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Comune di Marcianise - Istituto Comprensivo “d.d.1 – Cavour” Plesso Mazzini STRUTTURA VANO ASCENSORE

Pagina 1 di 20 Documento Istituto Comprensivo “d.d.1 – Cavour” Plesso Mazzini

Ascensore

nota di revisione Data

Contents

0 RELAZIONE TECNICA GENERALE ................................................................................................................2

0.1 NORMATIVA DI RIFERIMENTO ................................................................................................................................2 0.2 DESCRIZIONE DEI LAVORI......................................................................................................................................2

0.2.1 Azioni ..........................................................................................................................................................2

0.3 PRESTAZIONI ATTESE, CLASSE DELLA COSTRUZIONE, VITA DI ESERCIZIO, MODELLI DI CALCOLO, TOLLERANZE, DURABILITÀ , PROCEDURE QUALITÀ E MANUTENZIONE....................................................................................................3

0.4 AZIONI...................................................................................................................................................................3 0.5 STATI LIMITE CONSIDERATI ...................................................................................................................................3 0.6 MODELLI DI CALCOLO ...........................................................................................................................................3

0.7 M ISURA DELLA SICUREZZA....................................................................................................................................4 0.8 CRITERI ADOTTATI PER LA MODELLAZIONE DELLA STRUTTURA............................................................................4 0.9 METODO DI ANALISI ..............................................................................................................................................4

0.10 AZIONI SULLA COSTRUZIONE............................................................................................................................5 0.10.1 Azioni sismiche .......................................................................................................................................5

0.10.2 Azioni dovute alla temperatura par. 3.5.................................................................................................8

0.10.3 Azioni eccezionali par.4.4 ......................................................................................................................8

0.10.4 Incendio..................................................................................................................................................8

0.10.5 Esplosioni ...............................................................................................................................................8

0.10.6 Urti .........................................................................................................................................................8

0.10.7 Azioni antropiche e pesi propri par.6.0..................................................................................................8

0.11 ANALISI DEI CARICHI ........................................................................................................................................8

0.11.1 Azioni trasmesse dalla cabina ................................................................................................................8

0.12 SOFTWARE UTILIZZATO E TIPO DI ELABORATORE.............................................................................................9

0.12.1 Elaboratore utilizzato :...........................................................................................................................9

0.13 CODICE DI CALCOLO, SOLUTORE E AFFIDABILITÀ DEI RISULTATI......................................................................9 0.14 VALUTAZIONE DEI RISULTATI E GIUDIZIO MOTIVATO SULLA LORO ACCETTABILITÀ .........................................9

0.15 VERIFICA DELLE ASTE IN ACCIAIO ..................................................................................................................10 0.15.1 Coefficienti di utilizzazione ..................................................................................................................10

0.15.2 Resistenze della sezione ..................................................................................................................10

0.16 VERIFICHE DEI COLLEGAMENTI......................................................................................................................15 0.17 PRINCIPALI RISULTATI DEI CALCOLI................................................................................................................16



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0 RELAZIONE TECNICA GENERALE

0.1 Normativa di riferimento

• TESTO UNICO del Ministero delle Infrastrutture e dei Trasporti del 14 gennaio 2008: «Norme tecniche per le costruzioni».

In conformità al Cap. 12 del D.M. 14/01/2008 – Riferimenti tecnici. Essendo coerenti con i principi di base della norma, sono stati utilizzati gli Eurocodici strutturali ad integrazione della norma tecnica di cui al D.M. 14/01/2008.

• UNI ENV 1997 – Eurocodice 7 per le opere di fondazioni e il progetto geotecnico

• UNI ENV 1992 – Eurocodice 2 per le strutture in conglomerato cementizio armato

0.2 Descrizione dei lavori

La struttura in progetto è un telaio tridimensionale assemblato con elementi in carpenteria metallica, colonne scatolari 175x175x5 e traversi 100x100x5. Le dimensioni in pianta sono di 2,05 x 2,15 m per un’altezza di 7,90 m. i collegamenti sono del tipo saldato a cordone d’angolo.

.

Figura 1. Vista tridimensionale

0.2.1 Azioni Sono state applicate le azioni previste nel D.M. 14/01/2008 per le nuove costruzioni.



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0.3 Prestazioni attese, classe della costruzione, vita di esercizio, modelli di calcolo,

tolleranze, durabilità, procedure qualità e manutenzione.

Le prestazioni della struttura e la vita utile sono state definite di concerto con il committente in funzione della destinazione d’uso individuando la classe della struttura che risulta:

CLASSE STRUTTURA VITA NOMINALE [anni]

III 50 La sicurezza e le prestazioni saranno garantite verificando opportuni stati limite definiti di concerto con il committente in funzione dell’utilizzo della struttura, della sua vita utile e di quanto stabilito dalle norme di cui al D.M. 14/01/2008.

In particolare si è verificata :

• la sicurezza nei riguardi degli stati limite ultimi (SLU) che possono provocare eccessive deformazioni permanenti, crolli parziali o globali, dissesti, che possono compromettere l’incolumità delle persone e/o la perdita di beni, provocare danni ambientali e sociali, mettere fuori servizio l’opera. Per le verifiche sono stati utilizzati i coefficienti parziali relativi alle azioni ed alle resistenze dei materiali in accordo a quando previsto dal D.M. 14.09.2005 per i vari tipi di materiale. I valori utilizzati sono riportati nel fascicolo delle elaborazioni numeriche allegate.

• la sicurezza nei riguardi degli stati limite di esercizio (SLE) che possono limitare nell’uso e nella durata l’utilizzo della struttura per le azioni di esercizio. In particolare di concerto con il committente e coerentemente alle norme tecniche si sono definiti i limiti riportati nell’allegato fascicolo delle calcolazioni.

• la sicurezza nei riguardi dello stato limite del danno (SLD) causato da azioni sismiche con opportuni periodi di ritorno definiti di concerto al committente ed alle norme vigenti per le costruzioni in zona sismica

• robustezza nei confronti di opportune azioni accidentali in modo da evitare danni sproporzionati in caso di incendi, urti, esplosioni, errori umani.

• Per quando riguarda le fasi costruttive intermedie, la struttura non risulta cimentata in maniera più gravosa della fase finale.

0.4 Azioni

La valutazione dei carichi e dei sovraccarichi è stata effettuata in accordo con le disposizioni del D.M. 14./01/2008.

0.5 Stati limite considerati

Sono stati considerati:

• Stato limite di resistenza della struttura e stabilità: EQU

• Stato limite di resistenza del terreno GEO

0.6 Modelli di calcolo

Sono stati utilizzati i seguenti modelli di calcolo:

• analisi elastica lineare per il calcolo delle sollecitazioni derivanti da carichi statici e sismici

• analisi degli effetti del 2° ordine quando significativi

• verifiche sezionali agli s.l.u. per le sezioni in c.a. ed acciaio utilizzando il legame parabola rettangolo per il calcestruzzo ed il legame elastoplastico incrudente a duttilità limitata per l’acciaio



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0.7 Misura della sicurezza

Il metodo di verifica della sicurezza adottato è quello degli Stati Limite (SL) che prevede due insiemi di verifiche rispettivamente per gli stati limite ultimi SLU e gli stati limite di esercizio SLE. La sicurezza viene quindi garantita progettando i vari elementi resistenti in modo da assicurare che la loro resistenza di calcolo sia sempre maggiore delle corrispondente domanda in termini di azioni di calcolo. Le strutture, avendo masse trascurabili sono state verificate con comportamento non dissipativo e fattore si struttura q=1 in quanto trattandosi di tettoie leggere ad unico livello per ovvi motivi non presentano dettagli dissipativi Gli elementi strutturali delle fondazioni, sono stati verificati sulla base delle sollecitazioni ad essi trasmesse dalla struttura sovrastante, ed hanno comportamento non dissipativo, indipendentemente dal comportamento strutturale attribuito alla struttura su di esse gravante.

0.8 Criteri adottati per la modellazione della struttura

Il modello strutturale è tridimensionale. È stata considerata una eccentricità accidentale di 0,05 volte la dimensione maggiore in pianta della struttura. La struttura è stata modellata con il metodo degli elementi finiti utilizzando vari elementi di libreria specializzati per schematizzare i vari elementi strutturali. In particolare le travi ed i pilastri sono schematizzati con elementi trave a due nodi deformabili assialmente, a flessione e taglio utilizzando funzioni di forma cubiche di Hermite. Tale modello finito ha la caratteristica di fornire la soluzione esatta in campo elastico lineare per cui non necessita di ulteriore suddivisioni interne degli elementi strutturali. Gli elementi finiti a due nodi possono essere utilizzati in analisi di tipo non lineare potendo modellare non linearità sia di tipo geometrico che meccanico con i seguenti modelli :

• Matrice geometrica per gli effetti del II° ordine

• Non linearità meccanica per comportamento assiale solo resistente a trazione o compressione

Le verifiche sono state effettuate sia direttamente sullo stato tensionale ottenuto, per le azioni di tipo statico e di esercizio, mentre per le azioni dovute al sisma ed in genere per le azioni che provocano elevata domanda di deformazione anelastica, sulle risultanti (forze e momenti) agenti globalmente su una sezione dell’oggetto strutturale (muro a taglio, trave accoppiamento, etc..) Nel modello vengono tenuti in conto i disassamenti tra i vari elementi strutturali schematizzandoli come vincoli cinematici rigidi. La presenza di eventuali orizzontamenti sono tenuti in conto o con vincoli cinematici rigidi o modellando la soletta con elementi SHELL. L’analisi delle sollecitazioni viene condotta in fase elastica lineare tenendo conto eventualmente degli effetti del secondo ordine. Le sollecitazioni derivanti dalle azioni sismiche possono essere ottenute sia da analisi statiche equivalenti che da analisi dinamiche modali. I vincoli tra i vari elementi strutturali e con il terreno sono modellati in maniera congruente al reale comportamento strutturale, in particolare per le connessioni tra aste in acciaio o legno. Il modello di calcolo può tenere in conto o meno dell’interazione suolo-struttura schematizzando le fondazione superficiali con elementi plinto, trave o piastra su suolo elastico alla Winkler. Nel caso di fondazioni profonde i pali vengono modellati sia per le azioni verticali che trasversali modellando il terreno alla Winkler in funzione del modulo di reazione orizzontale.

0.9 Metodo di analisi

È stata utilizzata un’analisi elastica lineare. I legami costitutivi utilizzati nelle analisi globali finalizzate al calcolo delle sollecitazioni sono elastico lineari. Per le verifiche sezionali i legami utilizzati sono:

Legame parabola-rettangolo per il calcestruzzo



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Legame costitutivo di progetto del calcestruzzo

Il valore εcu2 nel caso di analisi non lineari sarà valutato in funzione dell’effettivo grado di confinamento esercitato dalle staffe sul nucleo di calcestruzzo.

Legame elastico perfettamente plastico o incrudente o duttilità limitata per l’acciaio

Legame costitutivo di progetto acciaio per c.a.

Legame rigido plastico per le sezioni in acciaio di classe 1 e 2 e elastico lineare per quelle di classe 3 e 4 Il modello di calcolo utilizzato risulta rappresentativo della realtà fisica per la configurazione finale anche in funzione delle modalità e sequenze costruttive.

0.10 Azioni sulla costruzione

0.10.1 Azioni sismiche Si procede con l’analisi lineare dinamica modale. Ai fini della definizione dell’azione sismica di progetto, si definiscono differenti categorie di profilo stratigrafico del suolo di fondazione (le profondità si riferiscono al piano di posa delle fondazioni). Nel caso in esame dalla relazione geologica si rileva che il terreno sul quale insistono le fondazioni della struttura è classificato come Categoria B. Ai fini dell’applicazione di queste norme, il territorio nazionale viene suddiviso in zone sismiche, ciascuna contrassegnata da diverso valore del parametro



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ag = accelerazione orizzontale massima sul suolo di categoria A. Il comune di Marcianise è classificato come Zona 2 con valore di ag = 0,25g. Il modello di riferimento per la descrizione del moto sismico in un punto della superficie del suolo è costituito dallo spettro di risposta elastico. Lo spettro di risposta elastico è costituito da una forma spettrale, considerata indipendente dal livello di sismicità, moltiplicata per il valore delle accelerazione massima (agS) del terreno che caratterizza il sito. Ai fini del progetto, le capacità dissipative delle strutture possono essere messe in conto attraverso un fattore riduttivo delle forze elastiche, denominato fattore di struttura q. L’azione sismica di progetto Sd(T) è in tal caso data dallo spettro di risposta elastico con le ordinate ridotte utilizzando il fattore q. Il valore di q viene definito in funzione del materiale e delle tipologie strutturali.

