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Relazione Geotecnica e sulle Fondazioni - Progetto Esecutivo – S.E: Rodari pag. 1/34 ________________________________________________________________________________________________________________________________________________________________________________________________________________________

COMUNE DI RIMINI

- DIREZIONE LAVORI PUBBLICI E MOBILITA’ URBANA -

PROGETTO ESECUTIVO

PROGETTO DI MIGLIORAMENTO SISMICO

DELL’EDIFICIO SCOLASTICO DENOMINATO

SCUOLA ELEMENTARE “GIANNI RODARI”

(VIA QUAGLIATI N .9 - RIMINI)

D.02 - RELAZIONE GEOTECNICA E SULLE FONDAZIONI

Il Committente: Il Responsabile del Procedimento: COMUNE DI RIMINI Dott. Arch. Federico Pozzi

Il progettista: Il Responsabile della Sicurezza: Dott. Ing. Enrico Petrelli Geom. Giuseppe Savoretti

Data: ______________


1. PREMESSA

La presente "Relazione Geotecnica e sulle Fondazioni" viene redatta quale

documento per il Progetto Esecutivo per verifiche ed interventi finalizzati al

miglioramento sismico dell’edificio Scuola Elementare "GIANNI RODARI" di Rimini

in ottemperanza alle previsioni dell’Ordinanza del Presidente del Consiglio dei Ministri

(OPCM) n. 3274 del 20/03/2003 e successive modifiche ed integrazioni avente per

oggetto “Primi elementi in materia di criteri generali per la classificazione sismica del

territorio nazionale e di normative tecniche per la costruzione in zona sismica”.

Il sottoscritto Dott. Ing. Enrico Petrelli in qualità di tecnico incaricato dal Comune

di Rimini con D.D. n.1374 del 14/09/2010 per le verifiche ed interventi finalizzati al

miglioramento sismico dell'edificio scolastico denominato Scuola Elementare “Gianni

Rodari”, ha provveduto alla redazione del presente Progetto Esecutivo per gli interventi

di miglioramento sismico dell’edificio scolastico “Gianni Rodari” sito nel Comune di

Rimini in Via Quagliati n.9.

Quindi, sulla base delle indicazioni delle Norme Vigenti in materia antisismica

(D.M. 14/01/2008 - NTC08), viene descritto e quantificato l’“INTERVENTO DI

PROGETTO” (verifiche degli elementi strutturali esistenti e nuovi ed elaborati grafici

illustranti l'intervento di progetto esecutivo) finalizzato al miglioramento sismico.

Al fine di valutare le caratteristiche morfologiche e stratigrafiche dell'area in

oggetto ed acquisire dati geotecnici dei terreni presenti per stabilire la tipologia delle

fondazioni da adottare si è preso a riferimento il rapporto dell'indagine geologica e

geotecnica redatto dal Dott. Geol. Stefano Ronci con studio in Rimini in Viale

Cordevole n°21/a.

Si allega alla presente il sopra citato rapporto che ne costituisce parte integrante, in

cui è riportata la successione stratigrafica rilevata dalle indagini e l'ubicazione delle

stesse all'interno dell'area di pertinenza dell'edificio.


2. NORMATIVA DI RIFERIMENTO

- Legge n° 64 del 02.02.1974 e successivi D.M. applicativi recanti norme per la

l'edificazione in zone dichiarate sismiche;

- Legge n° 1086 del 05.11.1971 recante norme per la costruzione di opere in c.a.,

c.a.p. e acciaio;

- D.M. 14.01.2008 "Nuove norme tecniche per le costruzioni”;

- Circolare n° 617 del 02.02.2009 "Istruzioni per l’applicazione delle Nuove norme

tecniche per le costruzioni di cui al D.M. 14 gennaio 2008”.

3. CARATTERIZZAZIONE GEOLOGICA

Il sito dove è ubicato l'edificio scolastico "G. Rodari" si trova nel centro abitato

della città di Rimini, a monte del centro storico ad una quota di 8,50 m s.l.m.m.

La zona è perfettamente pianeggiante e densamente urbanizzata.

I terreni che compongono i sottosuolo sono costituiti da depositi alluvionali

eterometrici costituiti da argille, limi-argillosi e/o sabbiosi, sabbie e ghiaie.

Si tratta dei depositi alluvionali del Fiume Marecchia.

