Post on 23-Feb-2019
Scala
Verificato da
Data
Repertorio/Posizione
Progetto Definitivo
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BVN Donovan HillStudio Tecnico Gruppo MarcheOttaviani AssociatiMassimo Cocciolito
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N. Descrizione Data
BVN Donovan Hill - Arch. A.GalvinStudio Tecnico Gruppo Marche - Arch. A.Castelli
Coordinamento
ArchitetturaLayout Sanitario, Computo, Capitolato:Studio Tecnico Gruppo MarcheArch. A.Castelli Collaboratori: Arch. P.Cercone, Arch. C.Contigiani, Ing. M.Rotelli, Ing. S.Bellesi
Facciate, Finiture, Esterni:BVN Donovan Hill - Arch. N.Logan Collaboratori: Arch. M.MontevecchiOttaviani Associati - Arch. A.Ottaviani Collaboratori: Arch. F.PatriziArch. M.Cocciolito
Architettura
Strutture ImpiantiStudio Tecnico Gruppo MarcheIng. M.Angeletti Collaboratori: Ing. C.Antolini, Ing. F.Cioppettini
Studio Tecnico Gruppo MarcheIng. A.Trapè Collaboratori: Ing. I.Gasparetti, Ing. F.Cioppettini
Come indicato
N
Strutture
11/08/2014
20/10/2014
Prima emissione
Riesame per validazione
RELAZIONE GEOTECNICA
E SULLE FONDAZIONI
GM_2751/01
Ristrutturazione e ampliamento dell'ospedale diCattinara. Realizzazione della nuova sede
dell'I.R.C.C.S. Burlo Garofolo
2014
AC
TRIESTE
Progettisti BVN Donovan Hill
Studio Tecnico Gruppo Marche Ottaviani Associati
Massimo Cocciolito
COMUNE DI TRIESTE
AZIENDA OSPEDALIERO - UNIVERSITARIA ‘OSPEDALI RIUNITI’ TRIESTE
I.R.C.C.S. BURLO GAROFOLO
RIQUALIFICAZIONE DELL’OSPEDALE DI CATTINARA E NUOVA
SEDE DELL’OSPEDALE PEDIATRICO I.R.C.C.S. BURLO GAROFOLO
PROGETTO DEFINITIVO
RELAZIONE GEOTECNICA E SULLE FONDAZIONI
(Revisione 1 - 20/10/2014)
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SOMMARIO
DESCRITTIVA DELLE OPERE E DEGLI INTERVENTI.......................................................................................................................... 3
DESCRIZIONE DEL PROGRAMMA DELLE INDAGINI E DELLE PROVE GEOTECNICHE ...................................................... 4
INDAGINI E ASSAGGI SULLE FONDAZIONI DELLE STRUTTURE ESISTENTI............................................................................................. 4
INDAGINI E PROVE GEOTECNICHE PER LA CARATTERIZZAZIONE DEI TERRENI...................................................................................... 4
CARATTERIZZAZIONE FISICA E MECCANICA DEI TERRENI E DELLE ROCCE E DEFINIZIONE DEI VALORI CARATTERISTICI
DEI PARAMETRI GEOTECNICI ...................................................................................................................................... 5
VERIFICHE DELLA SICUREZZA E DELLE PRESTAZIONI: IDENTIFICAZIONE DEI RELATIVI STATI LIMITE ............................ 8
CRITERI DI VERIFICA NEI CONFRONTI DEGLI STATI LIMITE ULTIMI (SLU; SLV).................................................................................. 8
FONDAZIONI DEGLI EDIFICI DI NUOVA REALIZZAZIONE ............................................................................................................... 13
NUOVO OSPEDALE INFANTILE BURLO GAROFOLO ................................................................................................................14
PARATIE A CORREDO DEL NUOVO OSPEDALE INFANTILE BURLO GAROFOLO.......................................................................48
NUOVO PADIGLIONE SERVIZI INTERAZIENDALI C ..................................................................................................................60
PARATIA A CORREDO DEL PADIGLIONE SERVIZI INTERAZIENDALI C......................................................................................67
NUOVA TORRE DI COLLEGAMENTO:......................................................................................................................................78
RAMPA DI ACCESSO AL PIAZZALE DI SISTEMAZIONE MERCI: ................................................................................................86
VERIFICHE GEOTECNICHE E IN FONDAZIONE DELLE STRUTTURRE ESISTENTI..................................................................................... 93
PIASTRA .................................................................................................................................................................................93
CORPO BASSO CHIESA ...........................................................................................................................................................99
CORPO BASSO ARRIVO VISITATORI......................................................................................................................................107
CORPO BASSO SALA CONFERENZE.......................................................................................................................................113
TORRE MEDICA E CHIRURGICA ............................................................................................................................................120
FABBRICATO RISONANZA MAGNETICA................................................................................................................................129
FABBRICATO CORPO D’ACCESSO AL PRONTO SOCCORSO...................................................................................................132
SERVOMEZZI ........................................................................................................................................................................139
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Descrittiva delle opere e degli interventi
La presente relazione riporta i risultati della progettazione geotecnica svolta a corredo del
progetto di ristrutturazione e ampliamento dell’Ospedale di Cattinara e di realizzazione della
nuova sede dell’IRCCS Burlo Garofalo.
