PROVINCIA DI VERONA EX PALAZZO MUNICIPALE tecnica/ex loggia/PE.03... · E’ stata redatta la...

COMUNE DI COLOGNA VENETA

PROVINCIA DI VERONA

EX PALAZZO MUNICIPALE

PROGETTO ESECUTIVO:

DI RESTAURO, RISANAMENTO CONSERVATIVO E

CONSOLIDAMENTO STATICO DELLA LOGGIA DELL’EX PALAZZO

MUNICIPALE

OGGETTO:

RELAZIONE DI CALCOLO STRUTTURALE

TAVOLA: DATA:

PE.03 30.05.2014

PROGETTISTA ARCHITETTONICO: PROGETTISTA STRUTTURALE:

Arch. LUIGI MERLIN Ing. CARMINE ABBRUZZESE Via Libertà, 72 – 37053 Cerea (Vr) Via S. Stefano, 2 – 37129 Verona (Vr) Tel. Fax: 0442 30054 – 32553 Tel. : 392 6247913 email: [email protected] email: [email protected]

pecmail: [email protected] pecmail: [email protected]

COMMITTENTE:

COMUNE DI COLOGNA VENETA Piazza Capitaniato, 1 – 37044 Cologna Veneta (Vr)

COLLABORATORI:

Ing. Sergio Mantovani – Ing. Carmine Abbruzzese – Arch. Fabio Dal Barco

DIVIETO DI RIPRODUZIONE – IL PRESENTE ELABORATO E’ DI PROPRIETA’ DEL PROGETTISTA CHE SE NE RISERVA LA

TUTELA A NORMA DI LEGGE

COMMITTENTE: Comune di Cologna Veneta (VR)

RELAZIONE TECNICA: Interventi di consolidamento statico locali su loggiato dell’ex palazzo Municipale di Caologna Veneta (VR)

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INDICE

0 PREMESSA

1 NORMATIVA DI RIFERIMENTO

2 DESCRIZIONE DELL’INTERVENTO

3 CONSOLIDAMENTO FONDAZIONE COLONNA PROSPETTO OVEST

4 RINFORZO TRAVE IN LEGNO DEL SOLAIO

5 CATENA PER ARCHI INTERNI ASESTO RIBASSATO

6 CONCLUSIONI

7 BIBLIOGRAFIA



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0 PREMESSA

E’ stata redatta la presente relazione tecnica di calcolo a seguito dei lavori di restauro conservativo

e di consolidamento statico di parte del loggiato dell’ex palazzo Municipane in Piazza Mazzini nel Comune

di Cologna Veneta (VR).

Gli interventi su edifici esistenti sono soggetti a quanto prescritto nel capitolo 8 del D.M. Infrastrutture del

14 Gennaio 2008 : Nuove Norme Tecniche per le Costruzioni e relativa Circ. Min. Infrastrutture e

Trasporti del 2 Febbraio 2009, n 617 : Applicazione Norme Tecniche per le Costruzioni

Le strutture “esistenti” sono quelle la cui struttura sia completamente realizzata alla data della redazione

della valutazione di sicurezza e/o del progetto di intervento. La valutazione della sicurezza (§ 8.3) e la

progettazione degli interventi sulle costruzioni esistenti potranno essere eseguiti con riferimento ai soli

SLU. Nelle NTC si individuano le seguenti categorie di intervento (§ 8.4):

� Interventi di adeguamento atti a conseguire i livelli di sicurezza previsti dalle presenti norme;

� Interventi di miglioramento atti ad aumentare la sicurezza strutturale esistente, pur senza

necessariamente raggiungere i livelli richiesti dalle presenti norme;

� Riparazioni o interventi locali che interessino elementi isolati, e che comunque comportino un

miglioramento delle condizioni di sicurezza preesistenti.

Le lavorazioni da realizzare sull’ex palazzo Municipale di Cologna Veneta, descritti in seguito nella

seguente relazione, ricadono sicuramente nella terza tipologia di intervento in quanto le NTC precisano:

“In generale, gli interventi di questo tipo riguardano singole parti e/o elementi della struttura e

interessano porzioni limitate della costruzione. Il progetto e la valutazione della sicurezza potranno essere

riferiti alle sole parti e/o elementi interessati e documentare che, rispetto alla configurazione precedente

al danno, al degrado o alla variante, non siano prodotte sostanziali modifiche al comportamento delle

altre parti della struttura nel suo insieme e che gli interventi comportino un miglioramento delle

condizioni di sicurezza preesistenti. La relazione di cui al par. 8.2 che, in questi casi, potrà essere limitata

alle sole parti interessate dall’intervento ed a quelle con esse interagenti, dovrà documentare le carenze

strutturali riscontrate, risolte e/o persistenti, ed indicare le eventuali conseguenze all’uso della

costruzione”.



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1 NORMATIVA DI RIFERIMENTO

D.M. Infrastrutture 14 Gennaio 2008 : Nuove Norme Tecniche per le Costruzioni

Circ. Min. Infrastrutture e Trasporti 2 Febbraio 2009, n 617 : Applicazione Norme Tecniche per le

Costruzioni

Linee Guida per la valutazione e riduzione del rischio sismico del patrimono culturale con riferimento alle

norme tecniche per le costruzioni

CNR-DT 206/2007: Istruzioni per la progettazione. L’esecuzione ed il controllo delle strutture in legno

UNI EN 1995-1-1: 2009 Eurocodice 5: Progettazione delle strutture in legno.

2 DESCRIZIONE DELL’INTERVENTO

2.1 Localizzazione e dimensioni (NT 3.2.2.1) L’edificio è situato in una zona pianeggiante nell’area urbana del Comune di Cologna Veneta (VR) a quota

di circa 30 m s.l.m. L’edificio si sviluppa su due piani fuori terra con un’estensione in pianta di circa 300

mq.

2.2 Tipo di struttura La struttura portante sismo-resistente è costituita da maschi murari in muratura e colonne in pietra. Il

piano terra ha un loggiato perimetrale costituito da colonne in pietra squadrata ed archi a tutto sesto. Il

solaio intermedio è in legno costituito da una doppia orditura di travi dove superiormente sono fissati un

perlinato ed un assito intervallati da una serie di correntini. La pavimentazione è in parquet. La copertura

in coppi è sorretta da un sistema di tramezze e tavelloni a gravare su un secondo solaio in legno. Le

altezze di interpiano sono di circa 6,0 m.