0.10.1.1 Parametri utilizzati



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0.10.2 Azioni dovute alla temperatura par. 3.5 È stata applicata, in accordo con le prescrizioni del D.M. 14/01/2008 Tabella 3.5.II. una variazione termica per strutture protette di +/- 25° C a tutti gli elementi strutturali.

0.10.3 Azioni eccezionali par.4.4

0.10.4 Incendio Livello I

Per il presente progetto non vi sono richieste di prestazione di tipo specifico, essendo il rischio di incendio trascurabile.

0.10.5 Esplosioni Nel presente progetto gli effetti delle esplosioni non sono tenuti in conto in quanto non è previsto rischio correlato alla presenza di miscele o materiali esplosivi.

0.10.6 Urti Per il presente progetto non vi sono richieste di prestazione di tipo specifico, essendo il rischio di urti considerato trascurabile.

0.10.7 Azioni antropiche e pesi propri par.6.0

0.11 Analisi dei carichi

N.B. Il peso proprio degli elementi strutturali è calcolato dal programma.

0.11.1 Azioni trasmesse dalla cabina

- Forza orizzontale sulle guide verticali Fx = 555 kg

- Forza orizzontale sulle guide verticali Fy = 180 kg



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- Azione verticale sulla platea guide cabina = 2650 kg

- Azione verticale sulla platea = 6450 kg

- Peso del tetto 150 kg/mq

- Peso cabina permanenti 655 kg

- Sovraccarico variabile in cabina = 206 kg/mq

0.12 Software utilizzato e tipo di elaboratore

Le analisi e le verifiche sono state condotte con il metodo degli stati limite (SLU ed SLE) utilizzando i coefficienti parziali come in dettaglio specificato negli allegati tabulati di calcolo. L’analisi delle sollecitazioni è stata effettuata in campo elastico lineare, per l’analisi sismica si è effettuata una analisi dinamica modale.

0.12.1 Elaboratore utilizzato :

MARCA ACER

MODELLO 1530

PROCESSORE INTEL Pentium 4 Cpu 3.00 GHz

RAM 1 Gb

S.O. WINDOWS XP PROFESSIONAL

VERSIONE 2002 Service Pack 2

REGISTRAZIONE P.I. 76435-OEM-0053706-84079

0.13 Codice di calcolo, solutore e affidabilità dei risultati

Per l’analisi e la verifica della struttura è stato utilizzato il software SISMICAD 11 della CONCRETE S.r.l. - Via della Pieve, 19 Padova.

0.14 Valutazione dei risultati e giudizio motivato sulla loro accettabilità

Come previsto dalle norme tecniche di cui al D.M. 14.01.2008 l’affidabilità del codice utilizzato è stata verificata sia effettuando il raffronto tra casi prova di cui si conoscono i risultati esatti sia esaminando le indicazioni, la documentazione ed i test forniti dal produttore stesso. Il software è inoltre dotato di filtri e controlli di autodiagnostica che agiscono a vari livelli sia della definizione del modello che del calcolo vero e proprio. I controlli vengono visualizzati, sotto forma di tabulati, di videate a colori o finestre di messaggi. In particolare il software è dotato dei seguenti filtri e controlli:

• Filtri per la congruenza geometrica del modello di calcolo generato

• Controlli a priori sulla presenza di elementi non connessi, interferenze, mesh non congruenti o non adeguate.

• Filtri sulla precisione numerica ottenuta, controlli su eventuali mal condizionamenti delle matrici, verifica dell’indice di condizionamento.

• Controlli sulla verifiche sezionali e sui limiti dimensionali per i vari elementi strutturali in funzione della normativa utilizzata.

• Controlli e verifiche sugli esecutivi prodotti.



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Il software utilizzato permette di modellare analiticamente il comportamento fisico della struttura utilizzando la libreria disponibile di elementi finiti. Le funzioni di visualizzazione ed interrogazione sul modello permettono di controllare sia la coerenza geometrica che le azioni applicate rispetto alla realtà fisica. Inoltre la visualizzazione ed interrogazione dei risultati ottenuti dall’analisi quali sollecitazioni, tensioni, deformazioni, spostamenti, reazioni vincolari hanno permesso un immediato controllo con i risultati ottenuti mediante schemi semplificati di cui è nota la soluzione in forma chiusa nell’ambito della Scienza delle Costruzioni. Si è inoltre controllato che le reazioni vincolari diano valori in equilibrio con i carichi applicati, in particolare per i valori dei taglianti di base delle azioni sismiche si è provveduto a confrontarli con valori ottenuti da modelli SDOF semplificati. Le sollecitazioni ottenute sulle travi per i carichi verticali direttamente agenti sono stati confrontati con semplici schemi a trave continua. Per gli elementi inflessi di tipo bidimensionale si è provveduto a confrontare i valori ottenuti dall’analisi FEM con i valori di momento flettente ottenuti con gli schemi semplificati della Tecnica delle Costruzioni. Si è inoltre verificato che tutte le funzioni di controllo ed autodiagnostica del software abbiano dato esito positivo.

0.15 Verifica delle aste in acciaio

Le verifiche delle aste sono state eseguite secondo le norme di cui al D.M. 14/01/2008 e per quanto non contemplato in esse alla norma UNI ENV 1993 (in conformità al cap. 12 ntc.).

0.15.1 Coefficienti di utilizzazione Per ogni elemento, i coefficienti di utilizzo della forza assiale e del momento biassiale come anche i coefficienti di utilizzo del taglio vengono calcolati per ogni stazione lungo la lunghezza dell'elemento per ogni combinazione di carico. Vengono inoltre calcolate l'effettiva componente di tensione dell'elemento e le corrispondenti tensioni ammissibili. Quindi, i coefficienti di utilizzo vengono valutati in accordo con la normativa di calcolo. Viene infine ottenuta la tensione di controllo di compressione e/o di trazione con il corrispondente identificatore della stazione, combinazione di carico, ed equazione della normativa. Un rapporto di tensione maggiore di 1.0 indica una sovratensione o un superamento dello stato limite.

0.15.2 Resistenze della sezione Le resistenze nominali in compressione, trazione, flessione e taglio vengono computate per sezioni di Classe 1, 2, e 3 in accordo alle seguenti sotto sezioni. I fattori parziali di sicurezza usati dal programma sono i seguenti:

0.15.2.1 Resistenza a trazione La resistenza a trazione di progetto per tutte le classi di sezioni viene valutata come segue:

0.15.2.2 Resistenza a compressione La resistenza a compressione di progetto della sezione viene presa come la minore delle resistenze plastiche della sezione (Npl,Rd) e la resistenza di progetto all'instabilità locale della sezione (Nb,Rd).



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La resistenza plastica per sezioni di Classe 1, Classe 2 e Classe 3 è data da:

La resistenza di progetto all'instabilità di un elemento compresso è:

dove βA = 1 per sezioni di Classe 1, 2 o 3. χ è il fattore di riduzione per la modalità di instabilità pertinente. Questo fattore viene calcolato come sotto riportato basandosi sull'assunzione che tutti gli elementi abbiano sezione uniforme.

In cui:

• K è assunto a vantaggio di sicurezza pari a 1 (EC3 5.5.1.5.)

• l è la lunghezza libera di inflessione

• L è la lunghezza del pilastro

• α è un fattore di imperfezione ed è ottenuto dalla tabella 16.5.



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0.15.2.3 Resistenza a taglio La resistenza a taglio di progetto di una sezione è la minima fra la capacità a taglio plastica e la capacità all'instabilità per taglio. Per tutti i tipi di sezione, la resistenza a taglio plastica è calcolata nel seguente modo:

Le capacità all'instabilità per taglio, vengono calcolate solamente per sezioni a I-, Box- e Channel se il rapporto larghezza-spessore è elevato (d/tw > 69 "). Le capacità vengono calcolate come:

dove, τba è la resistenza a taglio post-critica semplice che è determinata come segue:

dove λ w è il rapporto di snellezza dell'anima,

e kτ è il fattore di instabilità (imbozzamento) a taglio. Per anime con irrigidimenti trasversali agli appoggi, ma senza irrigidimenti trasversali intermedi si ha:



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0.15.2.4 Momento resistente Il momento resistente nelle direzioni principale e secondaria è basato sulla classificazione delle sezioni. La capacità a momento è anche influenzata dalla presenza di forza a taglio e forza assiale nella sezione. Se la forza di taglio è minore di metà della capacità a taglio, la capacità a momento non è praticamente influenzata dalla presenza della forza di taglio. Se la forza di taglio è invece maggiore della metà della capacità a taglio, è necessario considerare alcuni fattori addizionali.

Per sezioni di Classe 1 e Classe 2:

Per sezioni di Classe 3:

Per sezioni di tipo I-, Box- e Channel inflesse rispetto all'asse 3-3 le capacità a momento, considerando l'effetto della forza di taglio, vengono calcolate come segue:

0.15.2.5 Instabilità flesso-torsionale Per la determinazione della resistenza all'instabilità flesso-torsionale, viene assunto che la sezione sia uniforme, doppio simmetrica, sotto condizioni standard di vincolo ad ogni estremità e caricata attraverso il suo centro di taglio. La resistenza all'instabilità flesso-torsionale della trave è valutata come:

Dove:



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ψ è il rapporto fra il più piccolo ed il più grande dei momenti di estremità del segmento non controventato, Ma /Mb. ψ varia fra -1 e 1. Un valore negativo signifca doppia curvatura. Ma e Mb sono momenti del segmento non controventato e Ma è minore di Mb, (Ma/Mb) è negativo per flessione con doppia curvatura e positivo per flessione con curvatura singola. Se un qualsiasi momento all'interno del segmento è maggiore di Mb, C1 è preso pari ad 1. Il programma impone per default C1 = 1 se la lunghezza non controventataa, l dell'elemento viene sovrascritta dall'utente (ad esempio se non è uguale alla lunghezza dell'elemento). C1

dovrebbe essere preso pari ad 1.0 per mensole. Se λLT < 0.4 l'instabilità flessotorsionale e non è considerata.

0.15.2.6 Calcolo dei coefficienti di sicurezza per compressione assiale e taglio non elevato Quando il valore di progetto del taglio coesistente, VSd è minore della metà della corrispondente capacità plastica, Vpl,Rd e della resistenza ad instabilità Vba,Rd :

i rapporti di capacità vengono computati per differenti tipi di sezioni come segue:

per sezioni di classe 1 e 2:

Per sezioni di classe 3:



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0.15.2.7 Calcolo dei coefficienti di sicurezza per flessione compressione ed instabilità flesso-torsionale Per tutti gli elementi con sezioni di Classe 1, 2 e 3 soggetti a compressione assiale, NSd , a momento flettente secondo l'asse principale M33,Sd ed a momento flettente secondo l'asse secondario M22,Sd il rapporto di capacità è dato da:

• βM33 = Coefficiente di momento equivalente uniforme per instabilità flessionale rispetto all'asse 3-3 (principale) fra i punti controventati nella direzione 2-2

• βM22 = Coefficiente di momento equivalente uniforme per instabilità flessionale rispetto all'asse 2-2 (principale) fra i punti controventati nella direzione 3-3:

Per i dettagli numerici delle verifiche si rimanda al fascicolo dei calcoli allegato alla presente relazione.

0.16 Verifiche dei collegamenti

Per i dettagli numerici delle verifiche si rimanda al fascicolo dei calcoli allegato alla presente relazione.



