su una trave continua che si innesta con le travi di fondazione del telaio vero e proprio simulata come piastra. La tessitura dei solai avviene per lo più in direzione ortogonale al lato lungo della struttura e sono di tipo gettati in opera su predisposto travetto tipo a traliccio. Al piano copertura essendo prevista una zona ribassata per l alloggiamento dei pannelli solari, ed un zona rialzata aggettante, sono previste delle travi alte 100cm sulle quali si innestano sia il solaio di copertura che gli sbalzi aggettanti. Per dette travi è tenuta in conto la presenza di un carico appeso in percentuale ripartita tra lo scarico del solaio e quello degli aggetti. Si prevede una parte costituita da elementi in acciaio nella zona cosiddetta commerciale che ospiterà un punto vendita. Detta parte è costituita sino al piano di calpestio da una sottostruttura in c.a. dalla quale si erge la restante parte e la copertura interamente costituita da elemnti sismoresistenti e secondari in acciaio, dotata di opportuni controventi. Detta parte è coperta con elementi di tipo prefabbricati, a basso peso proprio, al fine di ridurre i carichi soprattutto per quanto riguarda la parte interamente aggettante, per la quale è stata controllata la deformazione sia in fase statica che sismica. Al piano seminterrato come accennato si accede al cunicolo dei servizi la cui struttura è resa indipendente da quella dell edifico per mezzo di un giunto tecnico. Relativamente all utilizzo della struttura è previsto l uso ad uffici con gli opportuni carichi e sovraccarichi di norma e di seguito riportati

23 7.1.2 Analisi dei carichi Verticali Solaio di piano - proprio solaio h=22+5 = 4.00 kn/ m 2 - massetto 8 cm = 1.80 kn/ m 2 - tramezzi = 1.00 kn/ m 2 - rivestimenti = 0.50 kn/ m 2 - impianti = 0.50 kn/ m 2 - Accidentali = 3.00 kn/ m 2 Solaio di copertura con impianti (area di alloggiamento pannelli solari) - proprio solaio h=22+5 = 4.00 kn/ m 2 - massetto 8 cm = 1.80 kn/ m 2 - impianti = 1.30 kn/ m 2 - Accidentali (neve) = 1.00 kn/ m 2 Ballatoi di piano - peso proprio soletta h=27 = 6.75 kn/ m 2 - massetto 5 cm + rivestimenti = 2.00 kn/ m 2 - Accidentali = 4.00 kn/ m 2 Scale - peso proprio soletta h=27 = 6.75 kn/ m 2 - massetto + rivestimenti = 3.00 kn/ m 2 - Accidentali = 4.00 kn/ m 2 Coperture ( zone a sbalzo ) - proprio solaio h=20+5 = 3.75 kn/ m 2 - massetto 5 cm = 1.25 kn/ m 2 - rivestimenti = 0.55 kn/ m 2 - impianti = 0.30 kn/ m 2 - Accidentali (neve) = 1.00 kn/ m 2 Copertura prefabbricata - peso proprio pannelli coibentati = 1.00 kn/ m 2 - rivestimenti = 0.70 kn/ m 2 - impianti = 0.30 kn/ m 2 - Accidentali (neve) = 1.00 kn/ m 2 Pareti di tompagno vetrate - Peso pareti vetrate = 2.00 kn/ m 2 Pareti di tompagno opache - Peso pareti = 2.50 kn/ m