2.3 Terreno e struttura di fondazione Sulla struttura di fondazione non si hanno informazioni dettagliate. Nel corso delle lavorazioni si

eseguiranno dei saggi esplorativi.

I dati geologici del terreno sono stati ricavati dalla relazione Geologica-Geotecnica fornita dal committente

e redatta dall’ Interstudio di Lonigo a firma del Dott. Ing. Paolo Bà. Tale relazione è riferita a lovori



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eseguiti nel 2005 al palazzo adiacente all’ex palazzo Municipale. Tale relazione, vista l’estrema vicinanza

dei due fabbricati, è sicuramente atendibile ma, cautelativamente, in fase di progettazione esecutiva

verrà integrata con altre CPT specifiche. Dalla relazione geologica emerge che il piano di posa è costituito

da limi argillosi con resistenza Rp di 15-20 kg/cmq su uno strato di modesta consistenza.

2.4 Interventi previsti

L’edificio in esame presenta un quadro fessurativo particolarmente grave. Da un’accurato sopralluogo

visivo emerge la necessità di tre interventi di rinforzo urgente. Le lavorazioni di restauro conservativo

e consolidamento statico riguarderanno le seguenti porzioni di edificio:

2.4.a Travi portanti del solaio in legno:

Il solaio è costituito dalla seguente stratrigrafia: Travi di orditura primaria sez. 30x50 cm, travi di

orditura secondaria sez. 13x17 cm, 1° assito sp. 2,80 cm, correntini sez. 6x6 cm, 2° assito sp. 2,80

cm, pavimento in legno sp. 2,80 cm.

Il solaio è articolato su tre campate di luci variabili. Da un’attenta osservazione emerge che sulla campata

più lunga (in prossimità del bar) le travi sono state rinforzate mediante l’ausilio di due piastre disposte a

coltello. Le piastre disposte lateralmente alla sezione delle travi principali sono connesse con bulloni

passanti. La campata centrale non evidenzia probleni a differenza della prima campata (in prossimità del

consolidamento fondale) composta da tre travi principali con evidenti lesioni in mezzeria dove le

sollecitazioni flettenti risultano essere massime. Si osservano lesioni in corrispondenza dell’innesto delle

travi secondarie ed anche più basse verso l’estradosso. La proposta di ripristino è la seguente:

� sigillatura delle lesioni con resine epossidiche specifiche;

� inserimento di una doppia piastra esterna nella zona di mezzeria con bulloni resistenti a

momento.

L'intradosso del solaio è stato protetto con mordente color noce scuro. Le strutture lignee si

presentano superficialmente con il degrado dovuto dal tempo, l'aspetto superficiale presenta

scrostature del primo strato di protezione e pertanto necessita di interventi di ripristino delle superfici

lignee :

i. Pulizia superfici in legno

ii. Raschiatura sabbiatura e levigatura superfici lignee per ripristinare l'originale superficie

iii. Stuccatura eventuali fori e parti mancanti

iv. Trattamento antiparassitario per la prevenzione e conservazione delle strutture lignee

v. Trattamento finale delle superfici con mordente scuro tipo noce.



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2.4.b Arcate perimetrali in pietra:

Il lato Ovest del perimetro dell'edificio al piano terra, costituito da una loggia, è costituito da arcate

massiccie in pietra bugnata di tufo. In posizione simmetrica sono collocati dei pilastri della stessa

pietra a sostegno degli archi a tutto sesto. La stessa tipologia costruttiva e materica si ripete lungo

tutto il perimetro dell'edificio sui lati Ovest, Sud ed Est, mentre il lato nord confina con un edificio

privato.

La pietra si presenta in buone condizioni visive. Non si evidenziano particolari problemi di degrado o

intaccamenti di natura biologica. Le superfici di degrado della pietra sono evidenti laddove sono

presenti dissesti statici descritti nel punto sottostante. Su questi tratti sono presenti infatti fenomeni di

disgregazione della pietra, fessurazioni e disconnessione dei conci.

Le condisioni statiche del lato Ovest sono assai precarie e necessitano di interventi di consolidamento.

In particolare è possibile riscontrare un evidente abbassamento del pilastro sinistro, il quale ha

compromesso l'intera struttura in pietra del piano terra al lato Ovest. Anche nella parte bassa del

basamento sinistro si riscontra uno schiacciamento della pietra tufacea, riscontrabile da fessurazioni

verticali. Questo movimento verso il basso ha compromesso anche la statica degli archi i quali

presentano una disconnessione di alcuni conci. Attualmente la struttura è sostenuta da impalcature

metalliche che hanno lo scopo di contrastare i cedimenti. Il pilastro più compromesso che presenta

problemi di schiacciamento e spanciamento verso l'esterno è stato fasciato tutt'intorno da una

struttura provvisoria.

In corrispondenza di tale pilastro sarà richiesta un'analisi geologica che indichi la stratrigrafia del suolo

sottostante per poi realizzare le seguenti lavorazioni:

i. Installazione di struttura di sostegno e puntellamento provvisoria.

ii. Rimozione pavimentazione e scalini di trachite

iii. Scavo a sezione obbligata ed a mano fino alla base della fondazione

iv. Realizzazine di n. 6 micropali per pilastro Øm.r. 24 cm. con perforazione ad acqua per posa di

tubo di rivestimento. Inserimento di armatura metallica tubolare ed iniezione di betoncino e

successivo recupero del rivestimento.

v. Realizzazione della fondazione ad inglobare testa dei micropali con “agganci” di presidio alla

base della fondazione esistente della colonna.

vi. Ripristino materiale costituito da stabilizzato e sabbia costipato.

vii. Ripristino della pavimentazione in trachite con materiale precedentemente prelevato a

ricostruire l'aspetto originario precedente.

viii. Realizzazioni di doppio foro inclinato su conci attigui in asse alla fuga fino ad incontrare il

concio adiacente.

ix. Inserimento di n. 2 barre filettate sfalsate a croce a collegare il concio adiacente.



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x. Sigillatura con resina antiritiro delle barre filettate

xi. Sigillatura dei fori con tufolina a ripristinare la superficie lapidea.

xii. Smontaggio struttura di sostegno e puntellamento provvisoria.

xiii. Pulizia a secco della pietra con asportazione residui

xiv. Ricostruzione piccole parti mancanti con tufolina

xv. Sigillatura delle fessurazioni con tufolina a ripristino della superficie lapidea

xvi. Sigillatura delle fughe tra i conci con tufolina.