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0.17 Principali risultati dei calcoli

Figura 2. Numerazione aste



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Figura 3. Azioni trasmesse alle guide cabina

Figura 4. Azioni trasmesse alla base



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Figura 5. Momento flettente inviluppo

Figura 6. Taglio inviluppo



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Figura 7. Sforzo normale inviluppo

Figura 8. Pressioni sul terreno. Max 0,12 kg/cmq



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Figura 9. Spostamento nodale massimo 7,5 mm

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STRUTTURA VANO ASCENSORE

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Documento Relazione sui materiali

Nota di revisione Data

0 RELAZIONE SUI MATERIALI ...........................................................................................................................2

0.1 NORMATIVA DI RIFERIMENTO ................................................................................................................................2 0.1.1 Conglomerato cementizio armato ...............................................................................................................2

0.2 PRESCRIZIONI PER L’ACCIAIO DI ARMATURA .........................................................................................................3



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0 RELAZIONE SUI MATERIALI

0.1 Normativa di riferimento

• Legge 05.11.71 n. 1086. «Norma per la disciplina delle opere di conglomerato cementizio, normale e precompresso ed a struttura metallica».

• Legge 02.02.74 n. 64. «Provvedimenti per le costruzioni con particolari prescrizioni per le zone sismiche».

• TESTO UNICO del Ministero delle Infrastrutture e dei Trasporti del 14 gennaio 2008: «Norme tecniche per le costruzioni».

In conformità al Cap. 12 del D.M. 14/01/2008 – Riferimenti tecnici. Essendo coerenti con i principi di base della norma, sono stati utilizzati gli Eurocodici strutturali ad integrazione della norma tecnica di cui al D.M. 14/01/2008.

• UNI ENV 1991 – Eurocodice 1 – per la definizione delle azioni

• UNI ENV 1993 – Eurocodice 3 – Progettazione delle strutture in acciaio. Parte 1-1: Regole generali e regole per gli edifici per le verifiche degli elementi in acciaio

• UNI ENV 1998 – Eurocodice 8 per le azioni sismiche

• UNI ENV 1997 – Eurocodice 7 per le opere di fondazioni e il progetto geotecnico

• UNI ENV 1992 – Eurocodice 2 per le strutture in conglomerato cementizio armato

0.2 Acciaio per carpenteria metallica

0.3 Viti e dadi



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0.4 Conglomerato cementizio armato per platea

0.5 Prescrizioni per l’acciaio di armatura

Acciaio B450C conforme al D.M. 14/01/2008:

Il progettista strutturale

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Documento RELAZIONE GEOTECNICA


0 RELAZIONE GEOTECNICA E SULLE FONDAZIONI...................................................................................2

0.1 NORMATIVA DI RIFERIMENTO E RIFERIMENTI BIBLIOGRAFICI................................................................................2 0.2 DESCRIZIONE OPERE E INTERVENTI........................................................................................................................2

1.1.1. Generalità....................................................................................................................................................2 1.1.2. Descrizione delle strutture e problematiche da risolvere............................................................................2

0.3 PROBLEMI GEOTECNICI E SCELTE TIPOLOGICHE.....................................................................................................2

0.4 DESCRIZIONE DEL PROGRAMMA DELLE INDAGINI E DELLE PROVE .........................................................................2 0.5 CARATTERIZZAZIONE FISICA E MECCANICA DEI TERRENI E DEFINIZIONE DEI PARAMETRI GEOTECNICI..................3

1.1.3. Morfologia...................................................................................................................................................3

1.1.4. Falda acquifera ...........................................................................................................................................3

1.1.5. Stratigrafia ..................................................................................................................................................3 0.6 VERIFICHE DELLA SICUREZZA E DELLE PRESTAZIONI IDENTIFICAZIONE DEI RELATIVI STATI LIMITE ......................4 0.7 APPROCCIO PROGETTUALE E VALORI DI PROGETTO DEI PARAMETRI GEOTECNICI..................................................4

0.8 MODELLAZIONE GEOTECNICA DEL SOTTOSUOLO E METODO DI ANALISI ................................................................4 0.9 RISULTATI DELLE ANALISI E COMMENTO ...............................................................................................................4

1.1.6. Determinazione della resistenza di progetto del complesso terreno-fondazione ........................................4 1.1.7. Cedimenti ....................................................................................................................................................5

1.1.8. Costante di sottofondo.................................................................................................................................6

1.1.9. Interferenza con le fondazioni dei fabbricati adiacenti...............................................................................6

0.10 LIQUEFAZIONE..................................................................................................................................................6


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0 RELAZIONE GEOTECNICA E SULLE FONDAZIONI

0.1 Normativa di riferimento e riferimenti bibliografici

Il progetto degli interventi è stato eseguito applicando le Norme Tecniche di cui al D.M. 14/01/2008. In conformità al Cap. 12 del D.M. 14/01/2008 – Riferimenti tecnici, essendo coerenti con i principi di base della norma, sono stati utilizzati gli Eurocodici strutturali ad integrazione della norma tecnica di cui al D.M. 14/01/2008. Per quanto riguarda il metodo di calcolo, è stata eseguita una analisi elastica tridimensionale con il metodo dello spettro di risposta per le azioni sismiche. Gli elementi strutturali sono stati verificati con il metodo agli S.L. Il progetto geotecnico è stato eseguito applicando le seguenti norme tecniche e riferimenti bibliografici:

• UNI ENV 1997-1 (Eurocodice 7 – parte 1 - Progettazione geotecnica – Regole generali)

• UNI ENV 1998-5 (Eurocodice 8 – parte 5 - Fondazioni, strutture di contenimento ed aspetti geotecnici)

• Viggiani – Fondazioni – Liguori editore – Napoli- 1999

• Cestelli Guidi – Geotecnica e tecnica delle fondazioni – Hoepli – Torino 1987

• Viggiani – Corso di Fondazioni, Dipartimento di Geotecnica - Università Federico II di Napoli

0.2 Descrizione opere e interventi

1.1.1. Generalità La presente relazione è relativa alla progettazione e verifica dell’interazione terreno-struttura per i lavori di realizzazione di una struttura in carpenteria metallica per un ascensore all’interno di un edificio scolastico. La struttura portante è in carpenteria metallica S 275. Le fondazioni in progetto sono del tipo diretto con platea. I parametri geomeccanici posti a base del progetto geotecnico sono stati desunti dalla Relazione Geologica allegata al presente progetto.

1.1.2. Descrizione delle strutture e problematiche da risolvere La struttura in progetto è un telaio tridimensionale assemblato con elementi in carpenteria metallica, colonne scatolari 175x175x5 e traversi 100x100x5. Le dimensioni in pianta sono di 2,05 x 2,15 m per un’altezza di 7,90 m.

0.3 Problemi geotecnici e scelte tipologiche

Le strutture in progetto hanno una modesta rilevanza dal punto di vista geotecnico in quanto è noto che tale tipologia leggera porta scarichi trascurabili sul terreno di fondazione. Le azioni prevalenti sono dovute alle forze orizzontali sviluppate dall’azione del motore sulle guide verticali. Le azioni sismiche sono trascurabili a causa della assenza di masse rilevanti in elevazione. Si è scelto per tali motivi di realizzare una platea di spessore 40 asportando solo i primi decimetri di terreno vegetale.

0.4 Descrizione del programma delle indagini e delle prove

Sono state eseguite le seguenti indagini

- n. 2 prove penetrometriche dinamiche pesanti DPSH

- n. 1 prova sismica MASW


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0.5 Caratterizzazione fisica e meccanica dei terreni e definizione dei parametri geotecnici

1.1.3. Morfologia Il sito in esame si presenta pianeggiante alla quota di circa 27,50 metri s.l.m. Non sono stati rilevati dissesti o forme di erosione accelerata in atto, per cui l’area si considera morfologicamente stabile. Le indagini eseguite inoltre non hanno evidenziato la presenza di cavità sotterranee, né sono stati osservati fenomeni di instabilità legati a dissesti profondi (crolli di cavità).

1.1.4. Falda acquifera Dalla Relazione Geologica allegata si evince che, nelle vicinanze dell’area di sedime è stato rilevato un primo livello di falda alla profondità di circa 15,0 m dal p.c.

1.1.5. Stratigrafia Nell’elenco seguente, sintetizzando e semplificando, si riportano i valori suggeriti dalla Relazione Geologica relativi ai terreni sottostanti le opere. Tali valori, ricavati dall’analisi delle indagini geognostiche, sono stati assunti come parametri da utilizzare nelle analisi strutturali e nella valutazione dell’interazione terreno-struttura.

STRATO n. 1 Piroclastiti

• Profondità – da 0,00 a -3,00 m dal p.c.

• n° colpi SPT medio equivalente 3-4

• Peso di volume 1,30 t/mc.

• Densità relativa 30%

• Angolo di attrito interno 24°

• Coesione non drenata = 0,00 kg/cm2

• Ey = 18 kg/cmq

• Eed = 20 kg/mq

STRATO n. 2 Cinerite

• Profondità da quota -3,00 a -4,40 m dal p.c.

• n° colpi SPT medio equivalente 5



• coesione non drenata = 0,00 kg/cm2

• Ey = 19 kg/cmq

• Eed = 33 kg/mq

STRATO n. 3 Tufo

• Profondità da quota -4,40 m dal p.c.

• n° colpi SPT medio equivalente 25



• coesione non drenata = 0,00 kg/cm2

• Ey = 200 kg/cmq

• Eed = 300 kg/mq


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0.6 Verifiche della sicurezza e delle prestazioni identificazione dei relativi stati limite

Per la verifica del complesso terreno-fondazione è stato utilizzato l’approccio 2, con la combinazione di coefficienti parziali: A1+M1+R3, assunti in conformità al D.M. 14/01/2008. Sono stati assunti i seguenti coefficienti parziali:

• Permanenti sfavorevole γG = A1 = 1

• Variabili sfavorevole γQ = 1,30

• Coefficienti parziali per i parametri geotecnici del terreno M1 = tutti pari a 1

• Coefficienti parziali per le combinazioni sismiche A1 = tutti pari a 1

Sono stati identificati i seguenti SS LL:

• SRT esplicitati nelle verifiche di resistenza e della platea

• GEO esplicitato nella verifica di capacità portante geotecnica del complesso platea - terreno

• SLE condotta mediante il controllo che i cedimenti assumano valori compatibili con la statica e la funzionalità del fabbricato

0.7 Approccio progettuale e valori di progetto dei parametri geotecnici

Le strutture di fondazione costituiscono l’aspetto principale del progetto. Sono stati controllati gli SSLL STR, GEO e SLE. I valori di progetto dei parametri geotecnici sono quelli assunti dalla Relazione Geologica allegata già elaborati a partire dai valori caratteristici.

0.8 Modellazione geotecnica del sottosuolo e metodo di analisi

Per il modello geotecnico del sottosuolo al di sotto della platea esistente sono stati ipotizzati tre mezzi omogenei stratificati aventi le caratteristiche già riportate nella stratigrafia.

0.9 Risultati delle analisi e commento

1.1.6. Determinazione della resistenza di progetto del complesso terreno-fondazione

Figura 1. Resistenza di progetto 0.76 kg in condizioni sismiche


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Figura 2. Pressioni sul terreno 0,12 kg/cmq

1.1.7. Cedimenti I cedimenti calcolati sono i seguenti:

- 18 mm al bordo

- 36 mm al centro

Tali valori, possono ritenersi del tutto accettabili.


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1.1.8. Costante di sottofondo 0,70 (Vesic)

1.1.9. Interferenza con le fondazioni dei fabbricati adiacenti Non esistono fabbricati a distanza tale da essere influenzati. Inoltre lo stato tensionale nel sottosuolo non è tale da influenzare altri fabbricati.

0.10 Liquefazione

Nella Relazione Geologica è riportata la verifica. Dai risultati si evince che la liquefazione non interessa lo strato superficiale in quanto la falda idrica è presente solo a -15,00 m dal p.c.