24 7.1.3 Spinta delle terre La spinta delle terre è calcolata automaticamente dal programma, per il quale vengono definiti i tipi di terreno direttamente dall utente in funzione dei dati geotecnici principali. Come descritto nell inquadramento geologico generale i primo strato di terreno ha caratteristiche quali dal p.c. a 3,0 m di profondità - Terreno di riporto cui si assegnano: Peso di volume naturale: γ nat = 16,5 kn/m 3 Coesione drenata: c = 0 Angolo di attrito efficace: φ M1 = 25.0 Angolo di attrito efficace ridotto: φ M2 = 20.7 ridotto secondo l espressione tan( φk ) φ = d arctg dove per γ φm2 = 1,25. γ φ M 2 Tali dati sono stati implementati per tenere conto delle spinte in fase statica, condizione M1 ed M2, che in fase sismica. Come anticipato si utilizza, per la verifica del complesso terreno fondazione, la Combinazione di carico M2 che tiene conto dei coefficienti di riduzione dei parametri geotecnici ed i coefficienti di partecipazione dei carichi come sotto riportato: Coefficienti parziali - caso A2-M2 Azioni permanenti Azioni variabili tanφ' c' c u q u Analisi FEM Il calcolo è stato effettuato con modello FEM della STS: CDS Caratteristiche Sito Longitudine est Latitudine nord (rif. Municipio Napoli) Categoria Suolo C Struttura regolare in altezza e non regolare in pianta

25 Tipologia Costruttiva Classe di duttilità Sotto sistema Struttura in c.a. B Telaio + piani + campate Fattori di struttura 1 e 2 q = 3.44 Analisi Sismica Coeff. per spostamenti relativi S.L.D. Statica Equivalente h P A R A M E T R I S I S M I C I Vita Nominale (Anni) 50 Classe d' Uso SECONDA Longitudine Est (Grd) 14,27000 Latitudine Nord (Grd) 40,52000 Categoria Suolo C Coeff. Condiz. Topogr. 1,20000 Sistema Costruttivo Dir.1 C.A. Sistema Costruttivo Dir.2 C.A. Regolarita' in Altezza SI (KR=1) Regolarita' in Pianta NO Direzione Sisma (Grd) 0 Sisma Verticale ASSENTE PARAMETRI SPETTRO ELASTICO - SISMA S.L.O. Probabilita' Pvr 0,81 Periodo di Ritorno Anni 30,00 Accelerazione Ag/g 0,03 Periodo T'c (sec.) 0,26 Fo 2,31 Fv 0,54 Fattore Stratigrafia 'S' 1,50 Periodo TB (sec.) 0,14 Periodo TC (sec.) 0,43 Periodo TD (sec.) 1,72 PARAMETRI SPETTRO ELASTICO - SISMA S.L.D. Probabilita' Pvr 0,63 Periodo di Ritorno Anni 50,00 Accelerazione Ag/g 0,04 Periodo T'c (sec.) 0,31 Fo 2,37 Fv 0,62 Fattore Stratigrafia 'S' 1,50 Periodo TB (sec.) 0,16 Periodo TC (sec.) 0,48 Periodo TD (sec.) 1,75 PARAMETRI SPETTRO ELASTICO - SISMA S.L.V. Probabilita' Pvr 0,10 Periodo di Ritorno Anni 475,00 Accelerazione Ag/g 0,08 Periodo T'c (sec.) 0,

26 Fo 2,65 Fv 1,01 Fattore Stratigrafia 'S' 1,50 Periodo TB (sec.) 0,20 Periodo TC (sec.) 0,59 Periodo TD (sec.) 1,92 PARAMETRI SPETTRO ELASTICO - SISMA S.L.C. Probabilita' Pvr 0,05 Periodo di Ritorno Anni 975,00 Accelerazione Ag/g 0,09 Periodo T'c (sec.) 0,44 Fo 2,76 Fv 1,14 Fattore Stratigrafia 'S' 1,50 Periodo TB (sec.) 0,20 Periodo TC (sec.) 0,60 Periodo TD (sec.) 1,98 P A R A M E T R I S I S T E M A C O S T R U T T I V O C. A. - D I R. 1 Classe Duttilita' BASSA Sotto-Sistema Strutturale Telaio AlfaU/Alfa1 1,30 Fattore riduttivo KW 1,00 Fattore di struttura 'q' 3,45 P A R A M E T R I S I S T E M A C O S T R U T T I V O C. A. - D I R. 2 Classe Duttilita' BASSA Sotto-Sistema Strutturale Telaio AlfaU/Alfa1 1,30 Fattore riduttivo KW 1,00 Fattore di struttura 'q' 1,00 COEFFICIENTI DI SICUREZZA PARZIALI DEI MATERIALI Acciaio per CLS armato 1,15 Calcestruzzo CLS armato 1,