La zona in esame attorno al fabbricato non risulta interessata da dissesti

idrogeologici.

4. INDAGINI, CARATTERIZZAZIONE E MODELLAZIONE GEOTECNICA

Al fine di conoscere in dettaglio la situazione stratigrafica dei terreni in sito e delle

caratteristiche meccaniche degli stessi è stata progettata e successivamente condotta una

campagna di indagini geognostiche costituita dall'esecuzione di n°3 prove

penetrometriche statiche spinte fino ad una profondità di 12 m dal piano campagna ed

una indagine geofisica costituita da n°1 prova MASW e da una prova HVSR.

Le caratteristiche, l’ubicazione ed i risultati delle prove sono riportati nell’allegata

Relazione Geologica.

Idrogeologia

Nel corso delle indagini condotte, all'interno dei fori eseguiti non è stata riscontrata

la presenza di acqua.


A poche decine di metri a monte della scuola si sviluppa il corso d'acqua artificiale

del deviatore del torrente Ausa che confluisce più a valle nel deviatore del fiume

Marecchia.

Stratigrafia

Dai risultati della campagna geologica si è potuto risalire alla seguente successione

stratigrafica nella quale si è assunto come quota di riferimento q = 0,00 m quella

relativa alla quota del piano campagna:

STRATO A - coltre superficiale di suolo vegetale da quota z = 0,00 m fino a quota

z = -1,00 dal piano campagna (p.c.);

STRATO B - Argille mediamente consistenti da quota z = -1,00 m a quota z = -

8,00 dal p.c.;

STRATO C - Alternanza di livelli argillosi, limo sabbiosi e di argille a componente

organica: da quota z = -8,00 m in poi fino a fine sondaggio (-12,00 m dal p.c.).

In definitiva per i calcoli si considera la seguente successione stratigrafica con i

relativi parametri geotecnici per terreni coesivi:

STRATO B – Argille mediamente consistenti

Peso di volume: γ = 1.95 t/m3

Coesione non drenata: Cu = 0,6 daN/cm2

STRATO C - Alternanza di argille con componenti organiche e limi sabbiosi

Peso di volume: γ = 1.95 t/m3

Coesione non drenata: Cu = 0,3 daN/cm2

Indagini geofisiche

Dalle indagini geofisiche condotte si ricava la Categoria di Sottosuolo secondo il

punto 3.2.2 delle NTC08. I risultati della MASW hanno fornito un valore delle velocità

delle onde sismiche di taglio pari a Vs = 250 m/sec, da cui si determina la Categoria di

Sottosuolo con cui definire l'azione sismica di progetto.

Categoria di Sottosuolo C "Depositi di terreni a grana grossa mediamente

addensati o terreni a grana fina molto consistenti".


5. FONDAZIONI

Interventi sulle fondazioni esistenti

Non sono previsti interventi sulle fondazioni su plinti esistenti dell'edificio

scolastico prefabbricato, in quanto non si prevedono in fase di progetto aumenti di

carico significativi sull'edificio esistente, che non presenta attualmente segni di

cedimento in atto o pregressi.

Nuove fondazioni di progetto

Vista la caratterizzazione geologica del sito e vista la successione stratigrafica

determinata attraverso le indagini geognostiche ed i risultati della modellazione

strutturale, per l'intervento di progetto di miglioramento sismico si prevedono

fondazioni profonde costituite da pali trivellati in c.a.

Alla base di ciascuno dei 15 telai in acciaio è prevista la realizzazione di una soletta

in c.a. dello spessore di 60 cm per la ripartizione degli sforzi sulle fondazioni costituite

da n°4 pali. Dallo studio del modello strutturale (rif. - "Relazione di Calcolo" - modello

di calcolo 4 - fattore di struttura q = 1,50) si sono ricavate le massime sollecitazioni

sulle fondazioni per il loro dimensionamento.

SCHEMA PALO TIPO L = 12 m

Strato C

Strato B 7,50 m

4,50 m

- 1,00 m dal p.c. - quota testa palo


In particolare per ottimizzare le risorse per la realizzazione dell'opera sono state

progettate 4 tipologie differenti di pali trivellati con le seguenti caratteristiche

geometriche:

1) palo di diametro Φ80 cm e lunghezza L = 12 m;



4) palo di diametro Φ50 cm e lunghezza L = 8 m.

