provincia di udine comune di ronchis

RELAZIONE DI CALCOLO DELLE STRUTTURE, GEOTECNICA,SULLE FONDAZIONI, SULLE CARATTERISTICHE DEI MATERIALIIMPIEGATI E PIANO DI MANUTENZIONE DELLE STRUTTURE

EMISSIONE

RIQUALIFICAZIONE URBANISTICA DEL CENTRO STORICO

VIA DEL CIMITERO

CUP G64E010000070002

CUDINI Associativia Bandiera Moro, 21 - 33057 Palmanova (UD) tel./fax n. 0432/923555

DESCRIZIONE

0

REV.

1

2

3

ALLEGATO

DATA

PROGETTO DEFINITIVO-ESECUTIVO

APPROVAZIONEVERIFICA

REGIONE AUTONOMA FRIULI - VENEZIA GIULIA

PROVINCIA DI UDINE

Comune di Ronchis

Prima emissione marzo 2011 M.CudiniM.Miani E.Plozzer

Aggiornamento luglio 2017 M.CudiniM.Miani M.Cudini

P.Filipuzzi P.Filipuzzi

RS-01

RELAZIONE DI CALCOLO DELLE STRUTTURE, GEOTECNICA, SULLE FONDAZIONI, SULLE CARATTERISTICHE DEI MATERIALI IMPIEGATI E PIANO DI MANUTENZIONE DELLE STRUTTURE

Indice

PREMESSA ................................................................................................................................................ 3

1. NORMATIVE DI RIFERIMENTO .............................................................................................. 4

2. RELAZIONE SULLE CARATTERISTICHE DEI MATERIALI .......................................... 5

2.1 Calcestruzzo ................................................................................................................................ 5 2.2 Acciaio da c.a. ............................................................................................................................. 5

3. IPOTESI DI CALCOLO .................................................................................................................. 6

4. RELAZIONE GEOTECNICA ....................................................................................................... 7

4.1 Capacità portante delle fondazioni .......................................................................................... 8 4.1.1 Fondazione nastriforme ....................................................................................................... 9

5. ANALISI DEI CARICHI................................................................................................................ 10

5.1 Azioni permanenti ................................................................................................................... 10 5.1.1 Peso proprio degli elementi strutturali .................................................................................10 5.1.2 Carichi permanenti portati .................................................................................................10 5.1.3 Spinta delle terre (condizioni statiche) .................................................................................10

5.2 Azioni variabili.......................................................................................................................... 11 5.2.1 Carico variabile sul terrapieno ............................................................................................11

5.3 Azioni dovute al sisma ............................................................................................................ 12 5.3.1 Analisi pseudostatiche .......................................................................................................13 5.3.2 Spinta delle terre (condizioni sismiche) ................................................................................14 5.3.3 Spinta da carico variabile sul terrapieno in condizioni sismiche ............................................14

6. ANALISI DEL MURO DI SOSTEGNO .................................................................................... 15

6.1 Verifiche geotecniche: ribaltamento ...................................................................................... 17 6.1.1 Caso non sismico (condizione di esercizio) ...........................................................................17 6.1.2 Caso sismico ......................................................................................................................18

6.2 Verifiche geotecniche: scorrimento ....................................................................................... 19 6.2.1 Caso non sismico (condizione di esercizio) ...........................................................................19 6.2.2 Caso sismico ......................................................................................................................20

6.3 Verifiche geotecniche: capacità portante del terreno .......................................................... 21 6.3.1 Caso non sismico (condizione di esercizio) ...........................................................................21 6.3.2 Caso sismico ......................................................................................................................22

6.4 Verifiche strutturali: piedritto in c.a. ..................................................................................... 23 6.4.1 Caso non sismico (condizione di esercizio) ...........................................................................23 6.4.2 Caso sismico ......................................................................................................................24

6.5 Verifiche strutturali: suola di fondazione in c.a. (lato monte) ........................................... 26

Comune di Ronchis “Riqualificazione urbanistica del centro storico - Via del Cimitero - CUP G64E010000070002”

Relazione di calcolo delle strutture, geotecnica, sulle fondazioni, sulle caratteristiche dei materiali impiegati e piano di manutenzione delle strutture

Progetto definitivo-esecutivo CUDINI Associati – rev. 1 - luglio 2017 2

6.5.1 Caso non sismico (condizione di esercizio) ...........................................................................26 6.5.2 Caso sismico ......................................................................................................................27

7. SOFTWARE UTILIZZATI ........................................................................................................... 29

8. VALIDAZIONE DEI RISULTATI E GIUDIZIO MOTIVATO DI ACCETTABILITÀ ........................................................................................................................... 29

9. PIANO DI MANUTENZIONE DELLE STRUTTURE ........................................................ 30

9.1 PREMESSA .............................................................................................................................. 30 9.2 MANUALE D’USO ............................................................................................................... 31 9.3 MANUALE DI MANUTENZIONE ................................................................................. 32 9.4 PROGRAMMA DI MANUTENZIONE .......................................................................... 34

9.4.1 Sottoprogramma delle prestazioni .......................................................................................34 9.4.2 Sottoprogramma dei controlli ..............................................................................................34 9.4.3 Sottoprogramma degli interventi di manutenzione................................................................35

10. ELENCO ALLEGATI .................................................................................................................... 36




PREMESSA

La presente relazione di calcolo riguarda i muri di sostegno in c.a. compresi nel progetto

definitivo-esecutivo di “Riqualificazione urbanistica del centro storico - via del Cimite-

ro” in Comune di Ronchis (UD).

Nell’area prospiciente la chiesa di Ronchis è prevista la realizzazione di un muro di so-

stegno in c.a., che si sviluppa complessivamente in pianta per circa 75m. Il paramento

del muro contro terra è rivestito in sasso sulla faccia rivolta verso la strada ed è chiuso in

sommità da una copertina in elementi di pietra.

Il predetto muro presenta un piedritto di altezza pari a 1.60m e spessore 0.20m, il quale

si erge da una fondazione superficiale nastriforme di larghezza 1.20m e spessore 0.20m.

In corrispondenza della zona adiacente alla sede stradale in pendenza, l’altezza del pie-

dritto si rastrema gradatamente e la fondazione nastriforme viene conseguentemente ri-

dotta fino ad una larghezza di 0.80m.

A tergo delle opere di sostegno in esame, è previsto che possa agire un carico variabile

dovuto alle occasionali operazioni di manutenzione dell’area verde retrostante i muri (fa-

scia di larghezza pari a 2.00m), mentre è interdetto il transito ordinario di automezzi.