Per il pilastro e il basamento si prevede:

i. Pulizia a secco della pietra con asportazione residui

ii. Ricostruzione piccole parti mancanti con tufolina

iii. Consolidamento strutturale con barre filettate in acciaio ancorate con resina epossidica a

contrasto dei piani di scorrimento già innestati

iv. Sigillatura delle fessurazioni con tufolina a ripristino della superficie lapidea

v. Sigillatura delle fughe tra i conci con tufolina.

2.4.c Archi a sesto ribassato (interni al loggiato): I due archi a sesto ribassato sono realizzati in muratura di laterizio pieno mentre il suo rivestimento

esterno è realizzato con intonaco di calce a formare il caratteristico aspetto bugnato identico alla

muratura in pietra del perimetro esterno. Il rivestimento finale è costituito da tufolina. L'aspetto

esterno richiama quello di un muro in pietra realizzato con conci opportunamente sagomati a formare

un arcata.

L'aspetto esterno della muratura si presenta in buone condizioni tranne in qualche tratto viene a

mancare il rivestimento esterno. Gli spigoli in qualche tratto sono stati consumati ed erosi dal tempo e

necessitano di essere ripristinati. Le superfici di degrado reale della muratura sono evidenti laddove

sono presenti dissesti statici descritti nel punto sottostante. Su questi tratti sono presenti infatti

fenomeni di fessurazioni con parti mancanti di intonaco.

Le condisioni statiche dell'arco ribassato sono assai precarie e necessitano di interventi di

consolidamento. In particolare è possibile riscontrare fenomeni fessurativi che in alcuni tratti sono

passanti da lato a lato per l'intero spessore del setto murario. Tali fessure sono causate probabilmente

dell'eccessivo carico sovrastante pertanto l'arco ribassato non è in grado di sostenere le sollecitazioni a

flessione e taglio della struttura. Le murature sottostanti a sostengo dell'arco sono invece in buone

condizioni statiche. Attualmente l'arco ribassato prossimo al locale uso bar è sostenuto da una

impalcatura provvisoria atta a contrastare i cedimenti. Dei due contrafforti ad arco ribassato, questo è

quello che versa nelle peggiori condizioni. Gli interventi previsti, per entrambi, sono:



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i. Installazione di struttura di sostegno e puntellamento provvisoria.

ii. Rimozione intonaco fino al vivo delle murature - operazione fatta per piccoli tratti

iii. Rinzaffo con malta di cemento a spessore variabile fratazzata. (a piccoli tratti) ed

eventuali “cuci-scuci” per ripristinare mattoni ammalorati

iv. Inserimento di catena metallica per compensare la spinta indotta.

v. Ricoprimento con malta bastarda.

vi. Rivestimento con stabilitura finale e ripristino degli sguinci e delle fughe originarie.

vii. Rivestimento finale in tufolina.



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3 CONSOLIDAMENTO FONDAZIONE COLONNA PROSPETTO OVEST

3.1 ANALISI DEI CARCIHI

3.1.a Solaio piano primo

inc. trave secondaria (0,13x0,17x8,0x2,8): 0,50 kN/m2

inc. primo e secondo assito (0,028x2x6,0): 0,35 kN/m2

inc. pavimento (0,028x8,0): 0,25 kN/m2

inc. tramezze : 1,00 kN/m2

Gk: 2,10 kN/m2

Valutiamo un carico accidentale (cautelativo) tipico delle sale convegni Qk: 4,0 kN/m2

La trave che scarica sulla colonna ha una luce di calcolo di circa 7,2 m ed un interasse massimo di 2,95

m.

3.1.b Carico in fondazione e su micropalo

inc. trave primo solaio:

((0,3x0,5x8)+(2,1x2,95))x 7,2x0,5: 27 kN

inc. trave secondo solaio:

((0,3x0,5x8)+(2,1x2,95))x 7,2x0,5: 27 kN

inc. fascia muraria:

(1,4x0,5x12x25): 210 kN

Gk: 264 kN

inc. trave primo solaio: (4,0x2,95)x 7,2x0,5: 43 kN

inc. trave secondo solaio: (2,0x2,95)x 7,2x0,5: 21 kN

Qk: 64 kN

Il carico totale di progetto (SFAVOREVOLE) allo SLU (A1) ha intensità:



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γGK1 · Gd1 + γGK2 · Gd2 + GQ · Qd = (1,3 · 264 + 1,5 · 64) ≈ 439 kN


γGK1 · Gd1 + γGK2 · Gd2 + GQ · Qd = (1,0 · 264 + 1,3 · 64) ≈ 347 kN Il carico totale di progetto allo SLE ha intensità:

γGK1 · Gd1 + γGK2 · Gd2 + GQ · Qd = (1,0 · 264 + 1,0 · 64) ≈ 328 kN

Pertanto ipotizzando un ringrosso della colonna in fondazione (1 x 1 m) ed una fondazione di dimensioni

2 x 2 x 0,5 m solidale a 6 micropali diametro 24 cm e un momento flettente pari a 1/10 del carico assiale

si avrà la seguente distribuzione dei carichi:

Dove il micropalo più sollecitato deve essere in grado di soddisfare una resistenza netta a compressione

pari a:

� allo S.L.U. A1: 82,9 kN (8,3 ton).

� allo S.L.U. A2: 65,6 kN (6,6 ton).

Il carico migra ai micropali tramite due putrelle HEB 180 in acciaio S355 con schema statico di semplice

appoggio e luce di calcolo pari a 140 cm. Dall’analisi dei carichi precedente si osserva che il momento

massimo risulta essere ampiamente verificato e la freccia risulta essere pari a 1,02 mm (< l/1000 allo

SLE):



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3.2 CARATTERISTICHE DEI MATERIALI E DURABILITA’

Calcestruzzo (NTC 2008):

CLASSE DI RESISTENZA

Rck fck Ecm a/c Contenuto minimo di cemento

Dmax Classe di

consistenza al getto

[N/mm2] [N/mm2] [N/mm2]

0,6

[Kg/m3] [mm]

S4 C25/30 30 24,9 31447 300 32

Acciaio (NTC 2008): B450C

� resistenza a trazione ftk ≥ 540 N/mm2 ;

� tensione di snervamento fyk ≥ 450 N/mm2 ;

� allungamanto uniforme al carico massimo εtuk ≥ 75 °/00 ;

� rapporto tra resistenza e tensione di snervamento 1,15<(ft / fy)k < 1,35

� rapporto tra resistenza di snervamento effettiva e nominale < 1,25

� modulo elastico ( valore medio secondo EC2) Es = 200 kN/mm2.