Di seguito vengono riportati i calcoli per la determinazione del valore massimo

della resistenza (portanza) Rd in compressione e trazione di ciascuna tipologia di palo

determinato in modo analitico con riferimento ai dei parametri geotecnici sopra indicati

(§ 6.2.3.1.2).

Successivamente si procede alle verifiche di resistenza agli SLU delle sezioni

resistenti dei pali soggetti ad azioni ortogonali al proprio asse.

Per la determinazione delle azioni agenti sul palo, per la determinazione della

resistenza Rd viene utilizzato l’Approccio 2 (A1 + M1 + R3).


6. VERIFICHE

Di seguito si riportano per ciascuna tipologia di palo adottata le azioni massime

provenienti dalla modellazione strutturale, le verifiche di resistenza della portanza

(GEO) dei pali in termini di compressine e trazione per carichi assiali verticali e le

verifiche di resistenza (STRU) allo SLU delle sezioni di testa dei pali maggiormente

sollecitati per azioni ortogonali al fusto.

Le azioni che producono le massime sollecitazioni sulle nuove fondazioni sono

quelle provenienti dalle combinazioni sismiche e vengono ricavate dalle reazioni

vincolari del modello di calcolo (modello di calcolo 4). In particolare visto il sistema

fondale adottato, le azioni sismiche mandano alternativamente in compressione e

trazione ciascuna delle 2 coppie di pali che costituiscono la fondazione di ogni telaio.

SCHEMA TIPO

Pali

soletta c.a.

ip = interasse pali

is = int. strutt.

Rz

N

T


1) Palo di diametro Φ80 cm e lunghezza L =12 m

Dal calcolo con elaboratore elettronico si ricavano le massime azioni trasmesse

dalle strutture in acciaio sulle fondazioni. Per la tipologia oggetto del presente studio si

determinano in corrispondenza dei nodi 217, 228, 236 nella combinazione sismica n°6

(modello di calcolo 4).

Rz = 1422 kN (forza verticale);

T = Rx = 590,74 + 8,47 + 8,47 = 608 kN (forza orizzontale).

I contributi dei momenti flettenti alla base degli elementi in acciaio sono

trascurabili.

Si devono inoltre considerare anche i carichi permanenti dati dal peso della soletta

di fondazione e dei pali stessi:

Peso della soletta di fondazione:

Psol = (5,00*3,80*0,60)*2500 = 28500 daN

Peso del palo:

Pp = (Ab*L)* γcls = (0,503*12)*2500 = 15100 daN

Carichi assiali massimi sul palo in compressione (Ed,c) ed in trazione(Ed,t)

Dato lo schema strutturale sopra riportato si ricavano le massime azioni di progetto

sulla testa dei pali sia in compressione che in trazione.

La ripartizione dell'azione verticale Rz avviene mediante l'equilibrio dei momenti

del sistema di fondazione adottato.

N = ((Rz/2)*i s)/ip = ((1422/2)*2,50)/3,60 = 494 kN

Azione assiale di compressione di progetto:

Ed,c = N + Psol /4 = 494 + 285/4 = 565 kN

Azione assiale di trazione di progetto:

Ed,t = -N + Pp + Psol /4 = -494 +151 + 285/4 = -272 kN


Verifiche di Portanza del palo in compressione Rd,c ed in trazione Rd,t

Il calcolo della portanza Rd del sistema terreno più palo di fondazione avviene

tramite le indicazioni di paragrafi §6.2.3.1.2 e §6.4.3.1 delle NTC 2008.

Il calcolo avviene tramite l'Approccio 2.

Portata alla base Pb per terreni coesivi in condizioni non drenate

Pb = σ’v + 9*Cu

dove:

σ’v = tensione litostatica terreno alla base

Cu = coesione non drenata

Ovviamente tale contributo è nullo in caso di palo in trazione.

Portata laterale Pl in terreni coesivi è data da:

Pl = α*Cu*Sl

dove:

α = coefficiente adimensionale di portanza


Sl = superficie laterale del palo

Si riportano di seguito il calcolo delle portanze e le relative verifiche (GEO).