Nel seguito della presente relazione tecnica sono riportate le analisi e le verifiche struttu-

rali e geotecniche, svolte con riferimento alla situazione maggiormente gravosa riguar-

dante il muro di sostegno avente un’altezza del piedritto pari a 1.60m.




1. NORMATIVE DI RIFERIMENTO

La presente relazione è redatta in conformità alle seguenti normative:

Legge 5 novembre 1971 n. 1086 - Norme per la disciplina delle opere in conglomerato cemen-

tizio armato, normale e precompresso ed a struttura metallica;

Legge 2 febbraio 1974, n. 64 - Provvedimenti per le costruzioni con particolari prescrizioni per

le zone sismiche;

Decreto del Ministero delle Infrastrutture e dei Trasporti 14/1/2008 - Norme Tecniche

per le Costruzioni;

Legge regionale del Friuli-Venezia Giulia 11 agosto 2009, n. 16 - Norme per la costru-

zione in zona sismica e per la tutela fisica del territorio;

Deliberazione della Giunta regionale del Friuli-Venezia Giulia n. 845 del 6 maggio

2010 - Classificazione delle zone sismiche e indicazione delle aree di alta e bassa sismicità ai sensi

dell'art 3 , comma 2 , lett. a) della legge regionale n. 16/2009;

UNI EN 1990 Eurocodice - Criteri generali di progettazione strutturale;

UNI EN 1991 Eurocodice 1 - Basi di calcolo ed azioni sulle strutture;

UNI EN 1992 Eurocodice 2 - Progettazione delle strutture in calcestruzzo;

UNI EN 1997 Eurocodice 7 - Progettazione geotecnica;

UNI EN 1998 Eurocodice 8 - Progettazione delle strutture per la resistenza sismica.




2. RELAZIONE SULLE CARATTERISTICHE DEI MATERIALI

2.1 Calcestruzzo

Per le strutture di fondazione e dei piedritti dei muri di sostegno in c.a., è previsto

l’impiego di un calcestruzzo avente classe di resistenza minima C25/30, avente una resi-

stenza a compressione cubica caratteristica (a 28 giorni):

Rck = 30 MPa

con resistenze di calcolo a compressione e media a trazione pari a:

fcd = cc·f ck/c = 0.85·(R ck·0.83)/c = 0.85·(30·0.83)/1.5 = 14.11 MPa

fctm = 0.30·f ck2/3 = 2.56 MPa

realizzato in base alle seguenti prescrizioni (classe di esposizione XC2, UNI EN 206-1):

rapporto acqua/cemento: A/C ≤ 0.50

classe di consistenza: S4

dosaggio minimo di cemento: 300 kg/m3

diametro massimo dell’aggregato: 32 mm

2.2 Acciaio da c.a.

Per le armature si prevede l’impiego di un acciaio in barre del tipo:

B450C

come definito al punto 11.3.2.1. del Decreto Ministero delle Infrastrutture e dei Tra-

sporti 14 gennaio 2008 - Norme Tecniche per le Costruzioni, che rispetti i seguenti requisiti:

tensione caratteristica di snervamento: fyk 450 MPa

tensione caratteristica di rottura: ftk 540 MPa

resistenza di calcolo: fyd = fyk / s 450/1.15 = 391.3 MPa

rapporto sulla tensione di snervamento: (fy / fy,nom)k 1.25

rapporto rottura/snervamento: 1.15 (ft / fy )k < 1.35

dove fy,nom = 450 MPa.

Il Progettista e Direttore dei Lavori




3. IPOTESI DI CALCOLO

I muri di sostegno in c.a in esame devono resistere a tutte le sollecitazioni dovute ai cari-

chi permanenti e variabili ed a quelle in condizioni sismiche.

Le azioni sulle strutture vengono cumulate secondo le combinazioni di carico più sfavo-

revoli ai fini delle singole verifiche strutturali e geotecniche. In particolare, come riporta-

to al punto 6.2.3.1.1 del D.M. 14/1/2008, Norme Tecniche per le Costruzioni, si deve co-

munque 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. L’azione dell’acqua è riferita alla

condizione della falda freatica posta a circa -2.00m dal piano di campagna, interessando

occasionalmente il piano di posa delle fondazioni..

Il calcolo viene condotto con i metodi della scienza delle costruzioni, basati sull’ipotesi

dell’elasticità lineare dei materiali. In particolare, relativamente all’analisi strutturale in

condizioni sismiche delle pareti contro terra, è stata condotta un’analisi statica lineare dei

muri verticali in c.a. mediante il metodo pseudostatico.

Le verifiche strutturali vengono condotte con il metodo semiprobabilistico agli stati li-

mite; le verifiche di resistenza sono state effettuate agli Stati Limite Ultimi applicando il

metodo dei coefficienti parziali. Le verifiche geotecniche sono state condotte seguendo i

criteri dell’ingegneria geotecnica (in particolare secondo il metodo dei coefficienti di si-

curezza parziali applicato all’ingegneria geotecnica come introdotto al punto 6.2.3 del

D.M. 14/1/2008, Norme Tecniche per le Costruzioni e dall’Eurocodice 7 - Progettazione geotec-

nica). Tutte le verifiche strutturali e geotecniche agli SLU vengono condotte seguendo

l’Approccio 2 indicato nel D.M. 14/1/2008, che prevede un’unica combinazione di

gruppi di coefficienti parziali per le azioni (A1), per i parametri geotecnici e la resistenza

dei materiali (M1) e per la resistenza globale del sistema (R3).

Per quanto riguarda la “vita nominale” dell’opera in esame e la “classe d’uso” della stes-

sa (punto 2.4 del D.M. 14/1/2008, Norme Tecniche per le Costruzioni), vista la tipologia di

intervento e la destinazione d’uso dell’opera, si assume una vita nominale VN pari a 50

anni e una classe d’uso II.




4. RELAZIONE GEOTECNICA

Il sito in esame è ubicato nel territorio comunale di Ronchis (UD), in prossimità di via

della Chiesa. Sulla base delle conoscenze geologiche del territorio interessato dagli inter-

venti progettuali, dal punto di vista litologico sono prevalenti degli strati di limi sabbiosi

e sabbie limose, subito al di sotto di uno strato superficiale di alterazione.

La falda acquifera si attesta alla quota di circa -2.00 m dal piano di campagna, influen-

zando occasionalmente le strutture di fondazione delle opere di sostegno in progetto.

