COMUNE DI SANT ANGELO LOMELLINA

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1 COMUNE DI SANT ANGELO LOMELLINA Provincia di Pavia CONSOLIDAMENTO STATICO DEL TEATRO RICREATORIO SANT ANGELO LOMELLINA, PIAZZA CAVOUR COMMITTENTE: COMUNE DI SANT ANGELO LOMELLINA (PV) Via Roma 35, Sant'Angelo Lomellina (PV) Codice Fiscale: Partita IVA: PROGETTISTA DELLE OPERE IN C.A.: Ing. Claudio Braggio Studio in :Via Amendola Zeme Lomellina (PV) Tel. 0384/ Fax / ingclaudiobraggio@tiscali.it TIMBRO E FIRMA P.Iva: C.F.:BRGCLD73H17F080H OGGETTO: Relazione tecnica di calcolo intervento consolidamento del teatro ricreatorio CODICE LAVORO: SA PROTOCOLLO: AGGIORNAMENTI: PREPARAZIONE: CB CONTROLLO: CB APPROVATO: CB DATA - DATE: Aprile 2012 Pag. 0

2 INDICE 1 INTRODUZIONE DESCRIZIONE GENERALE DELLE OPERE STRUTTURALI NORMATIVA DI RIFERIMENTO GENERALITÀ SUL METODO DI CALCOLO E ANALISI DESCRIZIONE DEL PROGRAMMA SISMICAD SPECIFICHE TECNICHE SCHEMATIZZAZIONE STRUTTURALE E CRITERI DI CALCOLO DELLE SOLLECITAZIONI VERIFICHE DELLE MEMBRATURE IN CEMENTO ARMATO VERIFICHE DELLE MURATURE MATERIALI IMPIEGATI E TENSIONI DI PROGETTO Strutture in calcestruzzo armato realizzate in opera DURABILITA E COPRIFERRI Copriferro minimo e nominale (EC2) Copriferro minimo e nominale (NTC08) CARATTERISTICHE DEL TERRENO Calcolo della resistenza del sistema geotecnico AZIONI DI PROGETTO Carichi permanenti Muratura Copertura teatro (stima) Peso proprio trave testapalo COMBINAZIONE DELLE AZIONI STATICHE Stati limite ultimi Stati limite di esercizio Progettazione geotecnica e verifiche di sicurezza Fondazioni superficiali Valutazioni idoneità statica fondazioni esistenti Metodo agli stati limite (D.M. del 14/1/2008) Calcolo della resistenza del sistema geotecnico Dimensionamento fondazioni indirette (profonde) - micropali DESCRIZIONE INTERVENTO CUCITURE MURATURA Pag. 1

3 1 INTRODUZIONE La presente relazione tecnica illustra il progetto definitivo/esecutivo del consolidamento statico delle fondazioni del teatro civico, sito in Comune di SANT ANGELO LOMELLINA (PV). Il Teatro Civico, come si evince dalla relazione tecnico descrittiva preliminare, è un immobile di origine ottocentesca, strutturato secondo un unico livello fuori terra, edificato allo scopo di fornire ai cittadini santangelesi un locale per pubblico spettacolo e per riunioni della comunità. La struttura è costituita da fondazioni poco profonde, in mattoni pieni di laterizio, consistenti nella mera prosecuzione della muratura perimetrale. Ad una profondità di circa 1,5 m da p.c. tali mattoni risultano parzialmente alterati ed argillificati ad opera dell umidità stessa del terreno. La struttura in elevazione è in mattoni pieni di laterizio. L'edificio è stato soggetto, negli ultimi anni, ad importanti fenomeni lesionativi alle pareti perimetrali verso il lato est, nord e ovest. Negli anni Novanta, è stato effettuato un primo intervento di consolidamento, che ha interessato il lato est e nord (quest'ultimo per una lunghezza di 6 m). Le indagini effettuate in tale occasione hanno messo in luce che le problematiche statiche erano dovute sia all'inadeguatezza ed esiguità della fondazione in muratura esistente, costituite dalla mera prosecuzione della muratura in elevazione per un breve tratto, sia alle pessime qualità geotecniche del substrato fino ad una quota di circa 4,5-5 metri di profondità. Le opere realizzate consistevano, in estrema sintesi, in una sottofondazione continua (che ha sopperito alle carenze della fondazione esistente), che è stata ancorata al substrato da micropali, spinti fino ad una quota di ancoraggio ad un substrato con caratteristiche geotecniche adeguate. Al momento, il lato ovest ed il lato nord, per la lunghezza non consolidata, mostrano pesanti fenomeni fessurativi. La gravità delle lesioni si fa meno importante man mano che ci si allontana dall'angolo nord-ovest: si riscontra una serie di fessurazioni diagonali passanti, delle quali la più grave è quella che interessa l'angolo nord-ovest fino al davanzale della finestra, quindi un'ampia fessurazione verticale sul solo lato nord, non passante. Sono state riscontrate invero un paio di fessurazioni, all'osservazione esterna superficiali, che interessano il tratto consolidato del fronte nord; si ritiene che siano causate non tanto dall'inefficacia dell'intervento consolidativo già realizzato, quanto dai problemi statici della restante porzione di struttura. Il tratto consolidato, infatti, subisce comunque le sollecitazioni cui è sottoposto il tratto non consolidato, poiché la muratura si comporta in modo monolitico. Recentemente l edificio è stato interessato da interventi di consolidamento mediante iniezione di resine espandenti che tuttavia non hanno risolto il problema. La realizzazione di un consolidamento strutturale lungo un solo spigolo può aver contribuito in parte alla formazione di una situazione di disomogeneità tra i due settori dell edificio comportando un incremento dei cedimenti differenziali, quest ultimi già associati alla presenza di terreni sabbioso limosi poco addensati con scadenti caratteristiche geotecniche associati ad una falda freatica soggetta a variazione stagionale, relativamente superficiale. La fase esecutiva prevede la realizzazione di un intervento di consolidamento da effettuare mediante realizzazione di fondazioni indirette, lungo lo spigolo Est e quello Nord non ancora interessati dalle opere di Pag. 2

4 consolidamento, costituite da micropali in calcestruzzo di piccolo diametro (circa 250 mm) con armatura costituita da tubolare in acciaio di diametro pari a 127 mm, spessore 8 mm. L intervento in progetto, come indicato negli elaborati progettuali, richiederà l esecuzione di scavi e movimenti terra nel complesso limitati, per i quali dovranno essere previste in ogni caso adeguate opere di sostegno. 2 DESCRIZIONE GENERALE DELLE OPERE STRUTTURALI Al fine di contenere i cedimenti differenziali che hanno interessato le opere fondazionali esistenti costituite da fondazioni dirette in muratura in mattoni pieni immorsate in uno strato di terreno caratterizzato da proprietà geomeccaniche scadenti (si rimanda per maggiori dettagli alla relazione geologica datata GENNAIO 2012 ed avente titolo Relazione geologica e geotecnica a supporto del consolidamento statico del teatro civico - PROGETTO DEFINITIVO / ESECUTIVO, si ritiene idoneo un intervento di consolidamento da effettuare mediante realizzazione di fondazioni indirette costituite da micropali in calcestruzzo di piccolo diametro (circa 250 mm) con armatura costituita da tubolare in acciaio di diametro pari a 127 mm, spessore 8 mm. Si prevede la realizzazione di 25 micropali verticali e 7 micropali inclinati (previsti per compensare le eccentricità del carico assorbito dai micropali verticali). Il dimensionamento dei micropali (diametro, lunghezza, interasse, inclinazione) è stato effettuato in fase definitiva/esecutiva secondo quanto previsto dalla normativa in vigore, in particolare D.M. 14 gennaio 2008, dopo aver acquisito informazioni dettagliate relativamente alla stratigrafia del terreno e alla geometria/consistenza delle fondazioni esistenti. Tale intervento prevede la realizzazione di un elemento orizzontale in calcestruzzo, adeguatamente armato da barre in acciaio trasversali ed orizzontali, da realizzare alla sommità dei micropali inglobandone la testa (elemento denominato trave testapalo); tale intervento verrà realizzato alla base del muro sul lato rivolto verso l esterno e verrà valutato in fase definitiva/esecutiva la quota di estradosso (parte superiore) che potrà essere orizzontale.(si rimanda agli elaborati grafici per i dettagli dell intervento di consolidamento) La trave testapalo riveste un ruolo fondamentale nell ambito di tale tipologia di intervento di consolidamento in quanto è tale elemento che deve essere adeguatamente vincolato alle fondazioni esistenti al fine di trasmettere ai micropali, e quindi agli strati più profondi del terreno con buone caratteristiche geomeccaniche, i carichi permanenti e variabili agenti sul manufatto edilizio da consolidare. Il vincolo della trave testapalo alla fondazione esistente può avvenire in svariate modalità, ad esempio si segnala che nell intervento di consolidamento realizzato nel 1998, secondo il progetto redatto da arch. Marco Bosi, la trave testapalo è stata vincolata alla base della muratura esistente mediante spinottature realizzate con barre φ 20 poste su due livelli con interasse avente passo 20 cm. Una soluzione alternativa e ritenuta, a parere dello scrivente, tecnicamente più valida consiste nel creare degli speroni, di adeguate dimensioni e con adeguato interasse, alla base della muratura esistente in modo da realizzare una compenetrazione tra il nuovo elemento in calcestruzzo e la muratura esistente. La fattibilità tecnica di tale soluzione è risultata possibile a seguito delle operazioni di sondaggio geognostico effettuate in fata 16 gennaio Si sottolinea che la realizzazione della trave testapalo e del contestuale ammorsamento alla fondazione esistente avverrà per settori secondo le modalità impartite dalla Direzione Lavori. In particolare si dovrà cercare di ridurre al minimo, durante le lavorazioni, eventuali perturbazioni sulle strutture esistenti al fine di contenere eventuali variazioni dello stato tensionale Pag. 3