LoadCap

1

CARICO LIMITE DI FONDAZIONI SU TERRENI

Il carico limite di una fondazione superficiale può essere definito con riferimento a quel valore massimo del carico per il quale in nessun punto del sottosuolo si raggiunge la condizione di rottura (metodo di Frolich), oppure con riferimento a quel valore del carico, maggiore del precedente, per il quale il fenomeno di rottura si è esteso ad un ampio volume del suolo (metodo di Prandtl e successivi). Prandtl ha studiato il problema della rottura di un semispazio elastico per effetto di un carico applicato sulla sua superficie con riferimento all'acciaio, caratterizzando la resistenza a rottura con una legge del tipo:

τ = c + σ × tg ϕ valida anche per i terreni. Le ipotesi e le condizioni introdotte dal Prandtl sono le seguenti: • Materiale privo di peso e quindi γ=0 • Comportamento rigido - plastico • Resistenza a rottura del materiale esprimibile con la relazione τ=c + σ × tgϕ • Carico uniforme, verticale ed applicato su una striscia di lunghezza infinita e di larghezza 2b (stato di deformazione

piana) • Tensioni tangenziali nulle al contatto fra la striscia di carico e la superficie limite del semispazio.

All'atto della rottura si verifica la plasticizzazione del materiale racchiuso fra la superficie limite del semispazio e la superficie GFBCD. Nel triangolo AEB la rottura avviene secondo due famiglie di segmenti rettilinei ed inclinati di 45°+ϕ/2 rispetto all'orizzontale. Nelle zone ABF e EBC la rottura si produce lungo due famiglie di linee, l'una costituita da segmenti rettilinei passanti rispettivamente per i punti A ed E e l'altra da archi di de famiglie di spirali logaritmiche. I poli di queste sono i punti A ed E. Nei triangoli AFG e ECD la rottura avviene su segmenti inclinati di ±(45°+ ϕ/2 ) rispetto alla verticale.

2b

EA

B C

DG

F

Individuato così il volume di terreno portato a rottura dal carico limite, questo può essere calcolato scrivendo la condizione di equilibrio fra le forze agenti su qualsiasi volume di terreno delimitato in basso da una qualunque delle superfici di scorrimento. Si arriva quindi ad una equazione q =B × c, dove il coefficiente B dipende soltanto dall'angolo di attrito ϕ del terreno.

−+°= 1)2/45(

2cot ϕ

ϕπϕ tge

tggB

Per ϕ =0 il coefficiente B risulta pari a 5.14, quindi q=5.14 × c. Nell'altro caso particolare di terreno privo di coesione (c=0, γ≠0) risulta q=0, secondo la teoria di Prandtl , non sarebbe dunque possibile applicare nessun carico sulla superficie limite di un terreno incoerente.

LoadCap

2

Da questa teoria, anche se non applicabile praticamente, hanno preso le mosse tutte le ricerche ed i metodi di calcolo successivi. Infatti Caquot si pose nelle stesse condizioni di Prandtl ad eccezione del fatto che la striscia di carico non è più applicata sulla superficie limite del semispazio, ma a una profondità h, con h ≤ 2b; il terreno compreso tra la superficie e la profondità h ha le seguenti caratteristiche: γ≠0, ϕ=0, c=0 e cioè sia un mezzo dotato di peso ma privo di resistenza. Risolvendo le equazioni di equilibrio si arriva all'espressione:

q = A × γ1 + B × c

che è sicuramente è un passo avanti rispetto a Prandtl, ma che ancora non rispecchia la realtà. Metodo di Terzaghi (1955) Terzaghi, proseguendo lo studio di Caquot, ha apportato alcune modifiche per tenere conto delle effettive caratteristiche dell'insieme opera di fondazione-terreno. Sotto l'azione del carico trasmesso dalla fondazione il terreno che si trova a contatto con la fondazione stessa tende a sfuggire lateralmente, ma ne è impedito dalle resistenze tangenziali che si sviluppano fra la fondazione ed il terreno. Ciò comporta una modifica dello stato tensionale nel terreno posto direttamente al di sotto della fondazione; per tenerne conto Terzaghi assegna ai lati AB ed EB del cuneo di Prandtl una inclinazione ψ rispetto all'orizzontale, scegliendo il valore di ψ in funzione delle caratteristiche meccaniche del terreno al contatto terreno-opera di fondazione. L'ipotesi γ2 =0 per il terreno sotto la fondazione viene così superata ammettendo che le superfici di rottura restino inalterate, l'espressione del carico limite è quindi:

q =A × γ × h + B × c + C × γ ×b

in cui C è un coefficiente che risulta funzione dell'angolo di attrito ϕ del terreno posto al di sotto del piano di posa e dell'angolo ϕ prima definito; b è la semilarghezza della striscia. Inoltre, basandosi su dati sperimentali, Terzaghi passa dal problema piano al problema spaziale introducendo dei fattori di forma.

Un ulteriore contributo è stato apportato da Terzaghi sull'effettivo comportamento del terreno. Nel metodo di Prandtl si ipotizza un comportamento del terreno rigido-plastico, Terzaghi invece ammette questo comportamento nei terreni molto compatti. In essi, infatti, la curva carichi-cedimenti presenta un primo tratto rettilineo, seguito da un breve tratto curvilineo (comportamento elasto-plastico); la rottura è istantanea ed il valore del carico limite risulta chiaramente individuato (rottura generale). In un terreno molto sciolto invece la relazione carichi-cedimenti presenta un tratto curvilineo accentuato fin dai carichi più bassi per effetto di una rottura progressiva del terreno (rottura locale); di conseguenza l'individuazione del carico limite non è così chiara ed evidente come nel caso dei terreni compatti. Per i terreni molto sciolti, Terzaghi consiglia di prendere in considerazione il carico limite il valore che si calcola con la formula precedente introducendo però dei valori ridotti delle caratteristiche meccaniche del terreno e precisamente:

tgϕrid = 2/3 ×tgϕ e crid= 2/3×c

Esplicitando i coefficienti della formula precedente, la formula di Terzaghi può essere scritta:

qult = c × Nc × sc + γ × D × Nq + 0.5 × γ × B × Nγ ×sγ dove:

LoadCap

3

−=

−=

−=

+=

12cos2

tan

cot)1(

tan)2/75.0(

)2/45(2cos2

2

ϕ

γϕγ

ϕ

ϕϕπ

ϕ

pKN

qNcN

ea

aNq

Formula di Meyerhof (1963) Meyerhof propose una formula per il calcolo del carico limite simile a quella di Terzaghi.; le differenze consistono nell'introduzione di ulteriori coefficienti di forma. Egli introdusse un coefficiente sq che moltiplica il fattore Nq, fattori di profondità di e di pendenza ii per il caso in cui il carico trasmesso alla fondazione è inclinato sulla verticale. I valori dei coefficienti N furono ottenuti da Meyerhof ipotizzando vari archi di prova BF (v. meccanismo Prandtl) , mentre il taglio lungo i piani AF aveva dei valori approssimati. I fattori di forma tratti da Meyerhof sono di seguito riportati, insieme all'espressione della formula.

Carico verticale qult = c × Nc× sc × dc+ γ × D × Nq× sq× dq+ 0.5× γ ×B×Nγ× sγ× dγ Carico inclinato qul t=c × Nc × ic × dc+ γ × D ×Nq × iq × dq + 0.5 × γ× B × Nγ×iγ×dγ

( )

( ) ( )ϕγ

ϕ

ϕϕπ

4.1tan1

cot)1(

2/452tantan

−=

−=

+=

qNN

qNcN

eNq

fattore di forma:

0per 1.01

10per 2.01

=+==

>+=

ϕγ

ϕ

L

Bpksqs

L

Bpkcs

fattore di profondità:

LoadCap

4

0per 1

10per 1.01

2.01

===

>+==

+=

ϕγ

ϕγ

dqd

B

Dpkdqd

B

Dpkcd

inclinazione:

0per 0i

0per

2

1

2

901

==

>−=

−==

ϕγ

ϕϕθ

γ

θγ

i

ici

dove :

Kp = tan2(45°+ϕ/2)

θ = Inclinazione della risultante sulla verticale.

Formula di Hansen (1970) E' una ulteriore estensione della formula di Meyerhof; le estensioni consistono nell'introduzione di bi che tiene conto della eventuale inclinazione sull'orizzontale del piano di posa e un fattore gi per terreno in pendenza. La formula di Hansen vale per qualsiasi rapporto D/B, quindi sia per fondazioni superficiali che profonde, ma lo stesso autore introdusse dei coefficienti per meglio interpretare il comportamento reale della fondazione, senza di essi, infatti, si avrebbe un aumento troppo forte del carico limite con la profondità. Per valori di D/B <1

B

Dqd

B

Dcd

2)sin1(tan21

4.01

ϕϕ −+=

+=

Per valori D/B>1:

B

Dqd

B

Dcd

1tan2)sin1(tan21

1tan4.01

−−+=

−+=

ϕϕ

Nel caso ϕ = 0 -------------------------------------------------------------------------------------------- D/B 0 1 1.1 2 5 10 20 100 -------------------------------------------------------------------------------------------- d'c 0 0.40 0.33 0.44 0.55 0.59 0.61 0.62 --------------------------------------------------------------------------------------------

Nei fattori seguenti le espressioni con apici (') valgono quando ϕ=0. Fattore di forma:

LoadCap

5

L

Bs

L

Bcs

L

B

cN

qNcs

L

Bc

s

4.01

tan1qs

inastriform fondazioniper 1

1

2.0''

−=

+=

=

+=

=

γ

ϕ

Fattore di profondità:

1 se 1tan

1 se

qualsiasiper 1

)sin1(tan21

4.01

4.0''

>−=

≤=

=

−+=+=

=

B

D

B

Dk

B

D

B

Dk

d

kqd

kcd

kcd

ϕγ

ϕϕ

Fattori di inclinazione del carico

0)(

5

cot

)450/7.0(1

0)(

5

cot

7.01

5

cot

5.01

1

1

15.05.0'

>

+−−=

=

+−=

+−=

−

−−=

−−=

ηϕ

ηγ

ηϕγ

ϕ

acf

AV

Hi

acf

AV

Hi

acf

AV

Hqi

qN

qiqici

acf

A

Hci

Fattori di inclinazione del terreno (fondazione su pendio):

LoadCap

6

5)tan5.01(

1471

147'

βγ

β

β

−==

−=

=

gqg

cg

cg

Fattori di inclinazione del piano di fondazione (base inclinata)

)tan7.2exp(

)tan2exp(147

1

147'

ϕη

ϕη

η

η

−=

−=°

°−=

°°=

qb

qb

cb

cb

Formula di Vesic (1975) La formula di Vesic è analoga alla formula di Hansen, con Nq ed Nc come per la formula di Meyerhof ed Nγ come sotto riportato:

Nγ=2(Nq+1)*tan(ϕ) I fattori di forma e di profondità che compaiono nelle formule del calcolo della capacità portante sono uguali a quelli proposti da Hansen; alcune differenze sono invece riportate nei fattori di inclinazione del carico, del terreno (fondazione su pendio) e del piano di fondazione (base inclinata). Formula Brich-Hansen (EC 7 – EC 8) Affinché una fondazione possa resistere il carico di progetto con sicurezza nei riguardi della rottura generale, per tutte le combinazioni di carico relative allo SLU (stato limite ultimo), deve essere soddisfatta la seguente disuguaglianza:

Vd ≤ Rd

Dove Vd è il carico di progettto allo SLU, normale alla base della fondazione, comprendente anche il peso della fondazione stessa; mentre Rd è il carico limite di progetto della fondazione nei confronti di carichi normali , tenendo conto anche dell’effetto di carichi inclinati o eccentrici. Nella valutazione analitica del carico limite di progetto Rd si devono considerare le situazioni a breve e a lungo termine nei terreni a grana fine.

Il carico limite di progetto in condizioni non drenate si calcola come:

R/A’ = (2 + π) cu sc ic +q

Dove:

A’ = B’ L’ area della fondazione efficace di progetto, intesa, in caso di carico eccentrico, come l’area ridotta al cui centro viene applicata la risultante del carico.

cu Coesione non drenata.

q pressione litostatica totale sul piano di posa.

sc Fattore di forma

sc = 1 + 0,2 (B’/L’) per fondazioni rettangolari

sc = 1,2 Per fondazioni quadrate o circolari.