I parametri geotecnici caratteristici del terreno, adottati nel calcolo della capacità portan-

te delle fondazioni e della spinta delle terre, sono i seguenti:

Peso specifico del terreno sopra falda: ................................... t = 18.5 kN/m3

Peso specifico del terreno immerso: ....................................... ' t = 9 kN/m3

Angolo di attrito interno: .............................................................. 'k = 30°

Coesione non drenata: .................................................................... cuk = 0 MPa

I valori caratteristici sopra riportati vengono ridotti attraverso i coefficienti parziali M,

che per l’Approccio 2 assumono tutti il valore unitario (M1).

Ai fini della valutazione delle azioni sismiche, ai sensi di quanto previsto al punto 3.2.2

del Decreto Ministero delle Infrastrutture e dei Trasporti 14 gennaio 2008 - Norme Tecni-

che per le Costruzioni, il terreno in esame appartiene alla categoria D (depositi di terreni a

grana grossa scarsamente addensati o di terreni a grana fina scarsamente consistenti).

Ai sensi di quanto esposto al punto 6.4.2 e al punto 7.11.5 del citato D.M. 14/1/2008, le

verifiche degli SLU di tipo geotecnico verranno effettuate utilizzando l’Approccio 2, va-

lutando la capacità portante limite del terreno di fondazione con riferimento alla condi-

zione più gravosa tra la situazione di esercizio ed il caso sismico.




4.1 Capacità portante delle fondazioni

Le fondazioni delle opere di sostegno in esame sono del tipo superficiale ed loro il piano

di posa può essere raggiunto occasionalmente dal livello della falda idrica, influenzando

dunque la capacità portante delle stesse.

La capacità portante delle fondazioni viene calcolata, relativamente allo strato di terreno

sul quale insiste la struttura di fondazione, mediante la formula di Hansen nella sua e-

spressione per terreni incoerenti, per fondazione orizzontale con carico verticale centra-

to e carico orizzontale dovuto alla spinta delle terre, ai carichi variabili o all’azione sismi-

ca:

lim

= t·D·N q·sq·dq· iq + 0.5· t·B·N ·s·d· i

dove i fattori di capacità portante Nq e Nvalgono:

Nq = 18.4 ('= 30°)

N= 15.1 ('= 30°)

Si noti che, conformemente a quanto richiesto ai punti 7.11.5.3.1, 7.11.1, 6.4.2.1 del

D.M. 14/1/2008, con la scelta di operare con l’Approccio 2 per la determinazione degli

SLU di tipo geotecnico (in particolare, nel caso in oggetto: collasso per carico limite ter-

reno-fondazione, scorrimento sul piano di posa), i valori delle caratteristiche geotecniche

vengono riferiti ai coefficienti parziali di tipo M1 (sia per le verifiche in esercizio che per

quelle sismiche), mentre il coefficiente parziale per la resistenza del terreno R3 è pari a

R = 1.10 per la verifica allo scorrimento sul piano di fondazione ed è pari a R = 1.40

per la verifica a collasso per raggiungimento del carico limite terreno-fondazione.

Di seguito si riporta il calcolo della tensione normale limite caratteristica e di calcolo del

terreno per le fondazioni di progetto.




4.1.1 Fondazione nastriforme I parametri da inserire nella formula di Hansen assumono i seguenti valori:

Larghezza della fondazione: B = 1.20 m Lunghezza della fondazione: L = 30 m Profondità del piano di fondazione: D = 1.00 m Fattori di forma: sq = 1.020 s = 0.984 Fattori di profondità: dq = 1+2·tg·(1-sin)2·(D/B) = 1.241 d = 1.000 Fattori di inclinazione del carico: iq = 0.590 i = 0.470

Sostituendo, si ottiene:

lim,k1 = 2.92 daN/cm2

Il valore della resistenza di calcolo vale:

lim,Rd1 = lim,k1 / 1.40 = 2.09 daN/cm2

Il Progettista




5. ANALISI DEI CARICHI

Si determinano le azioni verticali e orizzontali, agenti sulle strutture in esame, utilizzate

per la valutazione delle sollecitazioni massime sulle fondazioni e per il calcolo dei prin-

cipali elementi strutturali di progetto.

5.1 Azioni permanenti

Le azioni permanenti che interessano le opere in esame, sono rappresentate dai pesi

propri degli elementi strutturali, dai carichi permanenti portati e dalla spinta litostatica.

5.1.1 Peso proprio degli elementi strutturali

Il peso proprio degli elementi strutturali è calcolato in funzione del peso specifico del

conglomerato cementizio armato (c.a. = 25 kN/m3).

5.1.2 Carichi permanenti portati I carichi permanenti portati, nel caso dei muri di sostegno in esame, sono costituiti dal

peso del rivestimento in pietra del paramento a vista e della sommità (r = 25 kN/m3),

nonché dal peso del terreno sovrastante la suola di fondazione (t = 18.5 kN/m3).

5.1.3 Spinta delle terre (condizioni statiche) Il terreno posto a monte delle opere di sostegno si ipotizza che possa mobilitare una

spinta attiva secondo un coefficiente di spinta ka, valutato con riferimento alla teoria di

Coulomb sulla spinta delle terre:

2

2

2

sin ( )

sin( ) sin( )sin sin( ) 1sin( ) sin( )

ak

= 0.297

in funzione dell’angolo di attrito terreno-muro (=2/3·=20°), dell’inclinazione del

terrapieno (=0°) e dell’inclinazione (=90°) della superficie del muro a contatto con

il terreno rispetto all’orizzontale.

Si osservi che viene del tutto trascurato il contributo favorevole dell’eventuale resistenza

passiva a valle del muro di sostegno.




L’andamento della tensione litostatica dipende linearmente dalla profondità attraverso la

relazione:

t(z) = a + k a·( t·z)

dove a rappresenta l’incremento di tensione litostatica dovuto alla presenza di eventuali

carichi variabili, assunti pari a 10 kN/m2, presenti sui terrapieni retrostanti i piedritti.

5.2 Azioni variabili

Le azioni variabili che interessano le opere in esame, sono rappresentate dal carico even-

tualmente presente sul terrapieno retrostante i muri.

5.2.1 Carico variabile sul terrapieno A tergo delle opere di sostegno in esame, è previsto che possa agire un carico variabile



Cautelativamente, l’azione conseguente alla presenza di traffico ciclopedonale al di sopra

dei manufatti di progetto è assunta uniformemente distribuita e pari a 10 kN/m2.




5.3 Azioni dovute al sisma

Le opere di progetto verranno realizzate in Comune di Ronchis (UD), situato in zona

sismica 3 secondo la vigente classificazione sismica del territorio della Regione Friuli-

Venezia Giulia.