5 presente alla base delle murature da consolidare. A tal proposito le demolizioni nella muratura esistente per realizzare gli speroni sono previste a mano Sequenza lavorazioni (indicativa, da valutare in dettaglio in fase di esecuzione dei lavori): 1) Scavo di splateamento 2) Realizzare micropali a partire da piano campagna 3) Realizzare scavi parziali per realizzare speroni (per zone) demolizioni manuali 4) Inserire armatura (staffoni) negli speroni e gettarli posizionando cassero di testata (devono passare armature) 5) Realizzare scavo per realizzazione trave testapalo 6) Scapitozzare micropali alla quota di progetto 7) Inserire armatura longitudinale e trasversale della trave testapalo 8) Gettare in unica fase la trave testapalo 9) Procedere con riempimento e ripristino marciapiede Si riporta di seguito una sequenza di foto relative ad un intervento analogo a quello in oggetto foto 1 vista esempio realizzazione micropali in prossimità di edificio esistente e speroni per ammorsamento alle fondazioni esistenti Pag. 4

6 foto 2 - vista esempio realizzazione micropali in prossimità di edificio esistente e speroni per ammorsamento alle fondazioni esistenti foto 3 realizzazione trave testapalo in cemento armato Pag. 5

7 foto 4 vista dettaglio armatura di collegamento tra speroni e trave testapalo foto 5 vista dettaglio armatura speroni Pag. 6

8 foto 6 vista dettaglio armatura trave testapalo speroni ammorsamento alle fondazioni esistenti foto 7 vista dettaglio armatura trave testapalo speroni ammorsamento alle fondazioni esistenti Pag. 7

9 A completamento dell intervento di consolidamento si ritiene opportuno realizzare delle cuciture in corrispondenza dello spigolo Nord-Ovest, dove sono presenti le lesioni di maggior rilevanza. Tali cuciture verranno impostate su due ordini entro le due murature corrispondenti alla spigolata nord-ovest dove si trovano le principali lesioni; consisteranno nell inserimento di barre in acciaio Dywidag di diametro pari a 26 mm e lunghezza pari a 3 metri, con successivo intasamento con malta reoplastica antiritiro. Pag. 8

10 3 NORMATIVA DI RIFERIMENTO Il presente fascicolo, estratto dai calcoli preliminari di verifica eseguiti, è stato approntato sulla base delle Nuove Norme Tecniche per le Costruzioni come da D.M e circolare di applicazione n Per quanto non compiutamente descritto nelle suddette, e non in contrasto con la stesse, si è fatto riferimento alle seguenti normative di comprovata affidabilità: Strutture: L n. 1086: "Norme per la disciplina delle opere in conglomerato cementizio armato, normale e precompresso ed a struttura metallica". Normativa Sismica: Legge 02/02/1974: Provvedimenti per le costruzioni in zone sismiche. Normativa del Consiglio Superiore dei LL.PP. Servizio Tecnico Centrale: Linee guida per la progettazione, esecuzione e collaudo di strutture isolate dal sisma. Ordinanza P.C.M. 20 marzo 2003, n (pubbl. G.U. n 105), aggiornata di tutte le modifiche introdotte dalla Ordinanza del Presidente del Consiglio dei Ministri del n.3431: Primi elementi in materia di criteri generali per la classificazione sismica del territorio nazionale e di normative tecniche per le costruzioni in zona sismica. Terreni Fondazioni: D.M : "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. Circolare del Ministero dei Lavori Pubblici , n 30483: Legge , n 64 - articolo 1. D.M : Istruzioni 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 ed il collaudo delle opere di sostegno delle terre e delle opere di fondazione. NORMA TECNICA UNI EN :2005 (EUROCODICE 7 - PROGETTAZIONE GEOTECNICA) Progettazione geotecnica - Parte 1: Regole generali. EUROCODICE 8 - Indicazioni progettuali per la resistenza sismica delle strutture - Parte 5: Fondazioni, strutture di contenimento ed aspetti geotecnici. Materiali: Decreto del Presidente della Repubblica n 246: Regolamento di attuazione della direttiva 89/106/CEE relativa ai prodotti da costruzione. Pag. 9

11 D.M. LL.PP : Norme tecniche per la progettazione, esecuzione e collaudo degli edifici in muratura e per il loro consolidamento. UNI EN Ottobre 2001: Calcestruzzo. Specificazione, prestazione, produzione e conformità. UNI Marzo 2004: Calcestruzzo Specificazione, prestazione, produzione e conformità Istruzioni complementari per l applicazione della EN UNI Gennaio 1995: Prodotti laminati a caldo di acciai non legati per impieghi strutturali condizioni tecniche e fornitura. Pag. 10

12 4 GENERALITÀ SUL METODO DI CALCOLO E ANALISI Il dimensionamento e la verifica delle strutture in acciaio e calcestruzzo è eseguito con il metodo degli stati limite (S.L.U. e S.L.E.). Il calcolo delle sollecitazioni sulla struttura e il dimensionamento delle varie sezioni caratteristiche è stato condotto con i metodi della Scienza e della Tecnica delle Costruzioni. L analisi strutturale adottata è di norma nell ambito della teoria elastica lineare che ben rappresenta il comportamento globale dell intera struttura. Nello spirito della verifica agli stati limite le strutture devono essere verificate sia in condizioni di carico prossimo a quello di rottura (Verifiche agli Stati Limite Ultimi), sia per livelli di carico di esercizio (Verifiche agli Stati Limite di Esercizio). Rispetto agli SLU devono essere verificate: la rottura per sollecitazioni normali, di taglio o di torsione, l instabilità dell equilibrio globale e locale. Rispetto agli S.L.E. devono essere limitate la estensione delle fessurazione, la deformabilità strutturale e il regime tensionale di esercizio. risultati numerici relativi agli elementi strutturali in cemento armato sono ottenuti mediante l ausilio dei codici ad elementi finiti : - SAP , SERIAL NUMBER 908/14232 prodotto dalla Computers and Structures, Inc, Berkeley, California, USA - SISMICAD 11.12, LICENZA N , prodotto da Concrete S.r.l. Via della Pieve 19, Padova. A disposizione dei codici di calcolo sono disponibili manuali sia in forma cartacea che su supporto informatico in cui è indicata la teoria di base di tutte le procedure implementate nel codice utilizzato. È presente anche un elenco esauriente di esempi per la verifica dell affidabilità del programma. Le verifiche sono state condotte secondo la teoria degli Stati limite. Descrizione del software SISMICAD DESCRIZIONE DEL PROGRAMMA SISMICAD Si tratta di un programma di calcolo strutturale che nella versione più estesa è dedicato al progetto e verifica degli elementi in cemento armato, acciaio, muratura e legno di opere civili. Il programma utilizza come analizzatore e solutore del modello strutturale un proprio solutore agli elementi finiti tridimensionale fornito col pacchetto. Il programma è sostanzialmente diviso in tre moduli: un pre processore che consente l'introduzione della geometria e dei carichi e crea il file dati di input al solutore; il solutore agli elementi finiti; un post processore che a soluzione avvenuta elabora i risultati eseguendo il progetto e la verifica delle membrature e producendo i grafici ed i tabulati di output. 4.2 SPECIFICHE TECNICHE Denominazione del software: SismiCad Produttore del software: Concrete Concrete srl, via della Pieve, 15, PADOVA - Italy Rivenditore: CONCRETE SRL - Via della Pieve Padova - tel Versione: Identificatore licenza: SW Intestatario della licenza: STUDIO BRAGGIO - VIA VELEZZO, 1 - ZEME (PV) Versione regolarmente licenziata Pag. 11