LoadCap

7

ic Fattore correttivo per l’inclinazione del carico dovuta ad un carico H.

( )uc c'A/H115,0i −+=

Per le condizioni drenate il carico limite di progetto è calcolato come segue.

R/A’ = c’ Nc sc ic + q’ Nq sq iq + 0,5 γ’ B’ N γ sγ iγ

Dove:

( )( )

( ) 'tan15.1

'cot1

2/'45tan2'tan

φφ

φ

γ

ϕπ

−=

−=

+=

q

qc

q

NN

NN

eN

Fattori di forma

( ) 'sen'L/'B1sq φ+= per forma rettangolare

'sen1sq φ+= per forma quadrata o circolare

( )'L/'B3,01s −=γ per forma rettangolare

7,0s =γ per forma quadrata o circolare

( ) ( )1N/1Nss qqqc −−⋅= per forma rettangolare, quadrata o circolare.

Fattori inclinazione risultante dovuta ad un carico orizzontale H parallelo a L’

iq = i = 1- H / (V + A’ c’ cot’)

ic = (iq Nq -1) / ( Nq – 1)

Fattori inclinazione risultante dovuta ad un carico orizzontale H parallelo a B’

( )[ ]( )[ ]

( ) ( )1N/1Nii

'cot'c'AV/H1i

'cot'c'AV/H7,01i

qqqc

3

3q

−−⋅=

φ⋅⋅+−=

φ⋅⋅+−=

γ

Oltre ai fattori correttivi di cui sopra sono considerati quelli complementari della profondità del piano di posa e dell’inclinazione del piano di posa e del piano campagna (Hansen).

Metodo di Richards et. Al.

Richards, Helm e Budhu (1993) hanno sviluppato una procedura che consente, in condizioni sismiche, di valutare sia il carico limite sia i cedimenti indotti, e quindi di procedere alle verifiche di entrambi gli stati limite (ultimo e di danno). La valutazione del carico limite viene perseguita mediante una semplice estensione del problema del carico limite al caso della presenza di forze di inerzia nel terreno di fondazione dovute al sisma, mentre la stima dei cedimenti viene ottenuta mediante un approccio alla Newmark (cfr. Appendice H di “Aspetti geotecnici della progettazione in zona sismica” – Associazione Geotecnica Italiana ). Glia autori hanno esteso la classica formula trinomia del carico limite:

LoadCap

8

BNcNqNq cqL ⋅⋅+⋅+⋅= γγ5.0

Dove i fattori di capacità portante vengono calcolati con le seguenti formule:

( ) ( )φcot1 ⋅−= qc NN

AE

pEq K

KN =

( )AEAE

pE

K

KN ργ tan1 ⋅

−=

Esaminando con un approccio da equilibrio limite, un meccanismo alla Coulomb e portando in conto le forze d’inerzia agenti sul volume di terreno a rottura. In campo statico, il classico meccanismo di Prandtl può essere infatti approssimato come mostrato nella figura che segue, eliminando la zona di transizione (ventaglio di Prandtl) ridotta alla sola linea AC, che viene riguardata come una parete ideale in equilibrio sotto l’azione della spinta attiva e della spinta passiva che riceve dai cunei I e III:

Schema di calcolo del carico limite (qL)

Gli autori hanno ricavato le espressioni degli angoli ρA e ρP che definiscono le zone di spinta attiva e passiva, e dei coefficienti di spinta attiva e passiva KA e KP in funzione dell’angolo di attrito interno f del terreno e dell’angolo di attrito d terreno – parete ideale:

( ) ( ) ( )( ) ( ) ( )( ) ( )( ) ( ) ( )( )

+⋅+−⋅+⋅⋅⋅

⋅+= −

ϕϕδϕϕδϕϕϕ

ϕρcottantan1

tancottan1cottantantan 1

A

( ) ( ) ( )( ) ( ) ( )( ) ( )( ) ( ) ( )( )

+⋅++⋅+⋅⋅⋅⋅+−= −

ϕϕδϕϕδϕϕϕϕρ

cottantan1

tancottan1cottantantan 1

P

LoadCap

9

( )

( ) ( ) ( )( )

2

2

cos

sinsin1cos

cos

⋅++

=

δϕδϕδ

ϕAK

( )

( ) ( ) ( )( )

2

2

cos

sinsin1cos

cos

⋅+−

=

δϕδϕδ

ϕPK

E’ comunque da osservare che l’impiego delle precedenti formule assumendo φ=0.5δ, conduce a valore dei coefficienti di carico limite molto prossimi a quelli basati su un analisi alla Prandtl. Richards et. Al. hanno quindi esteso l’applicazione del meccanismo di Coulomb al caso sismico, portando in conto le forze d’inerzia agenti sul volume di terreno a rottura. Tali forze di massa, dovute ad accelerazioni kh g e kv g, agenti rispettivamente in direzione orizzontale

e verticale, sono a loro volta pari a kh γ e kv γ. Sono state così ottenute le estensioni delle espressioni di ρa e ρp,

nonché di KA e KP, rispettivamente indicate come ρAE e ρPE e come KAE e KPE per denotare le condizioni sismiche:

( ) ( )( ) ( ) ( )[ ] ( )( ) ( ) ( )( )

−+−⋅++−−−⋅++⋅−+

⋅+−= −

ϑϕϑϕϑδϑϕϑϕϑδϑϕ

ϑϕρcottantan1

tancottan1tan1tan

21

AE

( ) ( )( ) ( ) ( )[ ] ( )( ) ( ) ( )( )

−+−⋅++−−−⋅++⋅−+⋅+−−= −

ϑϕϑϕϑδϑϕϑϕϑδϑϕϑϕρ

cottantan1

tancottan1tan1tan

21

PE

( )

( ) ( ) ( ) ( )( )

2

2

cos

sinsin1coscos

cos

+−⋅+++⋅

−=

ϑδϑϕδϕϑδϑ

ϑϕAEK

( )

( ) ( ) ( ) ( )( )

2

2

cos

sinsin1coscos

cos

+−⋅+−+⋅

−=

ϑδϑϕδϕϑδϑ

ϑϕPEK

I valori di Nq e Nγ sono determinabili ancora avvalendosi delle formule precedenti, impiegando naturalmente le

espressioni degli angoli ρAE e ρPE e dei coefficienti KAE e KPE relative al caso sismico. In tali espressioni compare

l’angolo θ definito come:

( )v

h

k

k

−=

1tanθ

Nella tabella che segue sono mostrati i fattori di capacità portante calcolati per i seguenti valori dei parametri:

LoadCap

10

− φ = 30° δ = 15°

Per diversi valori dei coefficienti di spinta sismica:

kh/(1-kv) Nq Nγ Nc

0 16.51037 23.75643 26.86476 0.087 13.11944 15.88906 20.9915 0.176 9.851541 9.465466 15.33132 0.268 7.297657 5.357472 10.90786 0.364 5.122904 2.604404 7.141079 0.466 3.216145 0.879102 3.838476 0.577 1.066982 1.103E-03 0.1160159

Tabella dei fattori di capacità portante per φ=30°

VERIFICA A SLITTAMENTO In conformità con i criteri di progetto allo SLU, la stabilità di un plinto di fondazione deve essere verificata rispetto al collasso per slittamento oltre a quello per rottura generale. Rispetto al collasso per slittamento la resistenza viene valutata come somma di una componente dovuta all’adesione e una dovuta all’attrito fondazione-terreno; la resistenza laterale derivante dalla spinta passiva del terreno può essere messa in conto secondo una percentuale indicata dell’utente. La resistenza di calcolo per attrito ed adesione è valutata secondo l’espressione:

FRd = Nsd tanδ+ca A’

Nella quale Nsd è il valore di calcolo della forza verticale, δ è l’angolo di resistenza a taglio alla base del plinto, ca è l’adesione plinto-terreno e A’ è l’area della fondazione efficace, intesa, in caso di carichi eccentrici, come area ridotta al centro della quale è applicata la risultante.

FATTORI CORRETTIVI SISMICI: PAOLUCCI E PECKER Per tener conto degli effetti inerziali indotti dal sisma sulla determinazione del qlim vengono introdotti i fattori

correttivi z:

q

hc

hq

zz

kz

tg

kz

=⋅−=

−=

γ

φ32,01

135,0

Dove Kh è il coefficiente sismico orizzontale.

Calcolo coefficienti sismici

Le NTC 2008 calcolano i coefficienti Kh e Kv in dipendenza di vari fattori:

Kh = β×(amax/g)

Kv=±0,5×Kh

LoadCap

11

β = coefficiente di riduzione accelerazione massima attesa al sito; amax = accelerazione orizzontale massima attesa al sito; g = accelerazione di gravità;

Tutti i fattori presenti nelle precedenti formule dipendono dall’accelerazione massima attesa sul sito di riferimento rigido e dalle caratteristiche geomorfologiche del territorio.

amax = SS ST ag

SS (effetto di amplificazione stratigrafica): 0.90 ≤Ss≤ 1.80; è funzione di F0 (Fattore massimo di amplificazione dello

spettro in accelerazione orizzontale) e della categoria di suolo (A, B, C, D, E).

ST (effetto di amplificazione topografica) per fondazioni in prossimità di pendi.

Il valore di ST varia con il variare delle quattro categorie topografiche introdotte:

T1 (ST = 1.0) T2 (ST = 1.20) T3(ST =1.20) T4(ST = 1.40).

Questi valori sono calcolati come funzione del punto in cui si trova il sito oggetto di analisi. Il parametro di entrata per il calcolo è il tempo di ritorno dell’evento sismico che è valutato come segue:

TR=-VR/ln(1-PVR)

Con VR vita di riferimento della costruzione e PVR probabilità di superamento, nella vita di riferimento, associata allo

stato limite considerato. La vita di riferimento dipende dalla vita nominale della costruzione e dalla classe d’uso della costruzione (in linea con quanto previsto al punto 2.4.3 delle NTC). In ogni caso VR dovrà essere maggiore o uguale a

35 anni.

Per l'applicazione dell'Eurocodice 8 (progettazione geotecnica in campo sismico) il coefficiente sismico orizzontale viene così definito:

Kh = agR · γI ·S / (g)

agR : accelerazione di picco di riferimento su suolo rigido affiorante,

γI: fattore di importanza,

S: soil factor e dipende dal tipo di terreno (da A ad E).

ag = agR · γI

è la “design ground acceleration on type A ground”.

Il coefficiente sismico verticale Kv è definito in funzione di Kh, e vale:

Kv = ± 0.5 ·Kh

CEDIMENTI ELASTICI I cedimenti di una fondazione rettangolare di dimensioni B×L posta sulla superficie di un semispazio elastico si possono calcolare in base aduna equazione basata sulla teoria dell'elasticità (Timoshenko e Goodier (1951)):

(1) 21

211

21'0 FIII

sEBqH

−−+−=∆

µµµ

dove:

LoadCap

12

q0 = Intensità della pressione di contatto B' = Minima dimensione dell'area reagente, E e µ = Parametri elastici del terreno. Ii = Coefficienti di influenza dipendenti da: L'/B', spessore dello strato H, coefficiente di Poisson µ, profondità del piano di posa D; I coefficienti I1 e I2 si possono calcolare utilizzando le equazioni fornite da Steinbrenner (1934) (V. Bowles), in funzione del rapporto L'/B' ed H/B, utilizzando B'=B/2 e L'=L/2 per i coefficienti relativi al centro e B'=B e L'=L per i coefficienti relativi al bordo. Il coefficiente di influenza IF deriva dalle equazioni di Fox (1948), che indicano il cedimento si riduce con la profondità in funzione del coefficiente di Poisson e del rapporto L/B. In modo da semplificare l'equazione (1) si introduce il coefficiente IS:

21

211 II

SI

µµ

−−+=

Il cedimento dello strato di spessore H vale:

FIS

IS

EBqH

21'0

µ−=∆

Per meglio approssimare i cedimenti si suddivide la base di appoggio in modo che il punto si trovi in corrispondenza di uno spigolo esterno comune a più rettangoli. In pratica si moltiplica per un fattore pari a 4 per il calcolo dei cedimenti al centro e per un fattore pari a 1 per i cedimenti al bordo. Nel calcolo dei cedimenti si considera una profondità del bulbo delle tensioni pari a 5B, se il substrato roccioso si trova ad una profondità maggiore. A tal proposito viene considerato substrato roccioso lo strato che ha un valore di E pari a 10 volte dello strato soprastante. Il modulo elastico per terreni stratificati viene calcolato come media pesata dei moduli elastici degli strati interessati dal cedimento immediato.