Le strutture in esame presentano le seguenti caratteristiche, necessarie per determinare

l’accelerazione orizzontale massima attesa sul sito:

- coordinate geografiche (longitudine, latitudine): (12.999959, 45.808177)

- vita nominale dell’opera: 50 anni

- classe d’uso dell’opera: II

- categoria del sottosuolo: D

- categoria topografica: T1

La pericolosità sismica del sito di costruzione è definita in termini di accelerazione oriz-

zontale massima attesa ag in condizioni di campo libero su sito di riferimento rigido con

superficie topografica orizzontale, nonché di ordinate dello spettro di risposta elastico in

accelerazione ad essa corrispondente Se(T), con riferimento a prefissate probabilità di

eccedenza PVR nel periodo di riferimento VR.

Sulla base della pericolosità sismica del sito e delle caratteristiche delle opere in esame,

sono stati ricavati i parametri sismici relativi allo stato limite ultimo SLV (e verificati con

l’ausilio del documento Excel “SPETTRI-NTC” ver. 1.0.3 redatto a cura del Consiglio

Superiore dei Lavori Pubblici) ed è stato dunque possibile determinare l’accelerazione

orizzontale massima attesa su sito di riferimento rigido:

ag = 0.103· g




5.3.1 Analisi pseudostatiche L’analisi della sicurezza dei piedritti verticali in condizioni sismiche viene eseguita me-

diante il metodo pseudostatico, che consente di ottenere le azioni sismiche di progetto

moltiplicando le forze di gravità per i coefficienti sismici orizzontale kh e verticale kv,

questi ultimi determinati secondo le seguenti espressioni:

kh = m·amax/g = m·ag·SS·ST/g =m··S = 0.044 (per m = 0.24)

kv = 0.5·kh = 0.022 (per m = 0.24)

dove:

amax = ag·S è l’accelerazione orizzontale massima attesa al sito

ag = 0.103·g è l’accelerazione orizzontale massima attesa su sito di riferimento

rigido

S = 1.800 è il coefficiente che comprende l’effetto dell’amplificazione strati-

grafica SS e dell’amplificazione topografica ST

m = 0.24 è il coefficiente di riduzione dell’accelerazione massima attesa al si-

to, per 0.1 < ag(g) ≤ 0.2 e categoria di sottosuolo D

Le azioni sismiche inerziali, relative alla massa dei piedritti e del terreno retrostante, ven-

gono applicate nei rispettivi baricentri, mediante i coefficienti sismici orizzontale kh e

verticale kv sopra riportati.




5.3.2 Spinta delle terre (condizioni sismiche) Per opere di sostegno non rigide e che quindi siano in grado di subire spostamenti rela-

tivi rispetto al terreno, la spinta del terrapieno in condizioni sismiche è data da:

Ed = 0.5··(1±kv )·k a·H2

dove H è l’altezza del muro. Il punto di applicazione della spinta delle terre in condizio-

ni sismiche è posizionato nello stesso punto di applicazione della spinta litostatica.

Il coefficiente di spinta attiva del terreno, viene calcolato mediante la formula di Mono-

nobe e Okabe:

2

2

2

sin ( )

sin( ) sin( )cos sin sin( ) 1sin( ) sin( )

ak

= 0.325

in funzione dell’angolo di attrito terreno-muro (=2/3·=20°), dell’inclinazione del

terrapieno (=0°), dell’inclinazione (=90°) della superficie del muro a contatto con il

terreno rispetto all’orizzontale, nonché dell’angolo (=3°) definito come:

tan1

h

v

kk

5.3.3 Spinta da carico variabile sul terrapieno in condizioni sismiche

La spinta dovuta a eventuali carichi variabili, assunti pari a 10 kN/m2, presenti sul terra-

pieno retrostante le opere di sostegno, è dato da:

q = qa ·(1±kv )·k a·H

dove H è l’altezza del muro.




6. ANALISI DEL MURO DI SOSTEGNO

Il muro di sostegno in esame presenta un piedritto di altezza pari a 1.60m (contro terra

per 1.40m) e spessore 0.20m, il quale si erge da una fondazione superficiale nastriforme

di larghezza 1.20m e spessore 0.20m. In corrispondenza della zona adiacente alla sede

stradale in pendenza, l’altezza del piedritto si rastrema gradatamente e la fondazione na-

striforme viene conseguentemente ridotta fino ad una larghezza di 0.80m.

A tergo delle opere di sostegno in esame, è previsto che possa agire un carico variabile



Nel seguito, sono riportate le analisi e le verifiche svolte con riferimento alla situazione

maggiormente gravosa riguardante il muro di sostegno avente un’altezza del piedritto

pari a 1.60m.

Nelle verifiche di sicurezza, vengono presi in considerazione tutti i meccanismi di stato

limite ultimo, riferiti allo sviluppo di meccanismi di collasso determinati dalla mobilita-

zione della resistenza del terreno e al raggiungimento della resistenza degli elementi

strutturali che compongono l’opera di progetto.

Tutte le verifiche agli stati limite ultimi di tipo geotecnico (GEO) e strutturale (STR)

vengono effettuate seguendo l’Approccio 2, dunque ricorrendo ai coefficienti parziali

(A1, M1, R3). Si osservi che lo stato limite di ribaltamento non prevede la mobilitazione

della resistenza del terreno di fondazione e deve essere trattato come uno stato limite di

equilibrio come corpo rigido (EQU), utilizzando i coefficienti parziali sulle azioni della

tabella 2.6.I e adoperando i coefficienti parziali del gruppo (M2) per il calcolo delle spin-

te.

I coefficienti parziali di tipo A1 sulle azioni, nelle combinazioni di carico GEO e STR,

assumono i seguenti valori:

G1 = 1.00 (carichi permanenti strutturali, effetto favorevole)

G1 = 1.30 (carichi permanenti strutturali, effetto sfavorevole)

G2 = 0.00 (carichi permanenti non strutturali, effetto favorevole)




G2 = 1.50 (carichi permanenti non strutturali, effetto sfavorevole)

Qi = 0.00 (carichi variabili, effetto favorevole)

Qi = 1.50 (carichi variabili, effetto sfavorevole)

I coefficienti parziali di tipo A1 sulle azioni, nelle combinazioni di carico EQU, assumo-

no i seguenti valori:

G1 = 0.90 (carichi permanenti strutturali, effetto favorevole)

G1 = 1.10 (carichi permanenti strutturali, effetto sfavorevole)

G2 = 0.00 (carichi permanenti non strutturali, effetto favorevole)

G2 = 1.50 (carichi permanenti non strutturali, effetto sfavorevole)

Qi = 0.00 (carichi variabili, effetto favorevole)

Qi = 1.50 (carichi variabili, effetto sfavorevole)

In condizioni sismiche, i coefficienti parziali di tipo A1 sulle azioni assumono un valore

unitario.