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Si definisce “copriferro” lo spessore di calcestruzzo individuato dalla superfice più esterna

dell’armatura (inclusa staffe e collegamenti) e dalla superfice del calcestruzzo più vicina ad essa. In

tabella si riassumono i copri ferri nominali adottati :

ELEMENTO STRUTTURALE

CLASSE DI ESPOSIZIONE

Cmin,b Cmin,dur ∆cdur,add Cdur Cmin ∆c Cnom

[mm] [mm] [mm] [mm] [mm] [mm] [mm]

Fondazioni XC2 14 35 − 25 25 10 40

La classe di esposizione prescritta è XC2. Per motivi di durabilità adottiamo un Rck minimo di 30 N/mm2 ed

un copriferro nominale di 4,0 cm. Adottando un’armatura tubolare di diametro 133 mm (diametro

micropalo D: 24 cm) si avrà un copriferro di calcolo di 5,35 cm.

Un copriferro nominale maggiore di quello minimo porta ad un’ottima durabilità nel tempo del palo di

fondazione.

3.3 TECNICA COSTRUTTIVA DEL PALO DI FONDAZIONE.

Il micropalo è realizzato in opera mediante l’infissione di una camicia metallica del diametro esterno D: 24

cm chiusa all’estremità inferiore (punta del palo) mediante un’opportuna “scarpa”. Raggiunta la quota

desiderata, mediante una “perforazione ad acqua”, si procede alla posa dell’armatura, al getto del

betoncino ed al recupero della camicia metallica. La “scarpa” ha una forma tale da chiudere la punta della

camicia in fase d’infissione e di non ostacolare la risalita della stessa camicia.

Nella presente relazione è stata calcolata la resistenza di progetto netta a compressione Rc,d di un palo

trivellato senza asporto di terreno.

Il carico limite di un palo Qlim viene convenzionalmente suddiviso in due aliquote : la resistenza alla punta

Qp e la resistenza laterale QL. (Qlim = Qp + QL)

Resistenza alla punta :

in condizioni drenate si avrà : Qp = Ap*σ’vL*Nq

in condizioni non drenate si avrà : Qp = Ap*(σvL+Nc*Cu)

Resistenza laterale :

in condizioni drenate si avrà : QLi = Al*σ’vz*k*µ

in condizioni non drenate si avrà : QLi = Al*α*Cu

Per α e k si adottano valori raccomandati dall’AGI e dall’esperienza dello scrivente.



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3.4 CALCOLO DELLA RESISTENZA NETTA DEL PALO DI FONDAZIONE (METODO AGLI S.L.U).



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Il valore caratteristico della resistenza a compressione Rc,k è calcolato come:

Dove ξ3 e ξ4 sono fattori di correlazione della resistenza caratteristica, in funzione del numero di verticali

a disposizione, e sono riportati nella tabella 6.4.IV del DM 14/01/2008.

Il micropalo è stato assimilato come un palo trivellato ai fini della scelta dei coefficienti da normativa.

In sintesi per le quattro DIN a disposizione (cautelativamente si considerano i coefficenti correttivi relativi

ad una sola verticale indagata) si ha quanto segue nelle tabelle riassuntive:



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MICROPALO Φmr: 240

(Quote riferite allo 0.00m dal piano della prova DIN1 )

γmedio 1.85 t/mc Qtesta-palo : -1.0 m

γ'medio 0.85 t/mc Qpunta-palo : -11.0 m

QFalda 1.50 m

Lpalo 10.00 m

Dfusto 0.24 m

Dpunta 0.24 m

Hi Hf ∆H σ' Rp Φ µ Cu K α Dp,reso Alaterale R(s,cal)i

(m) da p.c.

(m) da p.c.

(m) (t/mq) (t/mq) (°) (t/mq) (m) (mq) (t)

0.00 1.00 1.00 0.925 0 0.0 0.00 0.24 0.75 0.00

1.00 1.50 0.50 2.313 0 0.00 0.8 0.24 0.38 0.00

1.50 2.00 0.50 2.988 100 5.0 0.45 0.24 0.38 0.85

2.00 3.00 1.00 3.625 200 25 0.47 0.8 0.24 0.75 1.02

3.00 4.00 1.00 4.475 180 9.0 0.35 0.24 0.75 2.37

4.00 5.00 1.00 5.325 250 25 0.47 0.8 0.24 0.75 1.50

5.00 11.00 6.00 8.300 300 26 0.49 0.8 0.24 4.52 14.64

Resistenza Laterale di Calcolo Rs,cal (ton): 20.38

Profondità punta palo (m) 11.00

Nq : 4

Nc : 0

Cu : 0.0

σ' (t/mq) : 10.85

σ (t/mq) : 20.35

Abase (mq) : 0.045

Resistenza di Punta di Calcolo Rb,cal (ton) :

1.96



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MICROPALO Φmr: 240




QFalda 1.50 m

Lpalo 10.00 m

Dfusto 0.24 m

Dpunta 0.24 m


(m) da p.c.

(m) da p.c.

(m) (t/mq) (t/mq) (°) (t/mq) (m) (mq) (t)

0.00 1.00 1.00 0.925 0 0.0 0.00 0.24 0.75 0.00

1.00 1.50 0.50 2.313 0 0.00 0.8 0.24 0.38 0.00

1.50 2.20 0.70 3.073 50 2.5 0.65 0.24 0.53 0.86

2.20 2.80 0.60 3.625 240 26 0.49 0.8 0.24 0.45 0.64

2.80 4.00 1.20 4.390 180 9.0 0.35 0.24 0.90 2.85

4.00 5.00 1.00 5.325 200 24 0.45 0.8 0.24 0.75 1.43

5.00 11.00 6.00 8.300 300 26 0.49 0.8 0.24 4.52 14.64



Nq : 4

Nc : 0

Cu : 0.0

σ' (t/mq) : 10.85

σ (t/mq) : 20.35

Abase (mq) : 0.045


1.96



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MICROPALO Φmr: 240




QFalda 1.50 m

Lpalo 10.00 m

Dfusto 0.24 m

Dpunta 0.24 m


(m) da p.c.

(m) da p.c.