DATI GENERALI ====================================================== Azione sismica NTC 2008 Larghezza fondazione 3,0 m Lunghezza fondazione 3,0 m Profondità piano di posa 1,0 m Profondità falda 15,0 Sottofondazione...Sporgenza, Altezza 0,1/0,1 m ====================================================== SISMA ====================================================== Accelerazione massima (ag/g) 0,179 Effetto sismico secondo NTC(C7.11.5.3.1) Fattore di struttura [q] 1,01 Periodo fondamentale vibrazione [T] 0,25 Coefficiente intensità sismico terreno [Khk] 0,0429 Coefficiente intensità sismico struttura [Khi] 0,444 ======================================================

LoadCap

13

Coefficienti sismici [N.T.C.] ======================================================================== Dati generali Tipo opera: 2 - Opere ordinarie Classe d'uso: Classe III Vita nominale: 50,0 [anni] Vita di riferimento: 75,0 [anni] Parametri sismici su sito di riferimento Categoria sottosuolo: B Categoria topografica: T1

S.L. Stato limite

TR Tempo ritorno

[anni]

ag [m/s²]

F0 [-]

TC* [sec]

S.L.O. 45,0 0,53 2,37 0,31 S.L.D. 75,0 0,66 2,4 0,33 S.L.V. 712,0 1,46 2,51 0,42 S.L.C. 1462,0 1,8 2,56 0,43

Coefficienti sismici orizzontali e verticali Opera: Stabilità dei pendii e Fondazioni

S.L. Stato limite

amax [m/s²]

beta [-]

kh [-]

kv [sec]

S.L.O. 0,636 0,2 0,013 0,0065 S.L.D. 0,792 0,2 0,0162 0,0081 S.L.V. 1,752 0,24 0,0429 0,0214 S.L.C. 2,16 0,24 0,0529 0,0264

STRATIGRAFIA TERRENO Corr: Parametri con fattore di correzione (TERZAGHI) DH: Spessore dello strato; Gam: Peso unità di volume; Gams:Peso unità di volume saturo; Fi: Angolo di attrito; Ficorr: Angolo di attrito corretto secondo Terzaghi; c: Coesione; c Corr: Coesione corretta secondo Terzaghi; Ey: Modulo Elastico; Ed: Modulo Edometrico; Ni: Poisson; Cv: Coeff. consolidaz. primaria; Cs: Coeff. consolidazione secondaria; cu: Coesione non drenata

DH [m]

Gam [Kg/m³]

Gams [Kg/m³]

Fi [°]

Fi Corr. [°]

c [Kg/cm²

]

c Corr. [Kg/cm²

]

cu [Kg/cm²

]

Ey [Kg/cm²

]

Ed [Kg/cm²

]

Ni Cv [cmq/s]

Cs

10,0 1300,0 1300,0 24,0 24 0,0 0,0 0,0 18,0 20,0 0,0 0,003 0,04 Carichi di progetto agenti sulla fondazione

Nr. Nome combinazion

e

Pressione normale di progetto [Kg/cm²]

N [Kg]

Mx [Kg·m]

My [Kg·m]

Hx [Kg]

Hy [Kg]

Tipo

1 A1+M1+R3 0,58 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 Progetto 2 Sisma 0,58 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 Progetto 3 S.L.E. 0,58 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 Servizio 4 S.L.D. 0,58 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 Servizio

Sisma + Coeff. parziali parametri geotecnici terreno + Resistenze

LoadCap

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Nr Correzione Sismica

Tangente angolo di

resistenza al taglio

Coesione efficace

Coesione non drenata

Peso Unità volume in fondazione

Peso unità volume

copertura

Coef. Rid. Capacità portante verticale

Coef.Rid.Capacità

portante orizzontale

1 No 1 1 1 1 1 2,3 1,1 2 Si 1 1 1 1 1 2,3 1,1 3 No 1 1 1 1 1 1 1 4 No 1 1 1 1 1 1 1

CARICO LIMITE FONDAZIONE COMBINAZIONE...Sisma Autore: TERZAGHI (1955) Carico limite [Qult] 1,75 Kg/cm² Resistenza di progetto[Rd] 0,76 Kg/cm² Tensione [Ed] 0,58 Kg/cm² Fattore sicurezza [Fs=Qult/Ed] 3,01 Condizione di verifica [Ed<=Rd] Verificata COEFFICIENTE DI SOTTOFONDAZIONE BOWLES (1982) Costante di Winkler 0,7 Kg/cm³

A1+M1+R3 Autore: HANSEN (1970) (Condizione drenata) ====================================================== Fattore [Nq] 9,6 Fattore [Nc] 19,32 Fattore [Ng] 5,75 Fattore forma [Sc] 1,5 Fattore profondità [Dc] 1,13 Fattore inclinazione carichi [Ic] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gc] 1,0 Fattore inclinazione base [Bc] 1,0 Fattore forma [Sq] 1,45 Fattore profondità [Dq] 1,1 Fattore inclinazione carichi [Iq] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gq] 1,0 Fattore inclinazione base [Bq] 1,0 Fattore forma [Sg] 0,6 Fattore profondità [Dg] 1,0 Fattore inclinazione carichi [Ig] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gg] 1,0 Fattore inclinazione base [Bg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zq] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zc] 1,0 ====================================================== Carico limite 2,7 Kg/cm² Resistenza di progetto 1,17 Kg/cm² Condizione di verifica [Ed<=Rd] Verificata ====================================================== Autore: TERZAGHI (1955) (Condizione drenata) ====================================================== Fattore [Nq] 11,4 Fattore [Nc] 23,36

LoadCap

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Fattore [Ng] 8,58 Fattore forma [Sc] 1,0 Fattore forma [Sg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zq] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zc] 1,0 ====================================================== Carico limite 3,27 Kg/cm² Resistenza di progetto 1,42 Kg/cm² Condizione di verifica [Ed<=Rd] Verificata ====================================================== Autore: MEYERHOF (1963) (Condizione drenata) ====================================================== Fattore [Nq] 9,6 Fattore [Nc] 19,32 Fattore [Ng] 5,72 Fattore forma [Sc] 1,47 Fattore profondità [Dc] 1,1 Fattore inclinazione carichi [Ic] 1,0 Fattore forma [Sq] 1,24 Fattore profondità [Dq] 1,05 Fattore inclinazione carichi [Iq] 1,0 Fattore forma [Sg] 1,24 Fattore profondità [Dg] 1,05 Fattore inclinazione carichi [Ig] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zq] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zc] 1,0 ====================================================== Carico limite 3,16 Kg/cm² Resistenza di progetto 1,37 Kg/cm² Condizione di verifica [Ed<=Rd] Verificata ====================================================== Autore: VESIC (1975) (Condizione drenata) ====================================================== Fattore [Nq] 9,6 Fattore [Nc] 19,32 Fattore [Ng] 9,44 Fattore forma [Sc] 1,5 Fattore profondità [Dc] 1,13 Fattore inclinazione carichi [Ic] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gc] 1,0 Fattore inclinazione base [Bc] 1,0 Fattore forma [Sq] 1,45 Fattore profondità [Dq] 1,1 Fattore inclinazione carichi [Iq] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gq] 1,0 Fattore inclinazione base [Bq] 1,0 Fattore forma [Sg] 0,6 Fattore profondità [Dg] 1,0 Fattore inclinazione carichi [Ig] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gg] 1,0 Fattore inclinazione base [Bg] 1,0

LoadCap

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Fattore correzione sismico inerziale [zq] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zc] 1,0 ====================================================== Carico limite 3,16 Kg/cm² Resistenza di progetto 1,37 Kg/cm² Condizione di verifica [Ed<=Rd] Verificata ====================================================== Autore: Brinch - Hansen 1970 (Condizione drenata) ====================================================== Fattore [Nq] 9,6 Fattore [Nc] 19,32 Fattore [Ng] 5,75 Fattore forma [Sc] 1,45 Fattore profondità [Dc] 1,13 Fattore inclinazione carichi [Ic] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gc] 1,0 Fattore inclinazione base [Bc] 1,0 Fattore forma [Sq] 1,41 Fattore profondità [Dq] 1,1 Fattore inclinazione carichi [Iq] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gq] 1,0 Fattore inclinazione base [Bq] 1,0 Fattore forma [Sg] 0,7 Fattore profondità [Dg] 1,0 Fattore inclinazione carichi [Ig] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gg] 1,0 Fattore inclinazione base [Bg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zq] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zc] 1,0 ====================================================== Carico limite 2,76 Kg/cm² Resistenza di progetto 1,2 Kg/cm² Condizione di verifica [Ed<=Rd] Verificata ======================================================

Sisma Autore: HANSEN (1970) (Condizione drenata) ====================================================== Fattore [Nq] 9,6 Fattore [Nc] 19,32 Fattore [Ng] 5,75 Fattore forma [Sc] 1,5 Fattore profondità [Dc] 1,13 Fattore inclinazione carichi [Ic] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gc] 1,0 Fattore inclinazione base [Bc] 1,0 Fattore forma [Sq] 1,45 Fattore profondità [Dq] 1,1 Fattore inclinazione carichi [Iq] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gq] 1,0 Fattore inclinazione base [Bq] 1,0


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Documento MODELLAZIONE SISMICA DEL SITO


0 MODELLAZIONE SISMICA DEL SITO DI COSTRUZIONE ........................................................................2

0.1 NORMATIVA DI RIFERIMENTO E RIFERIMENTI BIBLIOGRAFICI................................................................................2 0.2 DESCRIZIONE OPERE E INTERVENTI........................................................................................................................2

1.1.1. Descrizione delle strutture e problematiche da risolvere............................................................................2


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0 MODELLAZIONE SISMICA DEL SITO DI COSTRUZIONE

0.1 Normativa di riferimento e riferimenti bibliografici

Il progetto degli interventi è stato eseguito applicando le Norme Tecniche di cui al D.M. 14/01/2008. In conformità al Cap. 12 del D.M. 14/01/2008 – Riferimenti tecnici, essendo coerenti con i principi di base della norma, sono stati utilizzati gli Eurocodici strutturali ad integrazione della norma tecnica di cui al D.M. 14/01/2008. Per quanto riguarda il metodo di calcolo, è stata eseguita una analisi elastica tridimensionale con il metodo dello spettro di risposta per le azioni sismiche. Gli elementi strutturali sono stati verificati con il metodo agli S.L. Il progetto geotecnico è stato eseguito applicando le seguenti norme tecniche e riferimenti bibliografici:

• UNI ENV 1997-1 (Eurocodice 7 – parte 1 - Progettazione geotecnica – Regole generali)

• UNI ENV 1998-5 (Eurocodice 8 – parte 5 - Fondazioni, strutture di contenimento ed aspetti geotecnici)

• Viggiani – Fondazioni – Liguori editore – Napoli- 1999

• Cestelli Guidi – Geotecnica e tecnica delle fondazioni – Hoepli – Torino 1987

• Viggiani – Corso di Fondazioni, Dipartimento di Geotecnica - Università Federico II di Napoli

0.2 Descrizione opere e interventi

La presente relazione è relativa alla progettazione e verifica dell’interazione terreno-struttura per i lavori di realizzazione di una struttura in carpenteria metallica per un ascensore all’interno di un edificio scolastico. La struttura portante è in carpenteria metallica S 275. Le fondazioni in progetto sono del tipo diretto con platea. I parametri geomeccanici posti a base del progetto geotecnico sono stati desunti dalla Relazione Geologica allegata al presente progetto.

1.1.1. Descrizione delle strutture e problematiche da risolvere La struttura in progetto è un telaio tridimensionale assemblato con elementi in carpenteria metallica, colonne scatolari 175x175x5 e traversi 100x100x5. Le dimensioni in pianta sono di 2,05 x 2,15 m per un’altezza di 7,90 m.