I coefficienti parziali di tipo M1 sui parametri geotecnici, nelle combinazioni di carico

GEO e STR, assumono un valore unitario; invece, allo stato limite di equilibrio come

corpo rigido EQU, i coefficienti parziali del gruppo M2 per il calcolo delle spinte com-

portano la riduzione dell’angolo di attrito interno secondo l’espressione:

' = arctg [tg(30°)/1.25] = 25°

I coefficienti parziali di tipo R3 per la resistenza globale del sistema assumono i seguenti

valori:

R = 1.40 (verifica della capacità portante della fondazione)

R = 1.10 (verifica allo scorrimento sul piano di posa)




6.1 Verifiche geotecniche: ribaltamento

Lo stato limite di ribaltamento dell’opera intorno al piede deve essere trattato come uno

stato limite di equilibrio come corpo rigido EQU.

Con riferimento all’equilibrio alla rotazione attorno allo spigolo inferiore di valle della

suola di fondazione del muro, vengono riportate le azioni (già moltiplicate per i relativi

coefficienti parziali di tipo A1) stabilizzanti ed instabilizzanti nel caso di opera in eserci-

zio e nel caso sismico, assieme ai bracci di applicazione delle singole forze.

6.1.1 Caso non sismico (condizione di esercizio) In tale condizione, relativamente allo stato limite ultimo EQU, il coefficiente di spinta

attiva è pari a ka = 0.361 (formula di Coulomb, per '= 25° e = 17°).

Spinta litostatica: Ft,h = 8 kN bt,h = 0.53 m

Ft,v = 2 kN bt,v = 1.20 m

Spinta da sovraccarico: Fs,h = 8 kN bs,h = 0.80 m

Fs,v = 0 kN bs,v = 1.20 m

Peso terreno su suola: Pt = 18 kN bt = 0.80 m

Peso piedritto in c.a.: Pp = 7 kN bp = 0.30 m

Peso fondazione in c.a.: Pf = 6 kN bf = 0.60 m

I valori dei momenti stabilizzante ed instabilizzante, calcolati rispetto al piede del muro,

sono pari a:

Mstab = Pt bt + Pp bp + Pf bf + Ft,v bt,v + Fs,v bs,v = 22 kN

Minstab = Ft,h bt,h + Fs,h bs,h = 11 kN

e dunque la verifica al ribaltamento è soddisfatta.




6.1.2 Caso sismico In tale condizione, relativamente allo stato limite ultimo EQU, il coefficiente di spinta

attiva è pari a ka = 0.392 (formula di Mononobe-Okabe, per '= 25° e = 17°).

Spinta delle terre: Ed,h = 7 kN bt,h = 0.53 m

Ed,v = 2 kN bt,v = 1.20 m


Fs,v = 0 kN bs,v = 1.20 m




Effetto inerziale sul piedritto in c.a.: Eip = 0.35 kN bip = 0.80 m

Effetto inerziale sul terrapieno: Eit = 0.88 kN bit = 0.90 m


sono pari a:

Mstab = Pt bt + Pp bp + Pf bf + Ed,v bt,v + Fs,v bs,v = 24 kN

Minstab = Ed,h bd,h + Fs,h bs,h + Eip bip + Eit bit = 9 kN

e dunque la verifica al ribaltamento è soddisfatta.




6.2 Verifiche geotecniche: scorrimento

Lo stato limite di rottura per scorrimento lungo il piano di posa della fondazione, viene

analizzato con riferimento all’equilibrio alla traslazione orizzontale alla base della suola

di fondazione del muro. Il coefficiente di attrito cattr tra la fondazione ed il terreno è sta-

to assunto pari a 0.60.

Di seguito vengono riportate le azioni stabilizzanti ed instabilizzanti (già moltiplicate per

i relativi coefficienti parziali di tipo A1) nel caso di opera in esercizio e nel caso sismico.

6.2.1 Caso non sismico (condizione di esercizio) In tale condizione, relativamente allo stato limite ultimo GEO, il coefficiente di spinta


Spinta litostatica: Ft,h = 9 kN

Ft,v = 2 kN

Spinta da sovraccarico: Fs,h = 8 kN

Fs,v = 0 kN

Peso terreno su suola: Pt = 20 kN

Peso piedritto in c.a.: Pp = 8 kN

Peso fondazione in c.a.: Pf = 6 kN

I valori delle azioni stabilizzante (R = 1.10) ed instabilizzante sono pari a:

Fstab = cattr (Pt + Pp + Pf + Ft,v + Fs,v) = 22 / 1.1 = 20 kN

Finstab = Ft,h + Fs,h = 17 kN

e dunque la verifica allo scorrimento è soddisfatta.




6.2.2 Caso sismico In tale condizione, relativamente allo stato limite ultimo GEO, il coefficiente di spinta


Spinta delle terre: Ed,h = 7 kN

Ed,v = 2 kN

Spinta da sovraccarico: Fs,h = 5 kN

Fs,v = 0 kN

Peso terreno su suola: Pt = 20 kN

Peso piedritto in c.a.: Pp = 8 kN

Peso fondazione in c.a.: Pf = 6 kN

Effetto inerziale sul piedritto in c.a.: Eip = 0.35 kN

Effetto inerziale sul terrapieno: Eit = 0.88 kN

I valori delle azioni stabilizzante (R = 1.10) ed instabilizzante sono pari a:

Fstab = cattr (Pt + Pp + Pf + Ed,v + Fs,v) = 22 / 1.1 = 20 kN

Finstab = Ed,h + Fs,h + Eip + Eit = 13 kN

e dunque la verifica allo scorrimento è soddisfatta.




6.3 Verifiche geotecniche: capacità portante del terreno

Lo stato limite ultimo GEO di collasso per carico limite terreno-fondazione, viene ana-

lizzato con riferimento all’equilibrio alla rotazione attorno allo spigolo inferiore di valle

della suola di fondazione del muro.

Di seguito vengono riportate le azioni (già moltiplicate per i relativi coefficienti parziali

di tipo A1) stabilizzanti ed instabilizzanti nel caso di opera in esercizio e nel caso sismi-

co, assieme ai bracci di applicazione delle singole forze.