13 4.3 SCHEMATIZZAZIONE STRUTTURALE E CRITERI DI CALCOLO DELLE SOLLECITAZIONI Il programma schematizza la struttura attraverso l'introduzione nell'ordine di fondazioni, poste anche a quote diverse, platee, platee nervate, plinti e travi di fondazione poggianti tutte su suolo elastico alla Winkler, di elementi verticali, pilastri e pareti in c.a. anche con fori, di orizzontamenti costituiti da solai orizzontali e inclinati (falde), e relative travi di piano e di falda; è ammessa anche l'introduzione di elementi prismatici in c.a. di interpiano con possibilità di collegamento in inclinato a solai posti a quote diverse. I nodi strutturali possono essere connessi solo a travi, pilastri e pareti, simulando così impalcati infinitamente deformabili nel piano, oppure a elementi lastra di spessore dichiarato dall'utente simulando in tal modo impalcati a rigidezza finita. I nodi appartenenti agli impalcati orizzontali possono essere connessi rigidamente ad uno o più nodi principali giacenti nel piano dell'impalcato; generalmente un nodo principale coincide con il baricentro delle masse. Tale opzione, oltre a ridurre significativamente i tempi di elaborazione, elimina le approssimazioni numeriche connesse all'utilizzo di elementi lastra quando si richiede l'analisi a impalcati infinitamente rigidi. Per quanto concerne i carichi, in fase di immissione dati, vengono definite, in numero a scelta dell'utente, condizioni di carico elementari le quali, in aggiunta alle azioni sismiche e variazioni termiche, vengono combinate attraverso coefficienti moltiplicativi per fornire le combinazioni richieste per le verifiche successive. L'effetto di disassamento delle forze orizzontali, indotto ad esempio dai torcenti di piano per costruzioni in zona sismica, viene simulato attraverso l'introduzione di eccentricità planari aggiuntive le quali costituiscono ulteriori condizioni elementari di carico da cumulare e combinare secondo i criteri del paragrafo precedente. Tipologicamente sono ammessi sulle travi e sulle pareti carichi uniformemente distribuiti e carichi trapezoidali; lungo le aste e nei nodi di incrocio delle membrature sono anche definibili componenti di forze e coppie concentrate comunque dirette nello spazio. Sono previste distribuzioni di temperatura, di intensità a scelta dell'utente, agenti anche su singole porzioni di struttura. Il calcolo delle sollecitazioni si basa sulle seguenti ipotesi e modalità: - travi e pilastri deformabili a sforzo normale, flessione deviata, taglio deviato e momento torcente. Sono previsti coefficienti riduttivi dei momenti di inerzia a scelta dell'utente per considerare la riduzione della rigidezza flessionale e torsionale per effetto della fessurazione del conglomerato cementizio. E' previsto un moltiplicatore della rigidezza assiale dei pilastri per considerare, se pure in modo approssimato, l'accorciamento dei pilastri per sforzo normale durante la costruzione. - le travi di fondazione su suolo alla Winkler sono risolte in forma chiusa tramite uno specifico elemento finito; - le pareti in c.a. sono analizzate schematizzandole come elementi lastra-piastra discretizzati con passo massimo assegnato in fase di immissione dati; - le pareti in muratura possono essere schematizzate con elementi lastra-piastra con spessore flessionale ridotto rispetto allo spessore membranale.- I plinti su suolo alla Winkler sono modellati con la introduzione di molle verticali elastoplastiche. La traslazione orizzontale a scelta dell'utente è bloccata o gestita da molle orizzontali di modulo di reazione proporzionale al verticale. - I pali sono modellati suddividendo l'asta in più aste immerse in terreni di stratigrafia definita dall'utente. Nei nodi di divisione tra le aste vengono inserite molle assialsimmetriche elastoplastiche precaricate dalla spinta a riposo che hanno come pressione limite minima la spinta attiva e come pressione limite massima la spinta passiva modificabile attraverso opportuni coefficienti. - i plinti su pali sono modellati attraverso aste di di rigidezza elevata che collegano un punto della struttura in elevazione con le aste che simulano la presenza dei pali;- le piastre sono discretizzate in un numero finito di elementi lastra-piastra con passo massimo assegnato in fase di immissione dati; nel caso di platee di fondazione i nodi sono collegati al suolo da molle aventi rigidezze alla traslazione verticale ed richiesta anche orizzontale.- La deformabilità nel proprio piano di piani dichiarati non infinitamente rigidi e di falde (piani inclinati) può essere controllata attraverso la introduzione di elementi membranali nelle zone di solaio. - I disassamenti tra elementi asta sono gestiti automaticamente dal programma attraverso la introduzione di collegamenti rigidi locali.- Alle estremità di elementi asta è possibile inserire svincolamenti tradizionali così come cerniere parziali (che trasmettono una quota di ciò che trasmetterebbero in condizioni di collegamento rigido) o cerniere plastiche.- Alle estremità di elementi bidimensionali è possibile inserire svincolamenti con cerniere parziali del momento flettente avente come asse il bordo dell'elemento.- Il calcolo degli effetti del sisma è condotto, a scelta dell'utente, con analisi statica lineare, con analisi dinamica modale o con analisi statica non lineare, in accordo alle varie normative adottate. Le masse, nel caso di impalcati dichiarati rigidi sono concentrate nei nodi principali di piano altrimenti vengono considerate diffuse nei nodi giacenti sull'impalcato stesso. Nel caso di analisi sismica vengono anche controllati gli spostamenti di interpiano. Pag. 12