CALCOLO PORTANZA IN COMPRESSIONE

Verifica GEO in Compressione: Ed,c = 565 kN < Rd,c = 638 kN


CALCOLO PORTANZA IN TRAZIONE

Verifica GEO in Trazione: Ed,t = 272 kN < Rd,t = 475 kN


Verifiche della sezione del palo Φ80 a pressoflessione e tensoflessione

Dal calcolo con elaboratore elettronico si ricava per la combinazione sismica il

massimo valore di sforzo orizzontale agente sulla testa di ciascuno dei 4 pali da 80 cm

di diametro.

H = T/4 = 608/4 = 152 kN

Come schema di calcolo si adotta un palo completamente infisso in terreno coesivo

con la testa incastrata alla soletta di fondazione e quindi impedita di ruotare, soggetta in

sommità all'azione orizzontale H che determina lungo il fusto de palo una distribuzione

di momento flettente con valore massimo in sommità.

Per valutare il momento indotto sul palo dall’azione orizzontale si determina la

lunghezza elastica λ tramite la seguente relazione (Rif: “Micropali Pali di fondazione” –

Eugenio Ceroni – Ed. Dario Flaccovio Editore 2005):

λ = ((4*E*J)/(Kh*D))^0.25

per Kh = 0,5 Kg/cm3 (valore minimo);

D = 80 cm;

J = π D^4 / 64 = 2010619 cm4;

E = 300000 daN/cm2.

λ = 495 cm = 4,95 m

Dato lo schema strutturale adottato il massimo valore del momento flettente è dato

dalla seguente espressione:

M = (H *λ)/2 = (152*4.95)/2 = 376 kNm


Con il massimo momento flettente calcolato ed i valori massimi di compressione e

trazione dei carichi verticali assiali in precedenza determinati si conducono le verifiche

di resistenza allo S.L.U. a presso-flessione e tenso-flessione della sezione del palo da 80

cm di diametro.

a) Verifica a presso-flessione:

Caratteristiche di sollecitazione:

M = 376 kNm

N = 565 kN

Caratteristiche della sezione:

- diametro: Φ80 cm;

- calcestruzzo classe: C25/30;

- ferro: B450C;

- armatura: 10Φ20 correnti + 4Φ20 monconi;

- copriferro: c = 5 cm asse ferro.

Valori limiti:

Mrd = 745,5 kNm

Nrd = 1120,2 kN

N/Nrd = 0,5044 (Sezione verificata)

dominio di resistenza


b) Verifica a tenso-flessione:


M = 376 kNm

N = -272 kN




- ferro: B450C;



Valori limiti:

Mrd = 439,7 kNm

Nrd = -318 kN










T = Rx = 471,21 + 6,73 + 6,91 = 484,85 kN (forza orizzontale).


trascurabili.




Psol = (5,00*3,00*0,60)*2500 = 22500 daN

Peso del palo:

Pp = (Ab*L)* γcls = (0,2827*12)*2500 = 8481 daN






N = ((Rz/2)*i s)/ip = ((1136/2)*2,50)/3,80 = 374 kN


Ed,c = N + Psol /4 = 374 + 225/4 = 430 kN


Ed,t = -N + Pp + Psol /4 = -374 +85 + 225/4 = -233 kN







Pb = σ’v + 9*Cu

dove:





Pl = α*Cu*Sl

dove:









di diametro.

H = T/4 = 484,85/4 = 121,21 kN








λ = ((4*E*J)/(Kh*D))^0.25


D = 60 cm;

J = π D^4 / 64 = 636172 cm4;

E = 300000 daN/cm2.

λ = 400 cm = 4,00 m



M = (H *λ)/2 = (121,21*4.00)/2 = 242 kNm





cm di diametro.



M = 242 kNm

N = 430 kN




- ferro: B450C;



Valori limiti:

Mrd = 397,7 kNm

Nrd = 706,7 kN






M = 242 kNm

N = -233 kN




- ferro: B450C;



Valori limiti:

Mrd = 270,0 kNm

Nrd = -259,9 kN










Non si riporta il valore massimo dell'azione tagliante sulla testa dei pali in quanto

saranno dotati della stessa armatura dei pali Φ60 cm con lunghezza L = 12 m.

I contributi dei momenti alla base degli elementi in acciaio sono trascurabili.