6.3.1 Caso non sismico (condizione di esercizio) In tale condizione, relativamente allo stato limite ultimo GEO, il coefficiente di spinta


Spinta litostatica: Ft,h = 9 kN bt,h = 0.53 m

Ft,v = 2 kN bt,v = 1.20 m


Fs,v = 0 kN bs,v = 1.20 m





sono pari a:

Mstab = Pt bt + Pp bp + Pf bf + Ft,v bt,v + Fs,v bs,v = 24 kN

Minstab = Ft,h bt,h + Fs,h bs,h = 11 kN

e dunque, la risultante dei carichi verticali, pari a 36 kN, risulta avere un’eccentricità di

0.24m rispetto al baricentro della fondazione; l’andamento lineare delle tensioni sul ter-

reno di fondazione presenta una zona di circa 0.10 m non reagente alle tensioni di tra-

zione, mentre nella rimanente zona di 1.10 m la tensione di compressione raggiunge il

valore massimo pari a:

t,max = 0.66 daN/cm2 < lim,Rd1 = 2.09 daN/cm2




dove la capacità portante limite delle singole fondazioni è stata calcolata al precedente

punto 4. della presente relazione.

6.3.2 Caso sismico In tale condizione, relativamente allo stato limite ultimo GEO, il coefficiente di spinta


Spinta delle terre: Ed,h = 7 kN bt,h = 0.53 m

Ed,v = 2 kN bt,v = 1.20 m


Fs,v = 0 kN bs,v = 1.20 m




Effetto inerziale sul piedritto in c.a.: Eip = 0.35 kN bip = 0.80 m

Effetto inerziale sul terrapieno: Eit = 0.88 kN bit = 0.90 m


sono pari a:

Mstab = Pt bt + Pp bp + Pf bf + Ed,v bt,v + Fs,v bs,v = 24 kN

Minstab = Ed,h bd,h + Fs,h bs,h + Eip bip + Eit bit = 9 kN

e dunque, la risultante dei carichi verticali, pari a 36 kN, risulta avere un’eccentricità di

0.18 m rispetto al baricentro della fondazione; l’andamento lineare delle tensioni sul ter-

reno di fondazione presenta una valore minimo di compressione pari a 0.03 daN/cm²,

mentre la tensione di compressione raggiunge un valore massimo pari a:

t,max = 0.57 daN/cm2 < lim,Rd1 = 2.09 daN/cm2

dove la capacità portante limite delle singole fondazioni è stata calcolata al precedente

punto 4. della presente relazione.




6.4 Verifiche strutturali: piedritto in c.a.

Il muro di sostegno in esame presenta un’altezza del piedritto pari a 1.60m (per 0.20m

oltre il piano di campagna circostante) ed uno spessore di 0.20m. La parete in c.a. viene

armata, su entrambe le facce, con 18/30cm verticali e 18/40cm orizzontali di ripar-

tizione.

Le sollecitazioni flettenti e taglianti massime vengono determinate attraverso gli schemi

statici riportati nelle figure seguenti, dove sono indicati i carichi già amplificati attraverso

i coefficienti parziali e dove si distingue il caso non sismico (condizione di esercizio) dal caso

sismico. Tali schemi si riferiscono ad una fascia di profondità unitaria della parete.

6.4.1 Caso non sismico (condizione di esercizio)

In tale condizione, relativamente allo stato limite ultimo STR, il coefficiente di spinta at-

tiva è pari a ka = 0.297 (formula di Coulomb, per '= 30° e = 20°).

Le entità delle azioni a cui è soggetto il muro sono:

- tensione litostatica (lineare):

t = 11.43 kN/m

- carico variabile sul terrapieno (uniforme):

s = 4.46 kN/m

Fondazione

1.40 0.20

1.60

Sa q=4

St

q=11x=0.00

q=0x=1.40

Le sollecitazioni massime di pressoflessione e taglio sono:

NEd = 8 kN

MEd = 8 kNm

VEd = 14 kN




6.4.2 Caso sismico In tale condizione, relativamente allo stato limite ultimo STR, il coefficiente di spinta at-

tiva è pari a ka = 0.325 (formula di Mononobe-Okabe, per '= 30° e = 20°).

Le entità delle azioni a cui è soggetto il muro sono:

- spinta delle terre (lineare):

t = 9.62 kN/m

- carico variabile sul terrapieno (uniforme):

s = 2.97 kN/m

- forza inerziale orizzontale del terrapieno sopra la suola di fondazione:

F i t= 0.88 kN

- forza inerziale orizzontale del piedritto:

F i p= 0.35 kN

Fondazione

1.40 0.20

1.60

FitC1=1 x=0.70

FipC2=0 x=0.80

Sa q=3

St

q=10x=0.00

q=0x=1.40

Le sollecitazioni massime di pressoflessione e taglio sono:

NEd = 8 kN

MEd = 7 kNm

VEd = 12 kN

La sezione resistente in c.a. considerata nelle successive verifiche è di forma rettangolare

100x20 cm.




Verifiche a pressoflessione retta (SLU)

Le verifiche a pressoflessione retta delle sezioni, con le caratteristiche geometriche e di

armatura individuate, viene condotta agli SLU con l’ausilio del programma VcaSlu ver.

7.6; si riportano in forma tabellare i principali risultati di verifica ed in grafico il dominio

di interazione resistente delle singole sezioni, con l’indicazione del punto rappresentati-

vo dello stato di sollecitazione agente:

Sezione Asup Ainf NEd [kN]

MEd [kNm]

MRd [kNm]

Tipo di rottura

100x20 cm 18/30 18/30 8 8 12 Lato calcestruzzo,

acciaio snervato

100x20 cm 18/30 18/30 8 7 12 Lato calcestruzzo,

acciaio snervato

Verifica a taglio (SLU)

Il valore massimo di calcolo della sollecitazione di taglio è:

VEd = 14 kN

Con riferimento agli elementi strutturali in c.a. privi di armature trasversali resistenti a

taglio, la resistenza della sezione in c.a. si valuta con la seguente espressione:

VRd = [0.18·k·(100· l·f c k ) 1 / 3/ c+0.15·c p ]·bw·d = 84 kN > VEd




6.5 Verifiche strutturali: suola di fondazione in c.a. (lato monte)

La suola di fondazione (lato monte) presenta uno spessore di 0.20m e viene armata con

18/30cm superiori ed inferiori, oltre ad un’armatura di ripartizione costituita da 28

superiori ed inferiori.