27 SPETTRI DI PROGETTO Sa/g 0,5 0,45 0,4 0,35 0,3 0,25 0,2 Asse T Asse Sa SLO Oriz. ß= 5% SLO Vert. ß= 5% SLD Oriz. ß= 5% SLV Oriz. X q= 3.44 SLV Oriz. Y q= 1 SLC Oriz. X q = 1 SLC Oriz. Y q = 1 Sa(Ti) SLO Oriz. Sa(Ti) SLD Oriz. Sa(Ti) SLV Oriz. X Sa(Ti) SLV Oriz. Y Sa(Ti) SLC Oriz. X Sa(Ti) SLC Oriz. Y 0,15 0,1 0, ,5 1 1,5 2 2,5 T (s.) 3 3,5 4 Spettro di progetto Schema strutturale tridimensionale del manufatto

28 Schema strutturale tridimensionale del manufatto. COMBINAZIONI DI CARICO ALLO S.L.U. (A1 M1) Tipo di carico PESO PROPRIO SOV. PERMANENTE Var Uffici Var. Neve Var. Scale Var. Vento Var. Coperture SISMA STR. X SISMA STR. Y COMBINAZIONI DI CARICO ALLO S.L.U. (A2 M2) Tipo di carico 1 PESO PROPRIO 1.1 SOV. PERMANENTE 1.1 Var Uffici 1.3 Var. Neve 1.3 Var. Scale 1.3 Var. Vento 1.3 Var. Coperture 1.3 SISMA STR. X 0 SISMA STR. Y

29 Combinazioni RARE - S.L.E. Combinazioni FREQUENTI - S.L.E. Combinazioni Quasi PERMANENTI - S.L.E. Tipo di carico 1 PESO PROPRIO 1 SOV. PERMANENTE 1 Var Uffici 0.7 Var. Neve 0.7 Var. Scale 1 Var. Vento 0.6 Var. Coperture 0 SISMA STR. X 0 SISMA STR. Y 0 Tipo di carico 1 PESO PROPRIO 1 SOV. PERMANENTE 1 Var Uffici 0.5 Var. Neve 0.5 Var. Scale 0.9 Var. Vento 0.2 Var. Coperture 0 SISMA STR. X 0 Tipo di carico 1 PESO PROPRIO 1 SOV. PERMANENTE 1 Var Uffici 0.3 Var. Neve 0.0 Var. Scale 0.8 Var. Vento 0.0 Var. Coperture 0 SISMA STR. X 0 I risultati delle verifiche sono riportati negli allegati input ed output

30 7.1.5 Verifica spostamenti allo SLD in fase sismica La struttura risulta verificata agli spostamenti per lo stato limite di danno I risultati delle verifiche sono riportati negli allegati input ed output Incidenza armature e materiali in opera Calcestruzzo classe 25/30 Acciaio per armatura B450c Platea di fondazione setti intermedi vano scale - Spessore 0.50m - Incidenza 90 Kg Fe / m 3 cls Fondazione muri perimetrali controterra seminterrato - Spessore 0.50m - Incidenza 100 Kg Fe / m 3 cls Fondazione muro piazzale seminterrato - Spessore 0.30m - Incidenza 80 Kg Fe / m 3 cls