Psol = (5,00*3,00*0,60)*2500 = 22500 daN

Peso del palo:

Pp = (Ab*L)* γcls = (0,2827*8)*2500 = 5654 daN






N = ((Rz/2)*i s)/ip = ((778/2)*2,50)/3,80 = 256 kN


Ed,c = N + Psol /4 = 256 + 225/4 = 313 kN


Ed,t = -N + Pp + Psol /4 = -374 +57 + 225/4 = -143 kN







Pb = σ’v + 9*Cu

dove:





Pl = α*Cu*Sl

dove:












T = Rx = 259,07 + 2,92 + 2,92 = 264,91 kN (forza orizzontale).


trascurabili.




Psol = (4,50*2,50*0,60)*2500 = 16875 daN

Peso del palo:

Pp = (Ab*L)* γcls = (0,1963*8)*2500 = 3927 daN






N = ((Rz/2)*i s)/ip = ((366/2)*2,50)/3,50 = 131 kN


Ed,c = N + Psol /4 = 131 + 169/4 = 173 kN


Ed,t = -N + Pp + Psol /4 = -131 +40 + 169/4 = -49 kN







Pb = σ’v + 9*Cu

dove:





Pl = α*Cu*Sl

dove:









di diametro.

H = T/4 = 264,91/4 = 66,23 kN








λ = ((4*E*J)/(Kh*D))^0.25


D = 50 cm;

J = π D^4 / 64 = 306796 cm4;

E = 300000 daN/cm2.

λ = 348 cm = 3,48 m



M = (H *λ)/2 = (66,23*3.48)/2 = 117 kNm





cm di diametro.



M = 117 kNm

N = 173 kN




- ferro: B450C;



Valori limiti:

Mrd = 197,5 kNm

Nrd = 292,1 kN






M = 117 kNm

N = -49 kN




- ferro: B450C;



Valori limiti:

Mrd = 156,1 kNm

Nrd = -65,4 kN




Verifiche a punzonamento della soletta di fondazione

Data la presenza di carichi concentrati sulle solette in c.a. di fondazione, si procede

ad una verifica a punzonamento della stessa considerando il carico verticale massimo

trasmesso dalla piastra in acciaio con lati b = 400x400 mm posta alla base dei tubolari.

Il carico verticale massimo si ottiene in condizioni sismiche in corrispondenza del

nodo n°228 nella Combinazione n°6 (modello di calcolo 4) con Rz = 1422 kN.

Per la definizione del perimetro di piastra efficace (§4.1.2.1.3.4 del D.M.

14/01/2008) a vantaggio di sicurezza si assume che sia distante "d" dall'impronta

caricata, con "d" altezza utile della sezione. Poichè la piastra in acciaio si trova vicino al

bordo (l = 30 cm), il perimetro efficace non è chiuso e sarà calcolato su 3 lati.

La soletta in c.a. è alta 60 cm, per cui l'altezza efficace d = 55 cm.

L'area resistente è pari a:

A = H * ((2*d+l)+2*(d+b+l)) = 0,6*((2*0,55+0,4)+2*(0,55+0,4+0,3) =

= 2,40 m2

Utilizzando un calcestruzzo classe C25/30, la resistenza caratteristica a trazione è

pari a fctk = 17,95 daN/cmq, da cui si ricava la resistenza di calcolo a trazione

introducendo il coefficiente γc = 1,5 (c. parziale di sicurezza).

fctd= fctk / γc = 17,95/1,5 = 11,97 daN/cmq

La resistenza al punzonamento per sola resistenza a trazione del calcestruzzo va

calcolata con la seguente formula:

Rpunz = 0,5 * A * fctd = 0,5*2,40*104*11,97 = 143640 daN = 1436,4 kN.

da cui

Rz = 1422 kN < Rpunz = 1436,4 kN (punzonamento verificato)

Le solette di fondazione non necessitano di armatura aggiuntiva a punzonamento.


7. CONCLUSIONI

Per i nuovi telai in acciaio progettati per portare gran parte dell'azione sismica di

progetto si adottano fondazioni profonde costituite da n°4 pali al di sotto di ciascuna

soletta.

Si prevedono le seguenti tipologie di pali per un totale di 60 pali:




4) palo di diametro Φ50 cm e lunghezza L = 8 m.

I pali sono armati per tutta la loro lunghezza ed adeguatamente ancorati alla soletta

in c.a. di testa. Saranno gettati dal fondo mediante l'ausilio del tubogetto.

Per l'edificio esistente in cemento armato prefabbricato non sono previsti interventi

in fondazione.

Fano, li __________________

Il progettista

Dott. Ing. Enrico Petrelli

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