(m) (t/mq) (t/mq) (°) (t/mq) (m) (mq) (t)

0.00 1.00 1.00 0.925 0 0.0 0.00 0.24 0.75 0.00

1.00 1.50 0.50 2.313 0 0.00 0.8 0.24 0.38 0.00

1.50 1.80 0.30 2.903 30 1.5 0.65 0.24 0.23 0.22

1.80 3.00 1.20 3.540 220 26 0.49 0.8 0.24 0.90 1.25

3.00 4.50 1.50 4.688 180 9.0 0.35 0.24 1.13 3.56

4.50 5.00 0.50 5.538 250 25 0.47 0.8 0.24 0.38 0.78

5.00 11.00 6.00 8.300 300 26 0.49 0.8 0.24 4.52 14.64



Nq : 4

Nc : 0

Cu : 0.0

σ' (t/mq) : 10.85

σ (t/mq) : 20.35

Abase (mq) : 0.045


1.96



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MICROPALO Φmr: 240




QFalda 1.50 m

Lpalo 10.00 m

Dfusto 0.24 m

Dpunta 0.24 m


(m) da p.c.

(m) da p.c.

(m) (t/mq) (t/mq) (°) (t/mq) (m) (mq) (t)

0.00 1.00 1.00 0.925 0 0.0 0.00 0.24 0.75 0.00

1.00 1.50 0.50 2.313 0 0.00 0.8 0.24 0.38 0.00

1.50 1.80 0.30 2.903 180 9.0 0.35 0.24 0.23 0.71

1.80 2.50 0.70 3.328 300 28 0.53 0.8 0.24 0.53 0.75

2.50 4.00 1.50 4.263 180 9.0 0.35 0.24 1.13 3.56

4.00 5.00 1.00 5.325 250 25 0.47 0.8 0.24 0.75 1.50

5.00 11.00 6.00 8.300 300 26 0.49 0.8 0.24 4.52 14.64



Nq : 4

Nc : 0

Cu : 0.0

σ' (t/mq) : 10.85

σ (t/mq) : 20.35

Abase (mq) : 0.045


1.96

Il valore di progetto Rd della resistenza si ottiene a partire del valore caratteristico Rk applicando i

coefficienti parziali gR della Tab. 6.4.II.

La Resistenza caratteristica Rk è stata valutata con metodo di calcolo analitico a partire dai valori

caratteristici dei parametri geotecnici e dall’interpretazione di prove CTP.

Il valore caratteristico della resistenza Rc,k (Rt,k) è dato dal minore dei valori ottenuti applicando alle

resistenze calcolate Rc,cal (Rt,cal) i fattori di correlazione ζ riportati nella Tab.6.4.IV in funzione del numero

di verticali di indagine:



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In sintesi per le quattro DIN di riferimento si ha quanto segue nella tabella riassuntiva:

DIN Rs,cal Rb,cal (Rs,cal)med (Rs,cal)min (Rb,cal)med (Rb,cal)min n° v.i. ξ3 ξ4

Rs,cal Rb,cal

[ton] [ton]

1 20.38 1.96

20.60 20.38 1.96 1.96 4 1.7 1.7 11.99 1.15 2 20.42 1.96

3 20.45 1.96

4 21.16 1.96

Gk(palo) : 0.64 ton

RESISTENZA DI PROGETTO LATERALE A COMPRESSIONE Rs,d : 10.4 ton

RESISTENZA DI PROGETTO DI PUNTA A COMPRESSIONE Rb,d : 0.9 ton

RESISTENZA DI PROGETTO NETTA A COMPRESSIONE Rc,d : 10.4 ton

RESISTENZA DI PROGETTO NETTA A TRAZIONE Rt,d : 10.2 ton

Nella seguente tabella si riporta, a completare l’analisi effettuata, la resistenza di progetto netta a

compressione per tutte le combinazioni dei due approcci e con il metodo alle T.A.:

Approccio 1 Approccio 2 T.A.

Comb. 1 Comb. 2 Comb. 1

RESISTENZA DI PROGETTO NETTA A COMPRESSIONE Rc,d (ton): 12.3 8.3 10.4 8.4

3.5 VERIFICA ARMATURA. Il micropalopalo risulta armato con un’armatura costituita da un tubo in acciaio S355 diametro esterno

133 mm e spessore 8 mm. Si valuta il momento massimo della sezione nell’ipotesi che il micropalo sia

scarico e trascurando il contributo del betoncino (questo per ragioni cautelative di sicurezza) Mmax: 14,8

kNm.



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Valutando un “palo lungo-flessibile” in falda, “rotazione impedita in testa” e un angolo d’attrito Φ medio

di 24° si valuta Kp: 2,4 (Whittle 2004).

Valutando quanto riportato nelle NTC2008 – A1+M1+R3 avremo:

Φ = 24

ϒ = 18.5 kN

ϒw = 10.0 kN

ϒ' = 8.5 kN

Kp = 2.4

L = 10.0 m

d = 0.24 m

e = 0.00 m

My = 14.80 kNm

Hlim = 24.28 kN

ξ3 = 1.7

ϒT = 1.3

Rtr,k = 14.3 kN

Rtr,d = 11.0 kN

1.1 ton



Pagina 22 /39

� Resistenza caratteristica Rtr,k = (Rtr,cal)media /ξ3 = 14,28 kN

� Resistenza di progetto Rtr,d = Rtr,k /ϒT = 11,0 kN ≈ 1,1 ton

La sezione sarà quindi in grado di resistere ad una forza orizzontale di 1,1 ton e pertanto l’intera

fondazione ad un taglio dell’ordine di grandezza del 15% del carico assiale.



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4 RINFORZO TRAVE IN LEGNO

Il solaio a piano primo è composto da tre campate di luci variabili. Da un’attenta osservazione emerge

che sulla campata più lunga (in prossimità del bar) le travi sono state rinforzate mediante l’ausilio di due

piastre disposte a coltello. Le piastre disposte lateralmente alla sezione delle travi principali sono

connesse con bulloni passanti. La campata centrale non evidenzia probleni a differenza della prima

campata (in prossimità del consolidamento fondale) composta da tre travi principali con evidenti lesioni in

mezzeria dove le sollecitazioni flettenti risultano essere massime. Si osservano lesioni in corrispondenza

dell’innesto delle travi secondarie ed anche più basse verso l’estradosso. La proposta di ripristino è la

seguente:

� sigillatura delle lesioni con resine epossidiche specifiche;

� inserimento di una doppia piastra esterna nella zona di mezzeria con bulloni resistenti a

momento.