31 Travi di fondazione telai in c.a. - sezione 80x70 - sezione 140x70 - incidenza 80 kg Fe / m 3 cls Travi piano Sezione 30x50 (porta solaio) - Sezione 30x27 (collegamento) - Incidenza 110 kg Fe / m 3 cls Travi piano Sezione 30x50 (porta solaio) - Sezione 30x27 (collegamento) - Incidenza 120 kg Fe / m 3 cls Solette perimetrali sbalzi e rampa d accesso - Sezione s = 27 cm - Incidenza 90 kg Fe / m 3 cls Solette perimetrali scale e sbarchi di piano ed intermedi - Sezione s = 20 cm - Incidenza 90 kg Fe / m 3 cls Travi piano sezione 30x100 (porta solaio e sbalzi) - sezione 30x27 (collegamento) - Incidenza 130 kg Fe / m 3 cls Setti intermedi (scale) - spessore 30cm - Incidenza 120 kg Fe / m3 cls Setti controterra piano seminterrato - spessore 30cm - Incidenza 90 kg Fe / m3 cls Setti controterra piazzale seminterrato - spessore 30cm - Incidenza 80 kg Fe / m3 cls Le quote sono considerate dal piano campagna

32 7.1.7 Dimensionamento solai Solaio quota Analisi dei carichi Solaio di piano - proprio solaio h=22+5 = 4.00 kn/ m 2 - massetto 8 cm = 1.80 kn/ m 2 - tramezzi = 1.00 kn/ m 2 - rivestimenti = 0.50 kn/ m 2 - impianti = 0.50 kn/ m 2 - Accidentali = 3.00 kn/ m 2 Detti carichi sono stati opportunamente amplificati negli schemi di calcolo e di verifica. In particolare si è adottato un coefficiente amplificativo pari ad 1.3 per i pesi propri, 1.5 per i carichi permanenti e pari ad 1.5 per i carichi accidentali. Come evidenziato la luce di calcolo massima su cui detti elementi insistono è pari a 5.55 metri. In queste condizioni si determina: Peso proprio = 5.20 kn/mq Permanenti = 5.70 kn/mq Accidentali = 4.50 kn/mq Si riportano i diagrammi delle sollecitazioni elastiche dedotte dallo schema di calcolo, tenendo in conto gli incrementi dovuti alla presenza di fasce piene/semipiene

33 Diagramma Momento Flettente S.L.U. per metro lineare Taglio S.L.U. per metro lineare

34 La sezione di calcolo resistente in campata è di seguito riportata Sezione equivalente di calcolo al metro Verifica alla flessione Si considera - armatura in campata 4ø16/100 (armatura superiore nulla) - armatura in appoggio 2ø16/100 (armatura inferiore pari a 4ø16/100) Con la sezione equivalente sopra riportata si ottiene: M rd + = 68.1 knm > M sd + = knm la sezione risulta verificata Relativamente al momento flettente negativo si ipotizza un sistema di semi incastro agli estremi, pertanto la sollecitazione di design si assume pari a knm

35 M rd - = knm > M sd - = knm la sezione risulta verificata Verifica al taglio ( NTC 2008 paragrafo ) La verifica a taglio viene effettuata tenendo in conto la sezione rettangolare del solaio al metro (fascia semi piena). Per il taglio di sezioni non armate a taglio tenendo conto dei singoli contributi dei meccanismi di resistenza che si sviluppano nel calcestruzzo si ha: V Rd = 3 [.18 k (100ρ f ) ] 1/ / γ + 0,15 σ b d ( v σ ) b d 0 l ck c cp w min cp w Con il significato dei simboli della normativa in uso. - f ck = 24.9 MPa (R ck = 30 MPa); - k = 1+(200/d) 1/2 2 =1.9535; / 2 1/ 2 min k f ck v = =0.4769; N Ed σ cp = = 0 (tensione media di compressione nella sezione, assunta nulla) 0,2 f cd Ac Asl - ρ l = = 0,00697 (rapporto geometrico di armatura longitudinale tesa) 0,02 b d w dove b w = larghezza dell anima in mm e d altezza utile della sezione in mm

36 Si ottiene V rd = kn per metro di sezione nei confronti di un taglio presente all appoggio pari a V sd max = kn. Occorre pertanto prevedere una fascia semi - piena per 80cm dall appoggio. In tale ottica la sezione resistente diventa: da cui si ottiene V rd = kn > V sd max = kn Solaio quota Si reiterano gli stessi procedimenti già esposti, considerando le medesime sezioni per omogeneità e gli stessi carichi. Come evidenziato le luci di calcolo per lo schema statico in questione sono pari a 2.50 metri e 4.45 metri. In queste condizioni si determina: Peso proprio = 5.20 kn/mq Permanenti = 5.70 kn/mq Accidentali = 4.50 kn/mq Si riportano i diagrammi delle sollecitazioni elastiche dedotte dallo schema di calcolo, tenendo in conto gli incrementi dovuti alla presenza di fasce piene/semipiene