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.

LoadCap

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Fattore forma [Sg] 0,6 Fattore profondità [Dg] 1,0 Fattore inclinazione carichi [Ig] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gg] 1,0 Fattore inclinazione base [Bg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zq] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zg] 0,15 Fattore correzione sismico inerziale [zc] 1,0 ====================================================== Carico limite 2,09 Kg/cm² Resistenza di progetto 0,91 Kg/cm² Condizione di verifica [Ed<=Rd] Verificata ====================================================== Autore: TERZAGHI (1955) (Condizione drenata) ====================================================== Fattore [Nq] 11,4 Fattore [Nc] 23,36 Fattore [Ng] 8,58 Fattore forma [Sc] 1,0 Fattore forma [Sg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zq] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zg] 0,15 Fattore correzione sismico inerziale [zc] 1,0 ====================================================== Carico limite 1,75 Kg/cm² Resistenza di progetto 0,76 Kg/cm² Condizione di verifica [Ed<=Rd] Verificata ====================================================== Autore: MEYERHOF (1963) (Condizione drenata) ====================================================== Fattore [Nq] 9,6 Fattore [Nc] 19,32 Fattore [Ng] 5,72 Fattore forma [Sc] 1,47 Fattore profondità [Dc] 1,1 Fattore inclinazione carichi [Ic] 1,0 Fattore forma [Sq] 1,24 Fattore profondità [Dq] 1,05 Fattore inclinazione carichi [Iq] 1,0 Fattore forma [Sg] 1,24 Fattore profondità [Dg] 1,05 Fattore inclinazione carichi [Ig] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zq] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zg] 0,15 Fattore correzione sismico inerziale [zc] 1,0 ====================================================== Carico limite 1,85 Kg/cm² Resistenza di progetto 0,8 Kg/cm² Condizione di verifica [Ed<=Rd] Verificata ====================================================== Autore: VESIC (1975) (Condizione drenata)

Comune di Marcianise – Istituto Comprensivo “D.D.1. – CAVOUR” Plesso MAZZINI STRUTTURA VANO ASCENSORE

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Piano di manutenzione delle strutture


Contents

0 PIANO DI MANUTENZIONE DELLE STRUTTURE IN OPERA ..... .............................................................2

0.1.1 Elementi manutenibili .................................................................................................................................2

0.2 MANUALE D ’USO...................................................................................................................................................2

0.2.1 Fondazioni ..................................................................................................................................................2

0.2.2 Collocazione................................................................................................................................................2

0.2.3 Modalità d’uso corretto ..............................................................................................................................2

0.2.4 Elementi in c.c.a..........................................................................................................................................2

0.2.5 Prestazioni statiche sovraccarichi di progetto............................................................................................3

0.2.6 Unità manutenibili fondazioni.....................................................................................................................3

0.2.7 Unità manutenibile struttura in acciaio in elevazione ................................................................................3 0.3 MANUALE DI MANUTENZIONE DELLE STRUTTURE.................................................................................................3

0.3.1 Strutture di fondazione................................................................................................................................3

0.3.2 Livello minimo di prestazioni ......................................................................................................................4

0.3.3 Strutture di c.c.a. in fondazione ..................................................................................................................5

0.3.4 Capenteria metallica ...................................................................................................................................6

0.4 PROGRAMMA DI MANUTENZIONE ..........................................................................................................................6 0.4.1 Sottoprogramma delle prestazioni ..............................................................................................................6

0.4.2 Sottoprogramma dei controlli .....................................................................................................................6

0.4.3 Sottoprogramma degli interventi.................................................................................................................6

0.4.4 Sottoprogramma dei controlli .....................................................................................................................7

0.4.5 Sottoprogramma degli interventi.................................................................................................................9


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0 PIANO DI MANUTENZIONE DELLE STRUTTURE IN OPERA

Il piano è formato dai seguenti documenti

- Manuale d’uso

- Manuale di manutenzione

- Programma di manutenzione

0.1.1 Elementi manutenibili - Strutture in carpenteria metallica, fondazioni in c.c.a. in opera a platea.

0.2 Manuale d’uso

Rappresenta il manuale di istruzioni riferite all’uso delle parti più importanti del bene, ed in particolare degli impianti tecnologici. Il manuale contiene l’insieme delle informazioni atte a permettere all’utente di conoscere le modalità di fruizione del bene, nonché tutti gli elementi necessari per limitare il più possibile i danni derivanti da un cattivo uso; per consentire di eseguire tutte le operazioni necessarie alla sua conservazione che non richiedano conoscenze specialistiche e per riconoscere tempestivamente fenomeni di deterioramento anomalo al fine di sollecitare interventi specialistici. Gli elementi informativi che devono fare parte del manuale d’uso, elencati nell’ultimo regolamento di attuazione, sono:

- la collocazione nell’intervento delle parti menzionate;

- la rappresentazione grafica;

- la descrizione;

- le modalità d’uso corretto.

0.2.1 Fondazioni Sono fondazioni di tipo diretto che presentano una superficie di contatto tra fondazione e terreno di sezione quadrata con uno strato di magrone di spessore 10 cm e sbordo 10 cm su entrambi i lati. Presenza di terreno con carico di sicurezza non molto elevato ed a poca profondità dal piano di campagna.

0.2.2 Collocazione Rappresentazione grafica vedi tav. grafica

0.2.3 Modalità d’uso corretto Le fondazioni sono state cocepite per poter resistere a:

- Fenomeni di rottura al taglio lungo le superfici di scorrimento poste al di sotto del piano di imposta

- Variazioni volumetriche eccessive delle masse di terreno (cedimenti)

- Cedimenti differenziali ovvero eccessiva disuniformità dei cedimenti nei diversi punti di contatto.

- Le strutture di fondazione correttamente eseguite non richiedono alcun tipo di manutenzione.

0.2.4 Elementi in c.c.a. Collocazione e grafici vedi tavole allegate del progetto strutturale. Modalità d’uso corretto. La platea è in grado di resistere ad ulteriori carichi ma l’entità deve essere determinata previa verifiche dettagliate.


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0.2.5 Prestazioni statiche sovraccarichi di progetto Vedi analisi dei carichi progetto strutturale capannone.

0.2.6 Unità manutenibili fondazioni Platea in c.c.a. armata con acciaio B450C.

Modalità di utilizzo corretto: rispetto dei carichi di progetto

0.2.7 Unità manutenibile struttura in acciaio in elevazione Modalità di utilizzo corretto: rispetto dei carichi di progetto

Evitare la manomissione degli elementi struttutali, tagli, pasaggi cunicoli ecc…

0.3 Manuale di manutenzione delle strutture

Rappresenta il manuale di istruzioni riferite alla manutenzione delle parti più importanti del bene, ed in particolare degli impianti tecnologici. Il manuale deve fornire, in relazione alle diverse unità tecnologiche (sub sistemi), alle caratteristiche dei materiali o dei componenti interessanti, le indicazioni necessarie per una corretta manutenzione, nonché il ricorso ai centri di assistenza o di servizio. Gli elementi informativi del manuale di manutenzione, necessari per una corretta manutenzione, elencati nell’ultimo regolamento di attuazione sono:

- la collocazione nell’intervento delle parti menzionate;

- la rappresentazione grafica;

- il livello minimo delle prestazioni (diagnostica);

- le anomalie riscontrabili;

- le manutenzioni eseguibili dall’utente;

- le manutenzioni da eseguire a cura del personale specializzato

0.3.1 Strutture di fondazione Requisito : Resistenza agli agenti aggressivi.

Su_001/Re-009 - Requisito: Resistenza agli agenti aggressivi Classe Requisito: Protezione dagli agenti chimici ed organici Le strutture in sottosuolo non debbono subire dissoluzioni o disgregazioni e mutamenti di aspetto a causa dell'azione di agenti aggressivi chimici. Prestazioni: Le strutture in sottosuolo dovranno conservare nel tempo, sotto l'azione di agenti chimici (anidride carbonica, solfati, ecc.) presenti in ambiente, le proprie caratteristiche funzionali. Livello minimo per la prestazione: Nelle opere e manufatti in calcestruzzo, la normativa prevede che gli spessori minimi del copriferro variano in funzione delle tipologie costruttive, in particolare la superficie dell'armatura resistente, comprese le staffe, deve distare dalle facce esterne del conglomerato di almeno 0,8 cm nel caso di solette, setti e pareti, e di almeno 2 cm nel caso di travi e pilastri. Tali misure devono essere aumentate, e rispettivamente portate a 2 cm per le solette e a 4 cm per le travi ed i pilastri, in presenza di salsedine marina, di emanazioni nocive, od in ambiente comunque aggressivo. Copriferri maggiori possono essere utilizzati in casi specifici (ad es. opere idrauliche). Normativa: D.M.14/01/2008 "Norme Tecniche per le Costruzioni".

Sc-001/Re-017 - Requisito: Resistenza meccanica

Classe Requisito: Di stabilità

Le strutture in sottosuolo dovranno essere in grado di contrastare le eventuali manifestazioni di deformazioni e cedimenti rilevanti dovuti all'azione di determinate sollecitazioni (carichi, forze sismiche, ecc.). Prestazioni: Le strutture in sottosuolo, sotto l'effetto di carichi statici, dinamici e accidentali devono assicurare stabilità e resistenza. Livello minimo per la prestazione: Per i livelli minimi si rimanda alle prescrizioni di legge e di normative vigenti in materia. Anomalie Riscontrabili: Sc-001/An-001 – Cedimenti Dissesti dovuti a cedimenti di natura e causa diverse, talvolta con manifestazioni dell'abbassamento del piano di imposta della fondazione.


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Sc-001/An-002 - Difetti nella verticalità Difetti nella verticalità, sia dei muri, sia delle connessioni a causa di dissesti o eventi di natura diversa. Sc-001/An-003 - Efflorescenze Formazione di sostanze, generalmente di colore biancastro e di aspetto cristallino o polverulento o filamentoso, sulla superficie del manufatto. Nel caso di efflorescenze saline, la cristallizzazione può talvolta avvenire all'interno del materiale provocando spesso il distacco delle parti più superficiali: il fenomeno prende allora il nome di criptoefflorescenza o subefflorescenza. Sc-001/An-004 - Fessurazioni Presenza di rotture singole, ramificate, ortogonale o parallele all'armatura che possono interessare l'intero spessore del manufatto. Sc-001/An-005 - Lesioni Si manifestano con l'interruzione del tessuto murario. Le caratteristiche e l'andamento ne caratterizzano l'importanza e il tipo. Sc-001/An-006 - Macchie Pigmentazione accidentale e localizzata della superficie. Sc-001/An-007 - Umidità Presenza di umidità dovuta spesso per risalita capillare. Controlli eseguibili dall'utente Sc-001/Cn-001 - Controllo periodico Procedura: Controllo a vista Frequenza: 360 giorni Le anomalie più frequenti a carico delle fondazioni si manifestano generalmente attraverso fenomeni visibili a livello delle strutture di elevazione.Bisogna controllare periodicamente l'integrità delle pareti e dei pilastri verificando l'assenza di eventuali lesioni e/o fessurazioni. Controllare eventuali smottamenti del terreno circostante alla struttura che possano essere indicatori di cedimenti strutturali. Effettuare verifiche e controlli approfonditi particolarmente in corrispondenza di manifestazioni a calamità naturali (sisma, nubifragi, ecc.). Requisiti da verificare: -Resistenza meccanica Anomalie: -Cedimenti, -Difetti nella verticalità, -Efflorescenze, -Fessurazioni, -Lesioni, -Macchie, -Umidità Ditte Specializzate: Tecnici di livello superiore Interventi eseguibili dal personale specializzato Sc-001/In-001 - Interventi strutturali Frequenza: Quando occorre In seguito alla comparsa di segni di cedimenti strutturali (lesioni, fessurazioni, rotture), effettuare accurati accertamenti per la diagnosi e la verifica delle strutture , da parte di tecnici qualificati, che possano individuare la causa/effetto del dissesto ed evidenziare eventuali modificazioni strutturali tali da compromettere la stabilità delle strutture, in particolare verificare la perpendicolarità del fabbricato. Procedere quindi al consolidamento delle stesse a secondo del tipo di dissesti riscontrati. Ditte Specializzate: Tecnici di livello superiore

0.3.2 Livello minimo di prestazioni Cls Rck 300

Acciaio B450C

Messa in opera : vedi capitolato speciale

Anomalie riscontrabili:


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- Efflorescenze e macchie

- Fessurazioni per ritiro e corrosione delle armature carbonatazione o cloruri, flusso di Sali inquinanti vari

- Disgregazione

0.3.3 Strutture di c.c.a. in fondazione


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0.3.4 Capenteria metallica

0.4 Programma di manutenzione

0.4.1 Sottoprogramma delle prestazioni La vita di servizio prevista è di 50 anni (vedi relazione tecnica) per cui si prevede la verifica globale dopo tale periodo

0.4.2 Sottoprogramma dei controlli In caso di ristrutturazione controllo visivo della integrità del copriferro ed eventuali fenomeni di ossidazione, espulsione del copriferro e fessurazioni.