Gk: 2,20 kN/m2


Il carico totale di progetto (SFAVOREVOLE) allo SLU (A1) considerando un’interasse di 3,0 m ha intensità:

γGK1 · Gd1 + γGK2 · Gd2 + GQ · Qd = (1,3 · 6,6 + 1,5 · 12) ≈ 26,6 kN



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Il carico totale di progetto allo SLE considerando un’interasse di 3,0 m ha intensità:

γGK1 · Gd1 + γGK2 · Gd2 + GQ · Qd = (1,0 · 6,6 + 1,0 · 12) ≈ 18,6 kN

Visto lo stato fessurativo la sezione utile della trave principale non è idonea a sopperire a carichi

accidentali. Pertanto nella zona di mezzeria (a flessione massima) si inseriranno due piastre esterne con

bulloni resistenti a momento valutando una sezione utile di 30x33 cm.

Pertanto valutando la trave con luce di calcolo massima pari a 7,25 m e schema statico di trave in

semplice appoggio avremo un momento massimo Md: 175 kNm

4.2 CARATTERISTICHE GEOMETRICHE E MATERIALI

� Trave con sezione utile 300x330 mm;

� doppia piastra in acciaio da carpenteria spessore 24 mm;

� legno massiccio C14 (classe cautelativa) ρ: 280 kg/m3

� classe di servizio : II kdef: 0,8

� classe di durata del carico : media durata kmod: 0,8

� bulloni classe 8.8 fu,k: 800 N/mm2

4.3 GEOMETRIA DEL RINFORZO



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4.4 VERIFICA DEL RINFORZO

I connettori più frequentemente utilizzati per assemblare le membrature lignee sono quelli genericamente

denominati a gambo cilindrico, come i chiodi, le viti, i bulloni ed i perni.

Le evidenze sperimentali hanno mostrato che alcuni dei meccanismi di rottura, che si verificano in una

connessione lignea con connettori metallici a gambo cilindrico, sono associati a fenomeni di rifollamento

di una delle parti lignee connesse e di snervamento (a flessione) del gambo del connettore metallico, con

formazione di una o più cerniere plastiche.

Le caratteristiche meccaniche associate alla crisi del materiale legnoso (tensione di rifollamento) e degli

elementi di acciaio (momento di snervamento) possono essere determinate attraverso prove sperimentali

descritte nelle normative armonizzate UNI EN 383 e UNI EN 409, tenendo anche presente quanto

indicato in UNI EN 28970

La resistenza di rifollamento al rifollamento è una caratteristica meccanica del materiale legnoso che

descrive uno stato di sforzo limite determinato dallo schiacciamento localizzato delle fibre legnose per

effetto del carico concentrato del connettore sulle pareti del foro di alloggiamento: le deformazioni

plastiche causano l’ovalizzazione del foro, e la conseguente messa fuori servizio della connessione.

La resistenza al rifollamento può variare sensibilmente in funzione di alcune caratteristiche geometriche e

meccaniche, come la massa volumetrica del materiale legnoso (che è direttamente correlata alla

resistenza alla compressione ortogonale alla fibra), il diametro del connettore, la direzione della forza

applicata rispetto alla direzione della fibratura.

Il valore del momento di snervamento dell’elemento metallico può essere determinato in funzione del

diametro del connettore e della classe di resistenza dell’acciaio utilizzato.

In assenza di dati sperimentali, i valori della resistenza a rifollamento del materiale legnoso e del

momento di snervamento dell’elemento metallico possono essere determinati attraverso formule semi-

empiriche riportate nelle normative di calcolo.

Tra queste il documento Nicole riporta:

� Valore caratteristico di rifollamento nel caso di chiodi a gambo cilindrico inseriti con preforatura:

fh,k = 0,082 (1 - 0,01d)ρk (N/mm2)



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� Valore caratteristico del momento di snervamento nel caso di chiodi a gambo cilindrico .

My,k = Wpl · fh,k ≈ 0,1 fu · d

3 (per chiodi a gambo tondo)

Essendo:

fh,k resistenza caratteristica a rifollamento (N/mm2)

d diametro del connettore (mm)

ρk massa volumetrica caratteristica (Kg/m3)

My,k Valore caratteristico del momento di snervamento del chiodo

Wpl modulo di resistenza plastico della sezione del chiodo

fu resistenza minima a trazione del filo

Le equazioni della capacità portante della connessione con connettori a gambo cilindrico sono poi ricavate

da semplici considerazioni di equilibrio allo stato limite, con l’ipotesi di un comportamento rigido-plastico

per entrambi i materiali. Tale approccio, proposto per la prima volta da Johansen nel 1949, e

successivamente perfezionato e validato sperimentalmente da diversi ricercatori, è oggi alla base del

calcolo della resistenza dei collegamenti di diverse normative tecniche sia nazionali che internazionali.

In tali normative le equazioni di Johansen sono riportate, in funzione delle principali grandezze

geometriche e meccaniche, per unioni ad un piano di taglio (il connettore attraversa due elementi) o a

due piani di taglio (il connettore attraversa tre elementi); per unioni legno-legno (cioè con elementi lignei

collegati tra loro per mezzo di elementi metallici a gambo cilindrico) e per unioni legno-acciaio (cioè con

elementi lignei collegati a piastre metalliche per mezzo degli stessi elementi metallici a gambo cilindrico).

I valori espressi dalle equazioni di Johansen si riferiscono alle resistenze caratteristiche per singolo mezzo

di unione e per singolo piano di taglio. I valori di progetto sono da determinarsi in funzione del

coefficiente parziale di sicurezza per la proprietà del materiale ϒm e del coefficiente di correlazione kmod

che tiene conto dell’effetto, sui parametri di resistenza, sia della durata del carico sia dell’umidità degli

elementi.

I modi di rottura che possono aver luogo in un collegamento sono sostanzialmente i seguenti:

• modo I: rifollamento di una delle parti lignee connesse:

• modo II e III: rifollamento di una delle parti lignee connesse e contemporaneamente

snervamento del connettore metallico, con formazione di una o più cerniere plastiche.