37 Diagramma Momento Flettente S.L.U. per metro lineare

38 Taglio S.L.U. per metro lineare La sezione di calcolo resistente in campata è di seguito riportata Sezione equivalente di calcolo al metro Verifica alla flessione Si considera - armatura in campata 4ø16/100 (armatura superiore nulla) - armatura in appoggio 4ø16/100 (armatura inferiore pari a 4ø16/100) Con la sezione equivalente sopra riportata si ottiene:

39 M rd + = 68.1 knm > M sd + = knm la sezione risulta verificata M rd - = knm > M sd - = knm la sezione risulta verificata Verifica al taglio ( NTC 2008 paragrafo ) La verifica a taglio viene effettuata tenendo in conto la sezione rettangolare del solaio al metro (fascia semi piena). Per il taglio di sezioni non armate a taglio tenendo conto dei singoli contributi dei meccanismi di resistenza che si sviluppano nel calcestruzzo si ha: V Rd = 3 [.18 k (100ρ f ) ] 1/ / γ + 0,15 σ b d ( v σ ) b d 0 l ck c cp w min cp w Con il significato dei simboli della normativa in uso. - f ck = 24.9 MPa (R ck = 30 MPa); - k = 1+(200/d) 1/2 2 =1.9535; - 3 / 2 1/ 2 min k f ck v = =0.4769;

40 - = N Ed σ cp = 0 (tensione media di compressione nella sezione, assunta nulla) 0,2 f cd Ac Asl - ρ l = = 0,00697 (rapporto geometrico di armatura longitudinale tesa) 0,02 b d w dove b w = larghezza dell anima in mm e d altezza utile della sezione in mm. Si ottiene V rd = kn per metro di sezione nei confronti di un taglio presente all appoggio pari a V sd max = kn. Occorre pertanto prevedere una fascia semi - piena per 60cm dall appoggio. In tale ottica la sezione resistente diventa: da cui si ottiene V rd = kn > V sd max = kn Solaio quota Analisi dei carichi Solaio di copertura con impianti (area di alloggiamento pannelli solari) - proprio solaio h=22+5 = 4.00 kn/ m 2 - massetto 8 cm = 1.80 kn/ m 2 - impianti = 1.30 kn/ m 2 - Accidentali (neve) = 1.00 kn/ m 2 Detti carichi sono stati opportunamente amplificati negli schemi di calcolo e di verifica. In particolare si è adottato un coefficiente amplificativo pari ad 1.3 per i pesi propri, 1.5 per i carichi permanenti e pari ad 1.5 per i carichi accidentali. Come evidenziato la luce di calcolo massima su cui detti elementi insistono è pari a 5.55 metri

41 In queste condizioni si determina: Peso proprio = 5.20 kn/mq Permanenti = 465 kn/mq Accidentali = 1.50 kn/mq Si riportano i diagrammi delle sollecitazioni elastiche dedotte dallo schema di calcolo, tenendo in conto gli incrementi dovuti alla presenza di fasce piene/semipiene

42 Diagramma Momento Flettente S.L.U. per metro lineare Taglio S.L.U. per metro lineare La sezione di calcolo resistente in campata è di seguito riportata Sezione equivalente di calcolo al metro Verifica alla flessione Si considera - armatura in campata 4ø16/100 (armatura superiore nulla) - armatura in appoggio 2ø16/100 (armatura inferiore pari a 4ø16/100)