14 4.4 VERIFICHE DELLE MEMBRATURE IN CEMENTO ARMATO Nel caso più generale le verifiche degli elementi in c.a. possono essere condotte col metodo delle tensioni ammissibili (D.M ) o agli stati limite in accordo al D.M , al D.M o secondo Eurocodice 2. Le travi sono progettate e verificate a flessione retta e taglio; a richiesta è possibile la verifica per le sei componenti della sollecitazione. I pilastri ed i pali sono verificati per le sei componenti della sollecitazione. Per gli elementi bidimensionali giacenti in un medesimo piano è disponibile la modalità di verifica che consente di analizzare lo stato di verifica nei singoli nodi degli elementi. Nelle verifiche (a presso flessione e punzonamento) è ammessa la introduzione dei momenti di calcolo modificati in base alle direttive dell'ec2, Appendice A.2.8. I plinti superficiali sono verificati assumendo lo schema statico di mensole con incastri posti a filo o in asse pilastro. Gli ancoraggi delle armature delle membrature in c.a. sono calcolati sulla base della effettiva tensione normale che ogni barra assume nella sezione di verifica distinguendo le zone di ancoraggio in zone di buona o cattiva aderenza. In particolare il programma valuta la tensione normale che ciascuna barra può assumere in una sezione sviluppando l'aderenza sulla superficie cilindrica posta a sinistra o a destra della sezione considerata; se in una sezione una barra assume per effetto dell'aderenza una tensione normale minore di quella ammissibile, il suo contributo all'area complessiva viene ridotto dal programma nel rapporto tra la tensione normale che la barra può assumere per effetto dell'aderenza e quella ammissibile. Le verifiche sono effettuate a partire dalle aree di acciaio equivalenti così calcolate che vengono evidenziate in relazione. A seguito di analisi inelastiche eseguite in accordo a OPCM 3431 o D.M vengono condotte verifiche di resistenza per i meccanismi fragili (nodi e taglio) e verifiche di deformabilità per i meccanismi duttili. 4.5 VERIFICHE DELLE MURATURE Per le murature è prevista la verifica a schiacciamento eccentrico secondo il metodo delle tensioni ammissibili o agli stati limite ai sensi del D.M. LL.PP In presenza di sisma analizzato secondo il DM le verifiche possono essere condotte sulla base della Circ. LL.PP n e le direttive tecniche dei D.G.R. Umbria 5180/98 e D.G.R. 2153/98 in attuazione L.61/98. In particolare vengono svolte le verifiche a taglio, a ribaltamento ed a pressoflessione sia nel piano ortogonale che nel piano del maschio. Vengono inoltre evidenziati a richiesta i coefficienti richiesti dalla L.61/98. La verifica a taglio viene condotta utilizzando un solutore POR per i maschi compresi tra due piani orizzontali dichiarati infinitamente rigidi in sede in input dei livelli. I carichi verticali si pensano centrati e le variazioni di sforzo normale dovute alle azioni sismiche sono prese in conto a scelta dell utente. Nel caso si utilizzi un modello non lineare (ad esempio per la presenza di tiranti o di fondazioni non reagenti al sollevamento) i carichi verticali comprendono sempre anche il contributo delle azioni sismiche. Le azioni orizzontali prese in conto sono per ogni piano la somma delle forze sismiche agenti al di sopra del piano. Ai fini della verifica POR la analisi del modello agli elementi finiti ha il solo scopo di determinare lo sforzo normale nei maschi murari. Gli effetti delle azioni orizzontali infatti vanno valutati con diverso solutore (POR). Ai maschi che non sono compresi tra piani rigidi e quindi anche ai maschi che sostengono le falde non può essere applicato un solutore POR. Per questi maschi le verifiche a taglio vengono eseguite, trascurando a favore di sicurezza il contributo della duttilità, a partire dai risultati della analisi elastica forniti dal modello ad elementi finiti. I carichi verticali sono pensati centrati. Sia nel caso lineare che nel non lineare lo sforzo normale ed i tagli si ottengono per ogni combinazione sommando i contributi di tutte le condizioni di carico. In presenza di sisma analizzato secondo il D.M le verifiche a taglio, a pressoflessione nel piano e fuori piano e a ribaltamento possono essere eseguite secondo D.M. LL.PP La analisi sismica può anche essere condotta secondo OPCM 3431 o D.M con analisi statica lineare, analisi dinamica modale o analisi statica non lineare. Le verifiche a taglio, a pressoflessione nel piano e fuori piano vengono condotte nel rispetto della norma con distinzione tra edifici nuovi ed edifici esistenti. Nel caso di analisi elastica le murature sono modellate con elementi bidimensionali (shell); nel caso di analisi statica non lineare le murature sono modellate con un particolare elemento finito monodimensionale a comportamento bilineare elastico perfettamente plastico. Pag. 13

15 Sollecitazioni aste Convenzioni di segno aste Le abbreviazioni relative alle sollecitazioni sugli elementi aste sono da intendersi: - F1 (N): sforzo normale nell asta; - F2: sforzo di taglio agente nella direzione dell asse locale 2; - F3: sforzo di taglio agente nella direzione dell asse locale 3; - M1 (Mt): momento attorno all asse locale 1; equivale al momento torcente; - M2: momento attorno all asse locale 2; - M3: momento attorno all asse locale 3; 2 I F2 positivo 1 M2 positivo 3 F M3 positivo Mt positivo F1 positivo = trazione F3 positivo La convenzione sui segni per i parametri di sollecitazione delle aste è la seguente: presa un'asta con nodo iniziale i e nodo finale f, asse 1 che va da i a f, assi 2 e 3 presi secondo quanto indicato nei paragrafi successivi relativi al sistema locale delle aste sezionando l asta in un punto e considerando la sezione sinistra del punto in cui si è effettuato il taglio (sezione da cui esce il versore asse 1) i parametri di sollecitazione sono positivi se hanno verso e direzione concordi con il sistema di riferimento locale dell asta 1, 2, 3 (per i momenti si adotta la regola della mano destra). Il sistema è definito diversamente per tre categorie di aste, a seconda che siano originate da: - aste verticali ad esempio pilastri e colonne; - aste non verticali non di c.a., ad esempio travi di acciaio o legno; - aste non verticali in c.a.: travi in c.a. di piano, falda o a quota generica. Nel seguito si indica con 1, 2 e 3 il sistema locale dell asta che non sempre coincide con gli assi principali della sezione. Si ricorda che per assi principali si intendono gli assi rispetto a cui si ha il raggio di inerzia minimo e massimo. Gli assi 1, 2 e 3 rispettano la regola della mano destra. Sistema locale aste verticali Pag. 14

16 Y globale 2=Y geometrico X geometrico rot 3 X globale Nella figura si considera l asse 1 uscente dal foglio (l osservatore guarda in direzione opposta a quella dell asse 1). Sistema locale aste non verticali Z' 2=Y geometrico 3=X geometrico rot Nella figura si considera l asse 1 entrante nel foglio (l osservatore guarda in direzione coincidente a quella dell asse 1). L'asse Z è illustrato nella figura seguente dove: - P1 è il punto di inserimento iniziale dell asta - P2 è il punto di inserimento finale dell asta - N è la normale al piano o falda di inserimento Z' N Normale alla falda: travi acciaio "sopra falda" Asse Z globale: tutte le altre aste P2 P1 Z è quindi l intersezione tra il piano passante per P1, P2 contenente N e il piano della sezione iniziale dell asta. Sistema locale aste derivanti da travi in c.a. Pag. 15

17 2=Y geometrico=z globale 3=X geometrico Nella figura si considera l asse 1 entrante nel foglio (l osservatore guarda in direzione coincidente a quella dell asse 1). L asse 2 è sempre verticale e quindi coincidente con l asse Z globale nonché con l asse y geometrico. L asse 3 coincide con l asse x geometrico. Si sottolinea il fatto che gli assi 2 e 3 non corrispondono agli assi principali della sezione. Pag. 16

18 5 MATERIALI IMPIEGATI E TENSIONI DI PROGETTO 5.1 Strutture in calcestruzzo armato realizzate in opera I materiali impiegati nella composizione del calcestruzzo armato, rispondenti ai requisiti della norma UNI EN 206-1, sono caratterizzati dalle seguenti caratteristiche prestazionali: Armatura per opere in C.A. B450C f yk = 450 MPa resistenza caratteristica a trazione E s = 206 GPa - modulo elastico Calcestruzzo per strutture di Fondazione classe = C25/30 MPa R ck = 30 MPa (300 kg/cmq) res. cubica caratteristica a compressione classe di esposizione XC2 (fondazioni) dosaggio minimo di cemento 300 kg/m 3 massimo rapporto a/c = 0,60 classe di consistenza S3-S4 dimensione nominale massima inerti 20 mm Acciaio MICROPALI E = Modulo di Young (Modulo di elasticità normale) = MPa G = Modulo di elasticità tangenziale = MPa γ = Peso specifico = 7850 kg/m 3 Denominazione S275 (Fe430) Resistenza allo snervamento Resistenza a rottura Coefficiente di sicurezza Resistenza di progetto f y = 275 MPa (Fe430) f t = 430 MPa γ s = 1.05 (Tab. 4.2.V NTC) f yd = 261 MPa Pag. 17

19 6 DURABILITA E COPRIFERRI Si assume vita utile di progetto = 50 anni 6.1 Copriferro minimo e nominale (EC2) c min = max (c min,b; c min,dur + c dur,γ - c dur,st - c dur,add; 10 mm) c min,b φ b, φ n diametro armature c min,dur c dur,γ c dur,st c dur,add requisito di aderenza durabilità margine di sicurezza (0 mm) riduzione del copriferro per utilizzazione di acciaio inox riduzione del copriferro per la presenza di protezioni aggiuntive c nom = c min + c dev c dev = 10 mm In funzione della vita utile, della classe di esposizione e della classe di resistenza si determinano i seguenti valori di c nom: Fondazioni in c.a. controterra: Diametro massimo degli inerti = 20 mm; Diametro massimo delle barre φ b = 24 mm; Elemento di forma simile ad una soletta riduzione di una classe; Nessun controllo di qualità sul copriferro; Classificazione strutturale S4-1 = S3; c nom = max (24; ; 10) + 10 = 40 mm 6.2 Copriferro minimo e nominale (NTC08) Ambiente: ordinario Nessun controllo di qualità sul copriferro Tolleranza di posa = 10 mm Fondazione: C25/30; Elemento a piastra; c nom = = 40 mm Pag. 18