Le sollecitazioni flettenti e taglianti massime vengono determinate attraverso gli schemi

statici riportati nelle figure seguenti, dove sono indicati i carichi già amplificati attraverso

i coefficienti parziali e dove si distingue il caso non sismico (condizione di esercizio) dal caso

sismico. Tali schemi si riferiscono ad una fascia di profondità unitaria della suola.

6.5.1 Caso non sismico (condizione di esercizio) Le entità delle azioni a cui è soggetta la suola di fondazione sul lato monte sono:

- pesi propri e permanenti (uniforme):

p = 40 kN/m

- reazione del terreno di fondazione (lineare):

t1 = 0 kN/m (all’estremità libera)

t2 = -42 kN/m (all’incastro)

Piedritto

0.80

Gd q=40

Rd

q=-42x=0.00

q=0x=0.70

Le sollecitazioni massime di flessione e taglio sono:

MEd = 9 kNm

VEd = 17 kN




6.5.2 Caso sismico Le entità delle azioni a cui è soggetta la suola di fondazione sul lato monte sono:

- pesi propri e permanenti (uniforme):

p = 31 kN/m

- reazione del terreno di fondazione (lineare):

t1 = -3 kN/m (all’estremità libera)

t2 = -39 kN/m2 (all’incastro)

Piedritto

0.80

Gd q=31

Rdq=-39x=0.00

q=-3x=0.80

Le sollecitazioni massime di flessione e taglio sono:

MEd = 5 kNm

VEd = 9 kN

La sezione resistente in c.a. considerata nelle successive verifiche è di forma rettangolare

100x20 cm.

Verifiche a flessione retta (SLU)

Le verifiche a flessione retta delle sezioni, con le caratteristiche geometriche e di armatu-

ra individuate, viene condotta agli SLU con l’ausilio del programma VcaSlu ver. 7.6; si

riportano in forma tabellare i principali risultati di verifica:

Sezione Asup Ainf MEd

[kNm] MRd

[kNm] Tipo di rottura

100x20 cm 18/30 18/30 9 11 Lato calcestruzzo,

acciaio snervato

100x20 cm 18/30 18/30 5 11 Lato calcestruzzo,

acciaio snervato




Verifica a taglio (SLU)

Il valore massimo di calcolo della sollecitazione di taglio è:

VEd = 17 kN

Con riferimento agli elementi strutturali in c.a. privi di armature trasversali resistenti a

taglio, la resistenza della sezione in c.a. si valuta con la seguente espressione:

VRd = [0.18·k·(100· l·f c k ) 1 / 3/ c+0.15·c p ]·bw·d = 84 kN > VEd




7. SOFTWARE UTILIZZATI

Nella redazione della presente relazione di calcolo sono stati utilizzati i seguenti softwa-

re:

- Verifiche sezioni in c.a.: VCASLU del prof. Gelfi

- Analisi strutturale ed altre verifiche: fogli di calcolo Microsoft Excel autoprodotti

8. VALIDAZIONE DEI RISULTATI E GIUDIZIO MOTIVATO DI AC-CETTABILITÀ

In riferimento al par. 10.2 del DM 14/01/2008, il giudizio motivato di accettabilità dei

risultati deve essere espresso nel caso in cui l’analisi strutturale sia condotta con l’ausilio

di codici di calcolo automatici.

Nella presente relazione tutte le analisi strutturali vengono effettuate mediante fogli di

calcolo autoprodotti e validati, pertanto risultano assimilabili ad un calcolo manuale e

quindi senza l’utilizzo di codici di calcolo automatici.

Per tale motivo nel caso in esame non risulta necessaria una validazione dei risultati ot-

tenuti.




9. PIANO DI MANUTENZIONE DELLE STRUTTURE

9.1 PREMESSA

La normativa vigente in materia di Lavori Pubblici prevede in fase di redazione del Pro-

getto Esecutivo la stesura del Piano di manutenzione dell’opera e delle sue parti, che ha

come obiettivo la pianificazione e la programmazione dell’attività di manutenzione

dell’intervento al fine di mantenere nel tempo la funzionalità, le caratteristiche di qualità,

l’efficienza ed il valore economico.

La redazione del presente Piano di Manutenzione segue le indicazioni fornite dai due

principali strumenti normativi in materia di lavori pubblici: il D.Lgs. 163/2006 (art.93) e

dal D.P.R. n.207/2010 (art.38).

Secondo quanto riportato nel Art. 38 del D.P.R. 207/2010, “Il piano di manutenzione

assume contenuto differenziato in relazione all'importanza e alla specificità dell'interven-

to, ed è costituito dai seguenti documenti operativi:

a) il manuale d’uso, che contiene informazioni per consentire all’utente il migliore utilizzo del bene e impedirne un’utilizzazione impropria;

b) il manuale di manutenzione, che fornisce indicazioni per la corretta manutenzio-ne dell’opera;

c) il programma di manutenzione, che indica i controlli da eseguire sull’opera a ca-denze prefissate, a sua volta suddiviso in:

- Sottoprogramma delle prestazioni

- Sottoprogramma dei controlli

- Sottoprogramma degli interventi di manutenzione.

Pertanto nel presente elaborato, dopo una breve descrizione degli interventi di progetto,

vengono sviluppati i tre documenti operativi del Piano di Manutenzione, al fine di ga-

rantire un corretto utilizzo delle opere in progetto e indicare i criteri generale per la ma-

nutenzione ordinaria, programmata e straordinaria da eseguire sull’opera.




9.2 MANUALE D’USO

Con riferimento a quanto riportato nell’art. 38 del D.P.R. n.207/2010, ” Il manuale d'u-

so si riferisce all’uso delle parti significative del bene, ed in particolare degli impianti tec-

nologici. Il manuale contiene l’insieme delle informazioni atte a permettere all’utente di

conoscere le modalità per la migliore utilizzazione del bene, nonché tutti gli elementi ne-

cessari per limitare quanto più possibile i danni derivanti da un’utilizzazione impropria,

per consentire di eseguire tutte le operazioni atte alla sua conservazione che non richie-

dono conoscenze specialistiche e per riconoscere tempestivamente fenomeni di deterio-

ramento anomalo al fine di sollecitare interventi specialistici”.

Inoltre, il manuale d’uso deve contenere le seguenti informazioni:

a) la collocazione nell’intervento delle parti menzionate;

b) la rappresentazione grafica;

c) la descrizione;

d) le modalità di uso corretto.

Per quanto riguarda la collocazione nell’intervento delle parti menzionate nel manuale

d’uso e per la rappresentazione grafica delle stesse, si rimanda agli elaborati grafici del

Progetto Definitivo-Esecutivo.