Nell’assemblaggio dell’unione acciaio-legno possono essere usate piastre di acciaio spesse o sottili. Nela

caso di piastre spesse, lo spessore della piastra è tale da fornire una sorta di vincolo rigido (incastro) al

connettore metallico e quindi normalmente si avrà la formazione di una cerniera plastica nel connettore in

corrispondenza dell’interfaccia acciaio-legno. Nel caso di piastre sottili, invece, lo spessore della piastra



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non è sufficiente per fornire un vincolo rotazionale al connettore: in tal caso si ipotizza nullo il momento

flettente nel connettore in corrispondenza dell’interfaccia acciaio-legno.

La normativa definisce piastre spesse quelle piastre aventi spessori maggiori o uguali al diametro del

connettore, e piastre sottili quelle piastre aventi spessori minori o uguali della metà del diametro del

connettore.

La capacità portante caratteristica per ciacuna sezione resistente e per ogni mezzo di unione in unioni a

due sezioni resistenti con entrambi gli elementi esterni di acciaio sarà assunta come il minore dei valori

ottenibili mediante le seguenti formule:

Nel nostro caso si ha una trave da giuntare con una doppia piastra (entrambe esterne) si spessore s: 24

mm e spinotti a gambo cilindrico diametro 24 mm. Si riassume il Report di verifica:



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UNIONE CON DOPPIO PIANO DI TAGLIO E DOPPIA LAMA DI ACCIAIO DI QUALSIASI SPESSORE

INSERITE ESTERNAMENTE CON ELEMENTO DI CONNESSIONE BULLONI O SPINOTTI

M 175 KNm

N 0 KN

T 0 KN

z 0.185 m

M/z 945.9 KN

N/2 0.00 KN

Nd : 945.9 KN

kmod : 0.80

kdef : 0.80

γm : 1.50

ρk : 2.80 KN/m3 piastra sottile piastra spessa

tp: 24 mm NO OK

t1 : 300 mm

t2 : 300 mm

diametro bullone/spinotto d : 24 mm

resistenza ultima caratteristica a

trazione dell'acciaio fu,k: 800 N/mm2

fattore riduttivo del momento plastico Ϛb: 0.505

Momento caratteristico di snervamento My,Rk: 930594 Nmm

Resistenza caratteristica a rifollamento fh,0,k: 17.45 N/mm2

fh,1,k: 17.45 N/mm2

fh,2,k: 17.45 N/mm2

β: 1

Valori caratteristici di resistenza a taglio

per i vari modi di rottura

Rk,I: 62.82 KN

Rk,II: 31.59 KN

Rk,III: 45.41 KN

RK,min: 31.59 KN

Valore di progetto Rd:

16.85 KN piastra sottile

24.22 KN piastra spessa

Resistenza per ogni connettore Rcon,d:



numero di spinotti nella fila n: 40

spaziatura tra gli spinotti a1: 120

numero efficace di spinotti neff: 21.78

RESISTENZA DEL COLLEGAMENTO R :



R > Nd Test: NO piastra sottile



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OK piastra spessa

c.s.: 0.8 piastra sottile

1.1 piastra spessa

numero di spinotti laterali per il taglio nt: 0.0

5 CATENA PER ARCHI INTERNI A SESTO RIBASSATO

Il solaio a piano primo è composto da tre campate di luci variabili e gli appoggi intermedi sono costituiti

da due archi a sesto ribassato in muratura piena.

Le condisioni statiche dell'arco ribassato, prossimo alla campata maggiore, sono assai precarie e

necessitano di interventi di consolidamento. In particolare è possibile riscontrare fenomeni fessurativi che

in alcuni tratti sono passanti da lato a lato per l'intero spessore del setto murario. Tali fessure sono

causate probabilmente dell'eccessivo carico sovrastante pertanto l'arco ribassato non è in grado di

sostenere le sollecitazioni a flessione e taglio della struttura. Le murature sottostanti a sostengo dell'arco

sono invece in buone condizioni statiche. Attualmente tale arco è sostenuto da una impalcatura

provvisoria atta a contrastare i cedimenti. Dei due contrafforti ad arco ribassato, questo è quello che

versa nelle peggiori condizioni. Gli interventi previsti, per entrambi, sono finalizzati a contrastarne la

spinta mediante l’inserimento di una catena metallica. Tale tipologia di intervento è conforme a quanto

previsto nel paragrafo 6.3.3 delle “Linee Guida per la valutazione e riduzione del rischio sismico del

patrimono culturale con riferimento alle norme tecniche per le costruzioni”.




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Gk: 2,20 kN/m2


Pertanto valutando, sull’arco più sollecitato, che le travi hanno un interasse di circa 3,0 m ed una luce di

calcolo di circa 5,2 m (a sx) e 9,35 m (a dx) si ha che esse trasferiscono all’arco quanto segue:


γGK1 · Gd1 + γGK2 · Gd2 + GQ · Qd ≈ 193,4 kN

Il carico totale di progetto allo SLE ha intensità:

γGK1 · Gd1 + γGK2 · Gd2 + GQ · Qd ≈ 135,3 kN

5.2 SCHEMATIZZAZIONE GEOMETRICA E MATERIALI



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Gli archi sono realizzati in muratura di mattoni pieni.



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Gli archi verranno consolidati con interventi di “cuci-scuci” e ripristino della malta nelle eventuali zone

ammalorate e pertanto è ammissibile valutare un coefficiente migliorativo pari a 1,5 ed un livello di

conoscenza 2 che comporta:

Ossia:

modulo di elasticità tangenziale G: 5000 kg/cm2

modulo di elasticità normale E: 15000 kg/cm2

resistenza media a taglio τ0: 0.76 kg/cm2

resistenza media a compressione fm: 32 kg/cm2

5.3 VERIFICA ARCO La verifica è stata condotta con Arco 1.2 del prof. Gelfi che è un programma per l’analisi di archi e volte

in muratura. Il software è basato sul teorema statico dell’analisi limite. L’applicazione delle idee alla base

del calcolo limite alle strutture in muratura risale agli studi di Heyman. Il teorema statico può essere

enunciato nel modo seguente: un arco in muratura è sicuro se esiste una linea delle pressioni, in

equilibrio con i carichi esterni e giacente interamente nello spessore dell’arco, e se le tensioni

corrispondenti sono sufficientemente basse.