20 7 CARATTERISTICHE DEL TERRENO Per la caratterizzazione del terreno si rimanda alla relazione geologica datata GENNAIO 2012 ed avente titolo Relazione geologica e geotecnica a supporto del consolidamento statico del teatro civico - PROGETTO DEFINITIVO / ESECUTIVO Redatta da: Studio Geologico & Consulenze Ambientali - Dott. Geol. ANDREA FERRAROTTI Via Bruno Buozzi, TRINO (VC) - Tel Via Degli Artisti 34 Bis TORINO - Tel/Fax Mob andrea.ferrarotti@libero.it Il terreno indagato è classificabile in via preliminare, secondo lo schema presente nel D.M , come suolo appartenente alla categoria C. L area d intervento, secondo quanto verificato dai rilevamenti eseguiti in sito, ricade in una zona collinare a media acclività: pertanto, tale area risulta essere compresa nella categoria topografica T1. STIMA PARAMETRI GEOTECNICI PROVA P1 Angolo di resistenza al taglio Nspt Prof. Strato Nspt corretto per presenza falda Strato 1 8 2,20 8 Strato 2 5 4,50 5 Strato ,00 15 Correlazione Shioi-Fukuni 1982 (ROAD BRIDGE SPECIFICATION) Shioi-Fukuni 1982 (ROAD BRIDGE SPECIFICATION) Shioi-Fukuni 1982 (ROAD BRIDGE SPECIFICATION) Angolo d'attrito 25,95 23,66 30 Classificazione AGI Nspt Prof. Strato Nspt corretto per presenza falda Correlazione Strato 1 8 2,20 8 Classificazione Classificazione POCO ADDENSATO Strato 2 5 4,50 5 Classificazione SCIOLTO Strato ,00 15 Classificazione Peso unità di volume Nspt Prof. Strato Nspt corretto per presenza falda A.G.I Correlazione MODERATAME NTE ADDENSATO Gamma Strato 1 8 2,20 8 Meyerhof ed altri 1,66 Strato 2 5 4,50 5 Meyerhof ed altri 1,54 Strato ,00 15 Meyerhof ed altri 1,88 Pag. 19

21 Peso unità di volume saturo Nspt Prof. Strato Nspt corretto per presenza falda Correlazione Gamma Saturo Strato 1 8 2,20 8 Terzaghi-Peck 1,91 Strato 2 5 4,50 5 Terzaghi-Peck 1,89 Strato ,00 15 Terzaghi-Peck 1,95 STIMA PARAMETRI GEOTECNICI PROVA P2 Angolo di resistenza al taglio Nspt Prof. Strato Nspt corretto per presenza falda Strato 1 8 1,90 8 Strato 2 4 4,70 4 Strato ,00 15 Correlazione Shioi-Fukuni 1982 (ROAD BRIDGE SPECIFICATION) Shioi-Fukuni 1982 (ROAD BRIDGE SPECIFICATION) Shioi-Fukuni 1982 (ROAD BRIDGE SPECIFICATION) Angolo d'attrito 25,95 22,75 30 Classificazione AGI Nspt Prof. Strato Nspt corretto per presenza falda Correlazione Strato 1 8 1,90 8 Classificazione Classificazione POCO ADDENSATO Strato 2 4 4,70 4 Classificazione SCIOLTO Strato ,00 15 Classificazione Peso unità di volume Nspt Prof. Strato Nspt corretto per presenza falda A.G.I Correlazione MODERATAME NTE ADDENSATO Gamma Strato 1 8 1,90 8 Meyerhof ed altri 1,66 Strato 2 4 4,70 4 Meyerhof ed altri 1,49 Strato ,00 15 Meyerhof ed altri 1,88 Peso unità di volume saturo Nspt Prof. Strato Nspt corretto per presenza falda Correlazione Gamma Saturo Strato 1 8 1,90 8 Terzaghi-Peck 1,91 Strato 2 4 4,70 4 Terzaghi-Peck 1,88 Strato ,00 15 Terzaghi-Peck 1,95 Pag. 20

22 In base alle indagini di superficie e di profondità eseguite nell area d indagine, è possibile individuare sommariamente la seguente sequenza stratigrafica - geotecnica schematica locale (costituita da 3 livelli principali): - Strato 1: Riporto antropico e naturale eterogeneo ed eterometrico (poco addensato) - Strato 2: Limi e sabbie (sciolto) - Strato 3: Sabbie e limi (moderatamente addensato) Al fine della ricostruzione del modello geologico e geotecnico del sottosuolo, finalizzato a fornire una stima dei parametri geotecnici dei terreni presenti in sito, nonché per l impostazione delle successive attività di indagine geotecnica e monitoraggio, è stato possibile individuare le seguenti Unità litologiche o Strati tipo, aventi caratteristiche geotecniche omogenee. Di seguito si riportano i valori medi ottenuti da una stima dei parametri medi dei terreni indagati ottenuti dalle prove eseguite. Strato Classificazione A.G.I. γd m γsat m Φ m C m Φu m Cu m t/m³ t/m³ Kg/cm² Kg/cm² 1 Poco addensato 1,6 1,9 26,0 0,0 0,0 0,0 2 Sciolto 1,5 1,9 23,2 0,0 0,0 0,0 3 Moderatamente addensato 1,9 2,0 30,0 0,0 0,0 0,0 dove: γd m : peso di volume secco; γsat m : peso di volume saturo; φ m : angolo di attrito interno efficace; C m : coesione efficace; φu m : angolo di attrito interno non drenato; Cu m : coesione non drenata. Di seguito si riportano i valori caratteristici ai sensi del D.M e s.m.i. ottenuti da una stima dei parametri medi dei terreni indagati, utilizzando il metodo di calcolo del 5 percentile della distribuzione dei dati, nel caso in cui la superficie di rottura interessi un limitato volume di terreno. Per superfici di rottura che interessano superfici di rottura maggiori potranno essere utilizzati i valori medi. Strato Classificazione A.G.I. γd k γsat k Φ k C k Φu k Cu k t/m³ t/m³ Kg/cm² Kg/cm² 1 Poco addensato 1,6 1,9 23,8 0,0 0,0 0,0 2 Sciolto 1,5 1,9 21,3 0,0 0,0 0,0 3 Moderatamente addensato 1,9 2,0 27,5 0,0 0,0 0,0 Pag. 21

23 dove: γd k : peso di volume secco; γsat k : peso di volume saturo; φ k : angolo di attrito interno efficace; C k : coesione efficace; φu k : angolo di attrito non drenato; Cu k : coesione non drenata. I valori di progetto da adottare nei calcoli ove vengano previste Combinazioni contenenti M2, dovranno essere ottenuti dividendo i valori caratteristici per un coefficiente riduttivo parziale secondo quanto indicato nel D.M NTC. Tali parametri dovranno essere ottenuti dividendo i valori caratteristici per i seguenti coefficienti di riduzione: γ d = γ k /1; C d = C k /1,25; Cu d = Cu k /1,4; φ d = φ k /1,25. Strato Classificazione A.G.I. γd d γsat d Φ d C d Φu d Cu d t/m³ t/m³ Kg/cm² Kg/cm² 1 Poco addensato 1,6 1,9 19,4 0,0 0,0 0,0 2 Sciolto 1,5 1,9 17,3 0,0 0,0 0,0 3 Moderatamente addensato 1,9 2,0 22,6 0,0 0,0 0,0 La falda intercettata in occasione delle prove geognostiche in data 16 gennaio 2012 è a circa 4 metri da piano campagna A vantaggio di sicurezza si ipotizza un escursione di circa 1 metro (mesi estivi). Nel dimensionamento delle opere di consolidamento si ipotizza che la falda possa arrivare fino a -3 metri da piano campagna. Pag. 22

24 immagine 1 stratigrafia (si rimanda per maggiori dettagli alla relazione geologica) Pag. 23