Di seguito si riporta il manuale d’uso, in forma tabellare:

Opera oggetto

di manuten-

zione

Collocazione Descrizione Modalità d’uso corretto/controllo anomalie

Muroetto in

c.a.

In sotterrane e in

elevazione Strutture in c.a.

Accertarsi della comparsa di eventuali anomalie che possano anticipare l'insorgenza di fenomeni di fessurazioni, disgregazione del materiale, riduzione del copri ferro, fenomeni di dissesto, venute d’acqua.




9.3 MANUALE DI MANUTENZIONE

Con riferimento all’art.38 del D.P.R. n.207/2010, “Il manuale di manutenzione si riferi-

sce alla manutenzione delle parti significative del bene ed in particolare degli impianti

tecnologici. Esso fornisce, in relazione alle diverse unità tecnologiche, alle caratteristiche

dei materiali o dei componenti interessati, le indicazioni necessarie per la corretta manu-

tenzione nonché per il ricorso ai centri di assistenza o di servizio.

Sempre secondo l’art.38 del D.P.R. n.207/2010 il manuale di manutenzione deve conte-

nere le seguenti informazioni:

a) la collocazione nell’intervento delle parti menzionate;

b) la rappresentazione grafica;

c) la descrizione delle risorse necessarie per l'intervento manutentivo;

d) il livello minimo delle prestazioni;

e) le anomalie riscontrabili;

f) le manutenzioni eseguibili direttamente dall'utente;

g) le manutenzioni da eseguire a cura di personale specializzato.’’

Per quanto riguarda i punti a) e b) si rimanda agli elaborati grafici del Progetto Definiti-

vo-Esecutivo, mentre gli altri punti vengono sviluppati nelle successive tabelle

Opera ogget-to di manu-

tenzione

Risorse ne-cessarie per l’intervento

manutentivo

Livello mi-nimo delle prestazioni

Anomalie riscon-trabili

Manutenzioni eseguibili di-rettamente dall’utente

Manutenzione eseguibile da

personale specializzato

Muretto in c.a.

Personale idoneo

Controllo a vista dello

stato gene-rale e

dell’assenza di eventuali

anomalie

- Eccessiva fes-surazione

- Degrado del copriferro con esposizione delle armature

- Eccessiva de-formazione

- Alveolizzazione - Bolle d’aria - Cavillature su-

perficiali - Efflorescenze - Esfoliazione - Patina biologi-

- Gli inter-venti ripa-rativi do-vranno ef-fettuarsi a seconda del tipo di anomalia riscontrata e previa diagnosi delle cause del difetto accertato




Opera ogget-to di manu-

tenzione

Risorse ne-cessarie per l’intervento

manutentivo

Livello mi-nimo delle prestazioni

Anomalie riscon-trabili

Manutenzioni eseguibili di-rettamente dall’utente

Manutenzione eseguibile da

personale specializzato

ca - Rigonfiamento - Scheggiature




9.4 PROGRAMMA DI MANUTENZIONE

Con riferimento all’art.38 del D.P.R. n.207/2010, “il programma di manutenzione si rea-

lizza, a cadenze prefissate temporalmente o altrimenti prefissate, al fine di una corretta

gestione del bene e delle sue parti nel corso degli anni. Esso si articola in tre sottopro-

grammi:

a) il sottoprogramma delle prestazioni, che prende in considerazione, per classe di requisito, le prestazioni fornite dal bene e dalle sue parti nel corso del suo ciclo di vita;

b) il sottoprogramma dei controlli, che definisce il programma delle verifiche e dei controlli al fine di rilevare il livello prestazionale (qualitativo e quantitativo) nei successivi momenti della vita del bene, individuando la dinamica della caduta delle prestazioni aventi come estremi il valore di collaudo e quello minimo di norma;

c) il sottoprogramma degli interventi di manutenzione, che riporta in ordine tem-porale i differenti interventi di manutenzione, al fine di fornire le informazioni per una corretta conservazione del bene.

9.4.1 Sottoprogramma delle prestazioni Per quanto riguarda le caratteristiche ottimali ottenute in fase di progettazione si riman-

da alla relazione tecnica del Progetto Definitivo-Esecutivo.

9.4.2 Sottoprogramma dei controlli

In seguito si descrivono in funzione della tipologia di opera in esame, i controlli necessa-

ri, le operazioni da svolgere e la frequenza, con modalità atte a garantire l’incolumità del

personale addetto agli interventi nel pieno rispetto di quanto riportato nel piano di Sicu-

rezza del progetto.

Opera oggetto di manu-tenzione/controlli Modalità di controllo Frequenza

Muretto in c.a.

Controllare l'integrità delle strutture indivi-duando la presenza di eventuali anomalie co-me fessurazioni, disgregazioni, distacchi, ridu-zione del copriferro e relativa esposizione a processi di corrosione dei ferri d'armatura. Ve-rifica dello stato del calcestruzzo e controllo del degrado e/o eventuali processi di carbona-tazione.

In base ai programmi predisposti dall’ente gestore e comunque circa 1 volta l’anno




Controllare eventuali smottamenti del terreno circostante alla struttura che possano essere indicatori di cedimenti strutturali. Effettuare verifiche e controlli approfonditi particolar-mente in corrispondenza di manifestazioni a calamità naturali (sisma, nubifragi, ecc.).

9.4.3 Sottoprogramma degli interventi di manutenzione

Gli interventi di manutenzione possono essere di tipo programmato (manutenzione or-

dinaria) o di tipo straordinario.

Di seguito si riporta una tabella riassuntiva degli interventi da prevedere e la frequenza:

Opera oggetto di manu-tenzione Tipologia di intervento Frequenza Ordinario Straordinario

Muretto in c.a.

In seguito alla comparsa di segni di cedimenti strutturali (lesioni, fessu-razioni, rotture), effettua-re accurati accertamenti per la diagnosi e la verifi-ca delle strutture, da par-te di tecnici qualificati, che possano individuare la causa/effetto del disse-sto ed evidenziare even-tuali modificazioni strut-turali tali da compromet-tere la stabilità delle strutture. Procedere quin-di al consolidamento delle stesse a secondo del tipo di dissesti riscontrati.

Quando neces-sario X

Il Progettista e Direttore dei Lavori

Il Committente




10. ELENCO ALLEGATI

Si allegano, alla presente relazione di calcolo, i seguenti elaborati grafici:

DS-01 Disegno strutturale muro di sostegno in c.a.

provincia di udine comune di ronchis

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