Nell’implementazione classica del calcolo degli archi, il rinfianco è considerate un mero sovraccarico

verticale, ignorando l’effetto delle pressioni passive orizzontali che possono essere mobilitate quando

l’arco spinge contro il rinfianco. Questo approccio è generalmente a favore di sicurezza, ma spesso non

consente di soddisfare le verifiche di stabilità, specialmente nel caso di archi soggetti a sovraccarichi

asimmetrici. L’introduzione dell’effetto delle pressioni orizzontali, ricentrando la linea delle pressioni, può



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condurre al soddisfacimento delle verifiche, evitando la necessità di costosi ed invasivi interventi di

consolidamento. Dal punto di vista del restauro, nessun intervento è il miglior intervento.

Secondo il metodo di verifica agli stati limite, si devono applicare coefficienti parziali di sicurezza alle

azioni e alle resistenze.

Il carico è applicato su metà luce, condizione che è solitamente la più severa per la stabilità dell’arco.

Nel plottaggio il valore Q=231 kN (evidenziato in giallo) è la risultante del carico distribuito q che grava

sulla volta.

La linea delle pressioni è tracciata in blu. Per evidenziare la posizione della linea delle pressioni all’interno

dello spessore dell’arco, nella parte inferiore del disegno è riprodotto il profile dell’arco con lo spessore

amplificato quattro volte. Sono anche tracciati i diagrammi delle tensioni massime in ciascuna sezione

all’estradosso (curva verde) e all’intradosso (curva magenta). I valori delle tensioni sono calcolati secondo

la teoria elastica classica per materiali non reagenti a trazione: σmax: 2N/3u

Essendo N la forza assiale di compressione per unità di larghezza dell’arco e u la distanza della linea delle

pressioni dal bordo compresso. Se la linea delle pressioni è sterna, l’equilibrio non è possible senza

trazioni e le tensioni sono calcolate come se la sezione fosse interamente reagente: σmax: N/t +- 6Ne/t2

Nello schema precedente si osserva che la linea delle pressioni giace interamente nello spessore dell’arco

e quindi l’equilibrio richiederebbe una muratura non resistente a trazione. Si noti che il valore di σmax deve



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essere confrontato con la resistenza di progetto della muratura allo stato limite ultimo e non con il valore

ammissibile. Inoltre σmax è calcolata considerando una distribuzione elastica lineare e si reduce a 3/4 se si

considera una distribuzione plastica.

L’arco, specialmente quando è soggetto ad un sovraccarico non distribuito uniformemente, tende a

deformarsi verso il materiale di rinfianco, che reagisce mobilitando la sua resistenza passiva.

Sui conci che tendono a flettere verso il rinfianco, si possono considerare applicate le forze orizzontali S

= kP PF tanα :

Per il coefficiente di spinta passiva kp si deve assumere un valore ragionevole, corrispondente a quello

mobilitabile anche con piccoli spostamenti dell’arco contro il rinfianco. In letteratura si suggeriscono valori

compresi fra 0.5 (coefficiente di quiete) e 2 (adottiamo kp=1).

Nel report, oltre ai valori delle σ, è riportata la percentuale di sezione compressa (0 se la linea delle

pressioni è sterna allo spessore). Sono riportati i valori in ciascuna sezione (usare le barre di scorrimento

per visualizzare tutti i valori). Nel riquadro “Reactions at springings” (reazioni alle reni), sono riportati i

valori delle componenti orizzontale e verticale delle spinte alle reni di sinistra e destra (Hl, Hr, Vl, Vr) e

del tiro nella catena (tie trust) che si suppone posizionata alle reni. Nel riquadro “Wall reactions” (reazioni



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sulla parete), sono indicati i valori delle forze risultanti orizzotali (Hl, Hr) e dei moment flettenti (Ml, Mr)

indotti dalle pressioni passive (se inserite) sulle pareti laterali.

Per massimizzare il tiro della catena valutiamo il carico sull’intero arco ottenendo:



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5.4 PROGETTO CATENA Il tiro della catena allo SLU risulta essere pari a 511,5 kN e pertanto si adotteranno 2 piatti 20x180 mm in

acciaio S355 con σmax = 710 kg/cmq. Per essi la freccia attesa, per peso proprio, è di circa 1,5 cm.

I piatti verranno saldati a completa penetrazione ad una piastra in acciaio S355 dalle dimensioni

800x370x20 mm fissate all’arco tramite 11 bulloni M20 classe 8.8 passanti. Su di essi lo sforzo di trazione

massima allo SLU risulta essere 25,6 kN. Si riporta la verifica del bullone e della piastra:



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RESISTENZA AI CARICHI DA TAGLIO:

Adottiamo 11 M20 classe 8.8:

� Area resistente della barra As= 314,16 mm2

� Resistenza allo snervamento caratteristica dell’acciaio (classe 8.8) fyk= 640 MPa

� Resistenza ultima caratteristica dell’acciaio (classe 8.8) fuk= 800 MPa

� Valore caratteristico di resistenza nei confronti della rottura dell’acciaio VRk,s = 0,5 As fuk = 125,66 kN

� Coefficiente di sicurezza del materiale ϒMs = 1/ (fyk/fuk) = 1,25

� Valore di progetto della resistenza nei confronti della rottura dell’acciaio VRd,s = 100,5 kN

Nel nostro caso essendo VhSd= 27,6 kN si avrà βVs= 0,23 < 1 → VERIFICA SODDISFATTA



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6 CONCLUSIONI.

Prima dell’inizio delle lavorazioni deve essere programmata una campagna di indagini geologiche che

devono riguardare un volume significativo dell’area oggetto dell’intervento per poter redigere un esecutivo

strutturale e confermare quanto proposto in relazione per il consolidamento della fondazione.

Le lavorazioni proposte per il restauro conservativo del’Ex palazzo Municipale di Cologna Veneta

hanno valenza di riparazioni e/o interventi locali che interessano elementi isolati, e che comunque

comportino un miglioramento delle condizioni di sicurezza preesistenti ma che non si configurano in

interventi di miglioramento e/o adeguamento sismico.

7 BIBLIOGRAFIA.

� M. PIAZZA, R. TOMASI, R. MODENA – Strutture in legno: Materiale, calcolo e progetto secondo le

nuove normative europee. – HOEPLI

� Allegato C dell’ ETAG 029 dell’ EOTA, “ Guideline for European technical approval of Metal

Injection Anchors for Use in Masonry”

Ing. Carmine ABBRUZZESE Verona (VR)

Verona 10/03/2014 Rev. 0 ColognaV.2-2014

PROVINCIA DI VERONA EX PALAZZO MUNICIPALE tecnica/ex loggia/PE.03... · E’ stata redatta la...

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