25 7.1 Calcolo della resistenza del sistema geotecnico In base a quanto previsto dal D.M. 14/01/2008 è necessario eseguire le verifiche per le fondazioni oggetto del presente progetto in riferimento a: Verifiche agli stati limite ultimi (SLU) - SLU di tipo geotecnico (GEO): 1. collasso per carico limite dell insieme fondazione-terreno 2. collasso per scorrimento del piano di posa 3. stabilità globale - SLU di tipo strutturale (STR): 1. raggiungimento della resistenza negli elementi strutturali Tali verifiche si traducono nella verifica Ed<Rd Nel caso specifico la sola verifica geotecnica agli SLU da eseguirsi è quella relativa alla capacità portante ovvero la verifica dello stato limite di collasso per raggiungimento del carico limite della fondazione. Verifiche agli stati limite di esercizio (SLE) tali verifiche si traducono nella verifica Ed<Cd, ossia che gli spostamenti e le deformazioni siano contenute in modo tale da non limitare l uso della costruzione, la sua efficienza e il suo aspetto. Pag. 24

26 8 AZIONI DI PROGETTO Nel progetto del complesso, oltre al peso proprio degli elementi in acciaio, si sono considerate le seguenti azioni agenti sulle strutture. 8.1 Carichi permanenti Come di seguito esplicitato i sovraccarichi sono stati calcolati in base alla destinazione d uso dei locali, adottando i valori indicati dalla normativa. Classificazione delle azioni a) permanenti (G ): azioni che 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: - 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) (G1 ); - peso proprio di tutti gli elementi non strutturali ( G2 ); - spostamenti e deformazioni imposti, previsti dal progetto e realizzati all atto della costruzione; - pretensione e precompressione ( P ); - ritiro e viscosità; - spostamenti differenziali; b) variabili (Q ): azioni sulla struttura o sull elemento strutturale con valori istantanei che possono risultare sensibilmente diversi fra loro nel tempo: - di lunga durata: agiscono con un intensità significativa, anche non continuativamente, per un tempo non trascurabile rispetto alla vita nominale della struttura; - di breve durata: azioni che agiscono per un periodo di tempo breve rispetto alla vita nominale della struttura; c) eccezionali (A ): azioni che si verificano solo eccezionalmente nel corso della vita nominale della struttura; - incendi; - esplosioni; - urti ed impatti; d) sismiche ( E ): azioni derivanti dai terremoti. Pag. 25

27 Sovraccarichi di progetto I carichi e sovraccarichi permanenti ed accidentali adottati sono conformi a quanto prescritto dal D.M. del 14 Gennaio 2008 Approvazione delle nuove norme tecniche per le costruzioni ; in particolare i pesi propri saranno definiti sulla base della tabella 3.1.I: I carichi variabili saranno definiti sulla base della tabella 3.1.II: Pag. 26

28 8.2 Muratura γ = 18 kn/mc peso specifico della muratura esistente (stimato) Altezza della muratura esistente fino a estradosso trave testapalo h= 8,30 m Alla base della muratura si ha pertanto Pmuro = 18 x 8,30 x 0,6 = 89,64 kn/ml G1 8.3 Copertura teatro (stima) Destinazione Coperture Carico variabile Q k1: - categoria H kn/m 2 (in seguito Q k1) - categoria neve (quota <1.000 m s.l.m.) 1.20 kn/m 2 (in seguito Q k2) Carico permanente: - elementi strutturali (in seguito G 1) Peso proprio travi secondarie in legno 0.30 kn/m 2 - carichi permanenti non strutturali (in seguito G 2) perline abete 20 mm 0.10 kn/m 2 copertura in coppi 0.90 kn/m kn/m 2 Carichi totali Q k1 + Q k2 + G 1 + G 2 = 3.00 kn/m 2 Lunghezza falda L= 5,5 m Carico accidentale gravante sul muro Pcop-acc = 1.70 x 5.5 = 9.35 kn/ml Q1 Carico permanente gravante sul muro Pcop-perm = 1.30 x 5.5 = 7.15 kn/ml G2 8.4 Peso proprio trave testapalo γ = 25 kn/mc peso specifico della muratura Dimensioni = base x altezza = 50 x 50 cm P trave testapalo = 0,50x0,50x25 = 6.25 kn/ml G3 Per la valutazione dei carici complessivi che devono gravano sulle fondazioni si rimanda al paragrafo 9.6. Pag. 27

29 9 COMBINAZIONE DELLE AZIONI STATICHE Nel seguito si cita esplicitamente quando riportato nella normativa adottata. Le denominazioni delle azioni agenti sono le stesse espresse in normativa. Nella verifica degli elementi strutturali (fondazioni ed opere in elevazione) si espliciterà sempre nei capitoli dedicati alle verifiche di sicurezza quali approcci sono stati impiegati e quindi la scelta dei coefficienti parziali di sicurezza. - Combinazione fondamentale, generalmente impiegata per gli stati limite ultimi (SLU): γ G1 G 1 + γ G2 G 2 + γ P P + γ Q1 Q k1 + γ Q2 ψ 02 Q k2 + γ Q3 ψ 03 Q k Combinazione caratteristica (rara), generalmente impiegata per gli stati limite di esercizio (SLE) irreversibili, da utilizzarsi nelle verifiche alle tensioni ammissibili di cui al 2.7: G 1 + G 2 + P + Q k1 + ψ 02 Q k2 + ψ 03 Q k Combinazione frequente, generalmente impiegata per gli stati limite di esercizio (SLE) reversibili: G 1 + G 2 +P+ ψ 11 Q k1 + ψ 22 Q k2 + ψ 23 Q k Combinazione quasi permanente (SLE), generalmente impiegata per gli effetti a lungo termine: G 1 + G 2 + P + ψ 21 Q k1 + ψ 22 Q k2 + ψ 23 Q k Combinazione sismica, impiegata per gli stati limite ultimi e di esercizio connessi all azione sismica E (v. 3.2): E + G 1 + G 2 + P + ψ 21 Q k1 + ψ 22 Q k Combinazione eccezionale, impiegata per gli stati limite ultimi connessi alle azioni eccezionali di progetto Ad (v. 3.6): G 1 +G 2 + P + A d + ψ 21 Q k1 +ψ 22 Q k Nelle combinazioni per SLE, si intende che vengono omessi i carichi Q kj che danno un contributo favorevole ai fini delle verifiche e, se del caso, i carichi G 2. Nelle combinazioni per SLE, si intende che vengono omessi i carichi Qkj che danno un contributo favorevole ai fini delle verifiche e, se del caso, i carichi G2. Nelle formule sopra riportate il simbolo + vuol dire combinato con. I valori dei coefficienti parziali di sicurezza γgi e γqj sono dati in Tab. 2.6.I. Pag. 28

30 9.1 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 di fondazione: STR - lo stato limite di resistenza del terreno: GEO La Tabella 2.6.I, e le successive Tabelle 5.1.V e 5.2.V riportate nella normativa vigente (per ponti stradali e ferroviari), forniscono i valori dei coefficienti parziali delle azioni da assumere per la determinazione degli effetti delle azioni nelle verifiche agli stati limite ultimi, salvo quanto diversamente previsto nei capitoli specifici delle norme. Per le verifiche nei confronti dello stato limite ultimo di equilibrio come corpo rigido (EQU) si utilizzano i coefficienti parziali γf relativi alle azioni riportati nella colonna EQU delle Tabelle citate. Nelle verifiche nei confronti degli stati limite ultimi strutturali (STR) e geotecnici (GEO) si possono adottare, in alternativa, due diversi approcci progettuali. 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 citate. Nella Combinazione 2 dell Approccio 1, si impiegano invece i coefficienti γf riportati nella colonna A2. 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. I coefficienti parziali γm per i parametri geotecnici e i coefficienti γr che operano direttamente sulla resistenza globale di opere e sistemi geotecnici sono definiti nel Capitolo 6 della norma adottata. Pag. 29