43 Con la sezione equivalente sopra riportata si ottiene: M rd + = 68.1 knm > M sd + = knm la sezione risulta verificata Relativamente al momento flettente negativo si ipotizza un sistema di semi incastro agli estremi, pertanto la sollecitazione di design si assume pari a 14.6 knm. M rd - = knm > M sd - = knm la sezione risulta verificata Verifica al taglio ( NTC 2008 paragrafo ) La verifica a taglio viene effettuata tenendo in conto la sezione rettangolare del solaio al metro (fascia semi piena). Per il taglio di sezioni non armate a taglio tenendo conto dei singoli contributi dei meccanismi di resistenza che si sviluppano nel calcestruzzo si ha: V Rd = 3 [.18 k (100ρ f ) ] 1/ / γ + 0,15 σ b d ( v σ ) b d 0 l ck c cp w min cp w Con il significato dei simboli della normativa in uso

44 - f ck = 24.9 MPa (R ck = 30 MPa); - k = 1+(200/d) 1/2 2 =1.9535; / 2 1/ 2 min k f ck v = =0.4769; = N Ed σ cp = 0 (tensione media di compressione nella sezione, assunta nulla) 0,2 f cd Ac Asl - ρ l = = 0,00697 (rapporto geometrico di armatura longitudinale tesa) 0,02 b d w dove b w = larghezza dell anima in mm e d altezza utile della sezione in mm. Si ottiene V rd = kn per metro di sezione nei confronti di un taglio presente all appoggio pari a V sd max = kn. La sezione risulta verificata Si prevede comunque una fascia semi - piena per 30 cm dall appoggio Sbalzi copertura Si reiterano gli stessi procedimenti già esposti, considerando una sezione di calcolo pari a 20+5 cm. Analisi dei carichi Coperture ( zone a sbalzo ) - proprio solaio h=20+5 = 3.75 kn/ m 2 - massetto 5 cm = 1.25 kn/ m 2 - rivestimenti = 0.55 kn/ m 2 - impianti = 0.30 kn/ m 2 - Accidentali (neve) = 1.00 kn/ m 2 Detti carichi sono stati opportunamente amplificati negli schemi di calcolo e di verifica. In particolare si è adottato un coefficiente amplificativo pari ad 1.3 per i pesi propri, 1.5 per i carichi permanenti e pari ad 1.5 per i carichi accidentali. Come evidenziato la luce di calcolo massima su cui detti elementi insistono è pari a 1.90 metri ed è situato in copertura all edificio

45 In queste condizioni si determina: Peso proprio = 4.90 kn/mq Permanenti = 3.15 kn/mq Accidentali = 1.50 kn/mq Si ottiene, con lo schema isostatico di mensola incastrata, la seguente sollecitazione: M sd - = knm Verifica alla flessione Si considera - armatura all intradosso 4ø10/100 - armatura in estradosso 4ø16/100 Con la sezione sopra riportata si ottiene: M rd - = 57.2 knm > M sd - = knm la sezione risulta verificata

46 Verifica al taglio ( NTC 2008 paragrafo ) La verifica a taglio viene effettuata tenendo in conto la sezione rettangolare del solaio al metro (fascia semi piena). Per il taglio di sezioni non armate a taglio tenendo conto dei singoli contributi dei meccanismi di resistenza che si sviluppano nel calcestruzzo si ha: V Rd = 3 [.18 k (100ρ f ) ] 1/ / γ + 0,15 σ b d ( v σ ) b d 0 l ck c cp w min cp w Con il significato dei simboli della normativa in uso. - f ck = 24.9 MPa (R ck = 30 MPa); - k = 1+(200/d) 1/2 2 =1.9535; / 2 1/ 2 min k f ck v = =0.4769; = N Ed σ cp = 0 (tensione media di compressione nella sezione, assunta nulla) 0,2 f cd Ac Asl - ρ l = = 0,00761 (rapporto geometrico di armatura longitudinale tesa) 0,02 b d w dove b w = larghezza dell anima in mm e d altezza utile della sezione in mm. Si ottiene V rd = kn per metro di sezione nei confronti di un taglio presente all appoggio pari a V sd max = kn. La verifica è soddisfatta

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