0.4.3 Sottoprogramma degli interventi In caso di ristrutturazioni, o manutenzioni straordinarie, intervento di ripristino delle armature mediante spazzolatura, applicazione di malta per ripristino ed eventuale sostituzione di spezzoni di armatura.

0.4.3.1 Strutture in fondazione Requisito : Resistenza meccanica

Le strutture in sottosuolo dovranno essere in grado di contrastare le eventuali manifestazioni di deformazioni e cedimenti rilevanti dovuti all'azione di determinate sollecitazioni (carichi, forze sismiche, ecc.).

Controllo A VISTA

Frequenza 360 GIORNI

Requisito: Resistenza agli agenti aggressivi

Requisito: Resistenza agli agenti aggressivi Le strutture in sottosuolo non debbono subire dissoluzioni o disgregazioni e mutamenti di aspetto a causa dell'azione di agenti aggressivi chimici. Livello minimo per la prestazione: Nelle opere e manufatti in calcestruzzo, la normativa prevede che gli spessori minimi del copriferro variano in funzione delle tipologie costruttive, in particolare la superficie dell'armatura resistente, comprese le staffe, deve distare dalle facce esterne del conglomerato di almeno 0,8 cm nel caso di solette, setti e pareti, e di almeno 2 cm nel caso di travi e pilastri. Tali misure devono essere aumentate, e rispettivamente portate a 2 cm per le solette e a 4 cm per le travi ed i pilastri, in presenza di salsedine marina, di emanazioni nocive, od in ambiente comunque aggressivo. Copriferri maggiori possono essere utilizzati in casi specifici (ad es. opere idrauliche).


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Normativa: D.M.14/01/2008 "Norme Tecniche per le Costruzioni". Requisito: Resistenza agli attacchi biologici Le strutture in fondazione e di contenimento a seguito della presenza di organismi viventi (animali, vegetali, microrganismi) non dovranno subire riduzioni delle sezioni del copriferro con conseguenza della messa a nudo delle armature. Livello minimo per la prestazione: I valori minimi di resistenza agli attacchi biologici variano in funzione dei materiali, dei prodotti utilizzati, delle classi di rischio, delle situazioni generali di servizio, dell'esposizione a umidificazione e del tipo di agente biologico. DISTRIBUZIONE DEGLI AGENTI BIOLOGICI PER CLASSI DI RISCHIO (UNI EN 335-1) CLASSE DI RISCHIO: 1; Situazione generale di servizio: non a contatto con terreno, al coperto (secco); Descrizione dell’esposizione a umidificazione in servizio: nessuna; Distribuzione degli agenti biologici: a)funghi: -; b)*insetti: U; c)termiti: L; d)organismi marini: -. CLASSE DI RISCHIO: 2; Situazione generale di servizio: non a contatto con terreno, al coperto (rischio di umidificazione); Descrizione dell’esposizione a umidificazione in servizio: occasionale; Distribuzione degli agenti biologici: a)funghi: U; b)*insetti: U; c)termiti: L; d)organismi marini: -. CLASSE DI RISCHIO: 3; Situazione generale di servizio: non a contatto con terreno, non al coperto; Descrizione dell’esposizione a umidificazione in servizio: frequente; Distribuzione degli agenti biologici: a)funghi: U; b)*insetti: U; c)termiti: L; d)organismi marini: -; CLASSE DI RISCHIO: 4; Situazione generale di servizio: a contatto con terreno o acqua dolce; Descrizione dell’esposizione a umidificazione in servizio: permanente; Distribuzione degli agenti biologici: a)funghi: U; b)*insetti: U; c)termiti: L; d)organismi marini: -. CLASSE DI RISCHIO: 5; Situazione generale di servizio: in acqua salata; Descrizione dell’esposizione a umidificazione in servizio: permanente; Distribuzione degli agenti biologici: a)funghi: U; b)*insetti: U; c)termiti: L; d)organismi marini: U. DOVE: U = universalmente presente in Europa L = localmente presente in Europa * il rischio di attacco può essere non significativo a seconda delle particolari situazioni di servizio.

Requisito: Resistenza al gelo Le strutture in sottosuolo non dovranno subire disgregazioni e variazioni dimensionali e di aspetto in conseguenza della formazione di ghiaccio. Livello minimo per la prestazione: I valori minimi variano in funzione del materiale impiegato. La resistenza al gelo viene determinata secondo prove di laboratorio su provini di calcestruzzo (provenienti da getti effettuati in cantiere, confezionato in laboratorio o ricavato da calcestruzzo già indurito) sottoposti a cicli alternati di gelo (in aria raffreddata) e disgelo (in acqua termostatizzata). Le misurazioni della variazione del modulo elastico, della massa e della lunghezza ne determinano la resistenza al gelo. Normativa: D.M.14/01/2008 "Norme Tecniche per le Costruzioni".

0.4.4 Sottoprogramma dei controlli

0.4.4.1 Fondazioni dirette – platea Cause possibili delle anomalie: Anomalie generalizzate

Possono derivare da errori nella concezione, o da una cattiva esecuzione, sia da modificazioni nella resistenza e nella consistenza del suolo, dipendenti da:

- la variazione del tenore d'acqua nel terreno;

- dispersioni d'acqua di una certa entità nelle vicinanze;

- penetrazioni d'acqua per infiltrazioni;

- variazioni nel livello della falda freatica dovute a piogge intense o a un periodo di siccità.

Anomalie puntuali o parziali

Possono derivare da una evoluzione localizzata della portanza del suolo dovuta a:

- crescita del tenore d'acqua nel terreno;

- l'apertura di scavi o l'esecuzione di sbancamenti di dimensioni significative in prossimità;


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- la circolazione molto intensa di veicoli pesanti;

- uno scivolamento del terreno;

- un sovraccarico puntuale

Le anomalie più frequenti a carico delle fondazioni si manifestano generalmente attraverso fenomeni visibili a livello delle strutture di elevazione. Bisogna controllare periodicamente l'integrità delle pareti e dei pilastri verificando l'assenza di eventuali lesioni e/o fessurazioni. Controllare eventuali smottamenti del terreno circostante alla struttura che possano essere indicatori di cedimenti strutturali. Effettuare verifiche e controlli approfonditi particolarmente in corrispondenza di manifestazioni a calamità naturali (sisma, nubifragi, ecc.).

0.4.4.2 Fondazioni dirette – interventi strutturali Cause possibili delle anomalie: Anomalie generalizzate

Possono derivare da errori nella concezione, o da una cattiva esecuzione, sia da modificazioni nella resistenza e nella consistenza del suolo, dipendenti da:

- la variazione del tenore d'acqua nel terreno;

- dispersioni d'acqua di una certa entità nelle vicinanze;

- penetrazioni d'acqua per infiltrazioni;

- variazioni nel livello della falda fretica dovute a piogge intense o a un periodo di siccità.

Anomalie puntuali o parziali

Possono derivare da una evoluzione localizzata della portanza del suolo dovuta a:

- crescita del tenore d'acqua nel terreno;

- l'apertura di scavi o l'esecuzione di sbancamenti di dimensioni significative in prossimità;

- la circolazione molto intensa di veicoli pesanti;

- uno scivolamento del terreno;

- un sovraccarico puntuale


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0.4.5 Sottoprogramma degli interventi

0.4.5.1 Fondazioni dirette – platea In seguito alla comparsa di segni di cedimenti strutturali (lesioni, fessurazioni, rotture), effettuare accurati accertamenti per la diagnosi e la verifica delle strutture , da parte di tecnici qualificati, che possano individuare la causa/effetto del dissesto ed evidenziare eventuali modificazioni strutturali tali da compromettere la stabilità delle strutture, in particolare verificare la perpendicolarità del fabbricato. Procedere quindi al consolidamento delle stesse a secondo del tipo di dissesti riscontrati

Frequenza – QUANDO OCCORRE

0.4.5.2 Fondazioni dirette – interventi strutturali In seguito alla comparsa di segni di cedimenti strutturali (lesioni, fessurazioni, rotture), effettuare accurati accertamenti per la diagnosi e la verifica delle strutture , da parte di tecnici qualificati, che possano individuare la causa/effetto del dissesto ed evidenziare eventuali modificazioni strutturali tali da compromettere la stabilità delle strutture, in particolare verificare la perpendicolarità del fabbricato. Procedere quindi al consolidamento delle stesse a secondo del tipo di dissesti riscontrati

Frequenza – QUANDO OCCORRE


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====================================================== Fattore [Nq] 9,6 Fattore [Nc] 19,32 Fattore [Ng] 9,44 Fattore forma [Sc] 1,5 Fattore profondità [Dc] 1,13 Fattore inclinazione carichi [Ic] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gc] 1,0 Fattore inclinazione base [Bc] 1,0 Fattore forma [Sq] 1,45 Fattore profondità [Dq] 1,1 Fattore inclinazione carichi [Iq] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gq] 1,0 Fattore inclinazione base [Bq] 1,0 Fattore forma [Sg] 0,6 Fattore profondità [Dg] 1,0 Fattore inclinazione carichi [Ig] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gg] 1,0 Fattore inclinazione base [Bg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zq] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zg] 0,15 Fattore correzione sismico inerziale [zc] 1,0 ====================================================== Carico limite 2,16 Kg/cm² Resistenza di progetto 0,94 Kg/cm² Condizione di verifica [Ed<=Rd] Verificata ====================================================== Autore: Brinch - Hansen 1970 (Condizione drenata) ====================================================== Fattore [Nq] 9,6 Fattore [Nc] 19,32 Fattore [Ng] 5,75 Fattore forma [Sc] 1,45 Fattore profondità [Dc] 1,13 Fattore inclinazione carichi [Ic] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gc] 1,0 Fattore inclinazione base [Bc] 1,0 Fattore forma [Sq] 1,41 Fattore profondità [Dq] 1,1 Fattore inclinazione carichi [Iq] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gq] 1,0 Fattore inclinazione base [Bq] 1,0 Fattore forma [Sg] 0,7 Fattore profondità [Dg] 1,0 Fattore inclinazione carichi [Ig] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gg] 1,0 Fattore inclinazione base [Bg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zq] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zg] 0,15 Fattore correzione sismico inerziale [zc] 1,0 ====================================================== Carico limite 2,05 Kg/cm² Resistenza di progetto 0,89 Kg/cm² Condizione di verifica [Ed<=Rd] Verificata

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====================================================== CEDIMENTI ELASTICI ====================================================== Pressione normale di progetto 0,4 Kg/cm² Spessore dello strato 400,0 m Profondità substrato roccioso 1000,0 m Modulo Elastico 18,0 Kg/cm² Coefficiente di Poisson 0,35 ====================================================== Coefficiente di influenza I1 0,56 Coefficiente di influenza I2 0,0 Coefficiente di influenza Is 0,56 ====================================================== Cedimento al centro della fondazione 36,53 mm ====================================================== Coefficiente di influenza I1 0,56 Coefficiente di influenza I2 0,0 Coefficiente di influenza Is 0,56 Cedimento al bordo 18,19 mm ======================================================

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