31 Nella Tab. 2.6.I il significato dei simboli è il seguente: γ G1 coefficiente parziale del peso proprio della struttura, nonché del peso proprio del terreno e dell acqua, quando pertinenti; γ G2 coefficiente parziale dei pesi propri degli elementi non strutturali; γ Q1 coefficiente parziale delle azioni variabili. Nel caso in cui l azione sia costituita dalla spinta del terreno, per la scelta dei coefficienti parziali di sicurezza valgono le indicazioni riportate nel Cap. 6 della normativa. Il coefficiente parziale della precompressione si assume pari a γ P =1,0. Altri valori di coefficienti parziali sono riportati nei capitoli successivi con riferimento a particolari azioni specifiche. 9.2 Stati limite di esercizio Le verifiche agli stati limite di esercizio riguardano le voci riportate al della normativa. Nel Cap. 4, per le condizioni non sismiche, e nel Cap. 7 della normativa, per le condizioni sismiche, sono date specifiche indicazioni sulle verifiche in questione, con riferimento ai diversi materiali strutturali. Per le strutture in c.a. sono state eseguite le seguenti verifiche: - Verifica di deformabilità; - Verifica di fessurazione; - Verifica delle tensioni di esercizio. Per le strutture in acciaio sono state eseguite le seguenti verifiche: - Verifica dei spostamenti verticali e orizzontali Progettazione geotecnica e verifiche di sicurezza Per ogni stato limite ultimo deve essere rispettata la condizione Pag. 30

32 dove Ed è il valore di progetto dell azione o dell effetto dell azione ovvero con γe = γf, e dove Rd è il valore di progetto della resistenza del sistema geotecnico: Effetto delle azioni e resistenza sono espresse in funzione delle azioni di progetto γffk, dei parametri di progetto Xk/γM e della geometria di progetto ad. L effetto delle azioni può anche essere valutato direttamente come Ed=Ek γe. Nella formulazione della resistenza Rd, compare esplicitamente un coefficiente γr che opera direttamente sulla resistenza del sistema. La verifica della suddetta condizione deve essere effettuata impiegando diverse combinazioni di gruppi di coefficienti parziali, rispettivamente definiti per le azioni (A1 e A2), per i parametri geotecnici (M1 e M2) e per le resistenze (R1, R2 e R3). I diversi gruppi di coefficienti di sicurezza parziali sono scelti nell ambito di due approcci progettuali distinti e alternativi. Nel primo approccio progettuale (Approccio 1) sono previste due diverse combinazioni di gruppi di coefficienti: la prima combinazione è generalmente più severa nei confronti del dimensionamento strutturale delle opere a contatto con il terreno, mentre la seconda combinazione è generalmente più severa nei riguardi del dimensionamento geotecnico. Nel secondo approccio progettuale (Approccio 2) è prevista un unica combinazione di gruppi di coefficienti, da adottare sia nelle verifiche strutturali sia nelle verifiche geotecniche. I coefficienti parziali γf relativi alle azioni sono indicati nella Tab. 2.6.I. Ad essi deve essere fatto riferimento con le precisazioni riportate nel della normativa. Si deve comunque intendere che il terreno e l acqua costituiscono carichi permanenti (strutturali) quando, nella modellazione utilizzata, contribuiscono al comportamento dell opera con le loro caratteristiche di peso, resistenza e rigidezza. Pag. 31

33 Nella valutazione della combinazione delle azioni i coefficienti di combinazione ψij devono essere assunti come specificato nel Cap. 2 della normativa. Il valore di progetto della resistenza Rd può essere determinato: a) in modo analitico, con riferimento al valore caratteristico dei parametri geotecnici del terreno, diviso per il valore del coefficiente parziale γm specificato nella successiva Tab. 6.2.II e tenendo conto, ove necessario, dei coefficienti parziali γr specificati nei paragrafi relativi a ciascun tipo di opera; b) in modo analitico, con riferimento a correlazioni con i risultati di prove in sito, tenendo conto dei coefficienti parziali γr riportati nelle tabelle contenute nei paragrafi relativi a ciascun tipo di opera; c) sulla base di misure dirette su prototipi, tenendo conto dei coefficienti parziali γr riportati nelle tabelle contenute nei paragrafi relativi a ciascun tipo di opera. Per le rocce, al valore caratteristico della resistenza a compressione uniassiale qu deve essere applicato un coefficiente parziale γqu =1,6. Per gli ammassi rocciosi e per i terreni a struttura complessa, nella valutazione della resistenza caratteristica occorre tener conto della natura e delle caratteristiche geometriche e di resistenza delle discontinuità strutturali. Le opere e i sistemi geotecnici di cui al devono essere verificati nei confronti degli stati limite di esercizio. A tale scopo, il progetto deve esplicitare le prescrizioni relative agli spostamenti compatibili e le prestazioni attese per l'opera stessa. Il grado di approfondimento dell analisi di interazione terreno-struttura è funzione dell importanza dell opera. Per ciascun stato limite di esercizio deve essere rispettata la condizione dove Ed è il valore di progetto dell effetto delle azioni e Cd è il prescritto valore limite dell effetto delle azioni. Quest ultimo deve essere stabilito in funzione del comportamento della struttura in elevazione. 9.4 Fondazioni superficiali Nelle verifiche di sicurezza devono essere presi in considerazione tutti i meccanismi di stato limite ultimo, sia a breve sia a lungo termine. Pag. 32

34 Gli stati limite ultimi delle fondazioni superficiali si riferiscono allo sviluppo di meccanismi di collasso determinati dalla mobilitazione della resistenza del terreno e al raggiungimento della resistenza degli elementi strutturali che compongono la fondazione stessa. Nel caso di fondazioni posizionate su o in prossimità di pendii naturali o artificiali deve essere effettuata la verifica anche con riferimento alle condizioni di stabilità globale del pendio includendo nelle verifiche le azioni trasmesse dalle fondazioni. Le verifiche devono essere effettuate almeno nei confronti dei seguenti stati limite: SLU di tipo geotecnico (GEO) collasso per carico limite dell insieme fondazione-terreno collasso per scorrimento sul piano di posa stabilità globale SLU di tipo strutturale (STR) raggiungimento della resistenza negli elementi strutturali accertando che la condizione sia soddisfatta per ogni stato limite considerato. La verifica di stabilità globale deve essere effettuata secondo l Approccio 1: Combinazione 2: (A2+M1+R2) tenendo conto dei coefficienti parziali riportati nelle Tabelle 2.6.I e 6.2.II per le azioni e i parametri geotecnici e nella Tabella 6.8.I per le resistenze globali. Le rimanenti verifiche devono essere effettuate, tenendo conto dei valori dei coefficienti parziali riportati nelle Tab. 2.6.I, 6.2.II e 6.4.I, seguendo almeno uno dei due approcci: Approccio 1: Combinazione 1: (A1+M1+R1) Combinazione 2: (A2+M1+R2) Pag. 33

35 Approccio 2: (A1+M1+R3). Nelle verifiche effettuate con l approccio 2 che siano finalizzate al dimensionamento strutturale, il coefficiente γr non deve essere portato in conto. Si segnala che Dott. Geol. Visconti aveva determinato una portata ammissibile per fondazione superficiale pari a 1,5 kg/cm 2 con cedimenti di 7,8 cm Il dato relativo alla portata ammissibile è confermato anche da indagini del geol. Ferrarotti (vedere tabella sotto riportata) PROVA P1 Strumento utilizzato... DPM (DL030 10) (Medium) Prova eseguita in data 16/01/2012 Profondità prova 10,00 mt Profondità (m) Nr. Colpi Nr. Colpi Rivestiment o Calcolo coeff. riduzione sonda Chi Res. dinamica ridotta (Kg/cm²) Res. dinamica (Kg/cm²) Pres. ammissibile con riduzione Herminier - Olandesi (Kg/cm²) 0, ,857 2,86 3,34 0,13 0, ,855 14,27 16,70 0,65 0, ,853 31,32 36,73 1,42 0, ,801 34,76 43,41 1,58 0, ,799 37,35 46,75 1,70 0, ,797 34,60 43,41 1,57 0, ,845 22,58 26,72 1,03 0, ,793 34,44 43,41 1,57 0, ,842 29,34 34,86 1,33 1, ,840 31,93 38,03 1,45 1, ,788 34,96 44,37 1,59 1, ,786 32,39 41,20 1,47 1, ,785 32,32 41,20 1,47 1, ,833 29,03 34,86 1,32 1, ,831 31,61 38,03 1,44 1, ,830 28,92 34,86 1,31 Calcolando la portata con fogli di calcolo si ottiene una portata ammissibile (Approccio 2 combinazione 1 fattori A1,M1,R3) un valore pari a Rd=1,73 kg/cmq Rimane il problema dei cedimenti, motivo per cui si ricorre ai micropali Si crea un funzionamento misto base muro micropali Pag. 34

36 9.5 Valutazioni idoneità statica fondazioni esistenti Metodo agli stati limite (D.M. del 14/1/2008) Calcolo della resistenza del sistema geotecnico I calcoli seguenti forniscono il valore di Rd della relazione generale per fondazioni superficiali : Ed <= Rd Ed = il valore di progetto dell azione o dell effetto dell azione Rd = il valore di progetto della resistenza del sistema geotecnico La verifica della suddetta condizione deve essere effettuata impiegando diverse combinazioni di gruppi di coefficienti parziali, rispettivamente definiti per le azioni (A1 e A2), per i parametri geotecnici (M1 e M2) e per le resistenze (R1, R2 e R3). I diversi gruppi di coefficienti di sicurezza parziali sono scelti nell ambito di due approcci progettuali distinti e alternativi. Nel primo approccio progettuale (Approccio 1) sono previste due diverse combinazioni di gruppi di coefficienti: la prima combinazione è generalmente più severa nei confronti del dimensionamento strutturale delle opere a contatto con il terreno, mentre la seconda combinazione è generalmente più severa nei riguardi del dimensionamento geotecnico. - Combinazione 1: (A1+M1+R1) - Combinazione 2: (A2+M1+R2) Nel secondo approccio progettuale (Approccio 2) è prevista un unica combinazione di gruppi di coefficienti, da adottare sia nelle verifiche strutturali sia nelle verifiche geotecniche. - Combinazione 1: (A1+M1+R3) Relativamente alle caratteristiche di portanza dei terreni, è stata svolta la procedura che prevede la verifica allo stato limite ultimo di tipo geotecnico (per fondazioni superficiali) seguendo sia l approccio progettuale 1- (combinazione 1 STRU A1+M1+R1 e combinazione 2 GEO A2+M2+R2) sia l approccio progettuale 2- (combinazione unica A1+M1+R3) del suddetto D.M I valori di resistenza di progetto sono stati ottenuti tenendo conto dei coefficienti parziali riportati nelle seguente tabella; (i parametri di resistenza del terreno sono stati ridotti tramite i coefficienti del gruppo M 2 e la resistenza globale del sistema tramite i coefficienti del gruppo R 2): Pag. 35

37 Parametro del terreno Simbolo Set M1 M2 Angolo di resistenza al taglio γ ' ϕ Coesione efficace γ ' c Resistenza al taglio in condizioni non drenate γ cu Peso dell unità di volume γ γ Questo coefficiente di sicurezza si applica alla tangente dell angolo di resistenza al taglio (tanφ ) Resistenza Simbolo Set R1 R2 R3 Capacità portante γ R; v La Rd di una fondazione superficiale rappresenta la pressione che determina la rottura del terreno per fenomeni di taglio. Per il calcolo della Rd è stata utilizzata la relazione trinomia di Meyerhof: Q ult = γ r *D*N q*s q*d q*i q + 0,5*B'*g*N g*s g*d g*i g + c'*n c*s c*d c*i c in cui N c, N q e N γ sono fattori di capacità portante adimensionali, s, d, i, b e g sono coefficienti che dipendono dal tipo di fondazione, dalla profondità del piano di posa, dall inclinazione del carico, del piano di fondazione e del terreno, γ esprime il peso di volume del terreno interessato, c indica la coesione mentre B rappresenta la larghezza della fondazione e D indica l immorsamento nel terreno della fondazione. Pag. 36

38 Profondità di posa delle fondazioni pari a circa 1,40 m dal piano di esecuzione delle prove Scpt 1 e 2 Orizzonte interessato dal piano di posa della fondazione: (orizzonte 1). Falda non interferente con il cuneo di spinta attiva generato dalla suddetta fondazione Immorsamento delle fondazioni D = 1,40 m Calcolo delle resistenze di progetto allo SLU con il metodo di Meyerhof per fondazioni superficiali A1+M1+R1 A2+M1+R2 A1+M1+R3 Parametri geotecnici del terreno ORIZZONTE 1 BASE MURO BASE MURO BASE MURO VALORI DI PROGETTO Peso specifico terreno di fondazione (g') t/m 3 1,60 1,60 1,60 Angolo di attrito interno (f) 26,00 26,00 26,00 Coesione* (c') t/m 2 0,00 0,00 0,00 Kp = tg^2 (45 +f/2) Kp \ 2,56 2,56 2,56 Peso specifico terreno di riporto (g r) t/m 3 1,60 1,60 1,60 Caratteristiche geometriche della fondazione Larghezza fondazione Lunghezza fondazione Eccentricità larghezza Approfondimento Inclinazione carico Larghezza ridotta B m 0,60 0,60 0,60 L m 12,50 12,50 12,50 e x m 0,00 0,00 0,00 D m 1,30 1,30 1,30 i 0,00 0,00 0,00 B' m 0,60 0,60 0,60 Coefficenti di fondazione Nq = e (p*tg f ) * tg^2 (45 +f/2) 11,9 11,9 11,9 Ng = (Nq - 1) tg (1,4 f) 8,0 8,0 8,0 Nc = (Nq - 1) ctg (f) 22,3 22,3 22,3 Fattori di forma s c = 1+ 0,2 * Kp (B/L) 1,02 1,02 1,02 s q = s g = 1+ 0,1 * Kp (B/L) 1,01 1,01 1,01 Fattori di profondità d c = 1 + 0,2 Kp^1/2 * D/B 1,69 1,69 1,69 d q = d g = 1+ 0,1 Kp^1/2 * D/B 1,35 1,35 1,35 Fattori di inclinazione del carico i q = i c = (1 - i /90) i g = (1 - i /f) CALCOLO CARICO LIMITE q ult = g r * D * Nq * sq * dq * iq 33,6 33,6 33,6 + 0,5 * B' * g * N g * s g * d g * i g 5,2 5,2 5,2 + c' * Nc * s c * d c * i c Resistenza ultima t/m 2 38,9 38,9 38,9 0,0 3,9 3,9 3,9 Resistenza di progetto Rd t/m 2 38,9 21,6 16,9 kg/cm 2 3,89 2,16 1,69 Di seguito si riporta la verifica in sintesi Pag. 37

39 Come riportato sopra si evidenzia che la capacità portante delle fondazioni esistenti non è idonea. Infatti il coefficiente si sicurezza valutato secondo approccio 2 del D.M è pari a 1,67 < 2,3. Anche i valori dei cedimenti stimati ( 4,41 cm) non si ritiene compatibile con le strutture esistenti Pag. 38

40 9.6 Dimensionamento fondazioni indirette (profonde) - micropali Di seguito si riporta la capacità portante dei micropali valutata secondo il D.M approccio 2 Pag. 39

41 Pag. 40

42 Complessivamente alla base del muro si hanno le seguenti sollecitazioni, da trasferire alla trave testapalo: CARICHI PERMANENTI = G1 + G2 = 96,79 kn/ml CARICHI ACCIDENTALI Q1 = 9.35 kn/ml Complessivamente il carico che grava sui micropali del fronte Nord nella condizione di stato limite ultimo è pari a: P slu = (G1 + G2 + G3)*1,3 + Q1*1,5 = 103,04*1,3 + 9,35*1,5= 133, ,025= 147,97 kn/ml Complessivamente sul fronte Nord di lunghezza pari a l=12,5 metri si ha un carico complessivo pari a: Ptot= 147,97*12,5 = 1849,625 kn Prevedendo 20 micropali si ottiene che su ogni micropali compete un carico di punta pari a Pagente=92 kn (9,2 ton) Di seguito si riporta calcolo portata di singolo micropali Pprogetto = 108,38 kn (10,83 ton) Pertanto Pprogetto = 108,38 kn (10,83 ton) > Pagente = 92 kn (9,2 ton) VERIFICATO Si riportano di seguito alcune immagini della modellazione ad elementi finiti dei micropali e della trave testapalo mediante il codice di calcolo ad elementi finiti Sismicad vs Pag. 41

43 da -10 a 0 da -20 a -10 da -30 a -20 da -40 a -30 da -50 a -40 da -60 a -50 da -70 a -60 da -80 a -70 da -90 a -80 da -100 a -90 kn Visualizzazione grafica carichi assiali agenti sui micropali Pag. 42