In particolare, per quanto riguarda il complesso ospedaliero esistente, sono state condotte
indagini specifiche e sono stati eseguiti assaggi sulle strutture esistenti in modo da verificare le
opere di fondazione e progettare gli eventuali interventi necessari a garantire l’adeguamento
sismico dei diversi corpi di fabbrica.
Per le strutture di nuova realizzazione è stata condotta una specifica campagna di indagine in
modo da individuare i problemi geotecnici eventuali e stabilire la tipologia di fondazione più
adatta per ciascuno corpo.
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Descrizione del programma delle indagini e delle prove geotecniche
Indagini e assaggi sulle fondazioni delle strutture esistenti
Sono state verificate le fondazioni di alcuni edifici e la profondità del substrato dall’attuale piano
campagna. In particolare, sono stati eseguiti due assaggi esterni, entrambi in corrispondenza dei
pilastri, che hanno attestato la presenza della formazione alla quota di 0,90-0,70 cm dal piano
campagna, con una fondazione a plinti sempre tutta intestata nel flysch (infatti il tetto plinti
coincide sempre con l’inizio della formazione in posto).
Indagini e prove geotecniche per la caratterizzazione dei terreni
Nell’area su cui sorgerà il Nuovo Burlo Garofolo sono stati effettuati cinque sondaggi a carotaggio
continuo e si è usufruito anche di uno scavo eseguito a suo tempo per la realizzazione di un
sottopasso.
Nell’area di pertinenza del Padiglione Servizi Interaziendali C sono stati previsti sette sondaggi a
carotaggio continuo per individuare la quota di reperimento della formazionde in posto rispetto
alle quote del piano campagna attuale e sono state eseguite prove del tipo Standard Penetration
Test per determinarne le caratteristiche meccaniche.
Sono stati eseguiti assaggi del terreno in corrispondenza della Nuova Torre di Collegamento e
dell’ampliamento del Fabbricato di accesso al Pronto Soccorso.
Per caratterizzare il suolo da un punto di vista geofisico sono state eseguite prove di tipo MASW.
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Caratterizzazione fisica e meccanica dei terreni e delle rocce e
definizione dei valori caratteristici dei parametri geotecnici
Descrizione geomorfologica generale
Dallo studio geologico condotto si evince che morfologicamente l’area è ubicata in corrispondenza
di un crinale che si presenta relativamente pianeggiante ad eccezione dell’area su cui sorgerà il
Padiglione Servizi che scende rapidamente verso sud. Dai sondaggi effetuati in tale zona, infatti, si
è riscontrato che l’attuale sistemazione è su riporto.
La formazione in posto sempre pressoché affiorante è costituita da un deposito roccioso (flysch
eocenio), rappresentato da un’alternanza di marne, marne - calcaree ed orizzonti arenacei.
Nell’area in esame, attraverso le indagini eseguite, si è riscontrata la presenza di marne
sovraconsolidate sotto ad un livello alterato non sempre presente denominato “crostello”.
La formazione si presenta, in special modo al suo tetto, molto fratturata e spesso anche molto
tettonizzata con giunti di stratificazione da argillo - limosi, a siltosi ed a sabbiosi.
Tale formazione risulta essere praticamente impermeabile, anche se la presenza di fratture e
pieghe può portare una certa percolazione d’acqua.
Caratterizzazione geotecnica dei terreni
I terreni indagati appartengono esclusivamente alle unità litologiche di seguito descritte:
1. Riporto:
Materiale estremamente eterogeneo, costituito da una matrice spesso limo argillosa, da laterizi e
da materiale lapideo grossolano di varia origine, in special modo nell’area in cui sarà realizzato il
Burlo Garofolo, mentre, per l’area del Padiglione Servizi, prevale in abbondanza il materiale
proveniente dagli scavi della formazione Flyscioide.
Per le sue caratteristiche così eterogenee e per il fatto che si presenta generalmente non
opportunamente costipato, è da considerarsi piuttosto scadente a livello meccanico. Dagli SPT
eseguiti in foro tale aspetto non è evidente in quanto sono stati registrati valori del riporto
piuttosto elevati, falsati dalla presenza di pezzature anche molto grossolane che non ha consentito
un corretto svolgimento della prova. Per questo motivo non si è potuto far affidamento sui
risultati della prova condotta ma è stato necessario stimare prudenzialmente i parametri
geotecnici relativi a tale strato sulla base dei dati presenti in letteratura e dei risultati di precedenti
campagne di indagine condotte nell’area. Considerando un riporto di questo tipo con una
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abbondante matrice terrosa (terreno vegetale) si può attribuire un valore del peso di volume pari
a γ = 18-20 KPa, la coesione drenata e non drenata dovrà essere considerata naturalmente sempre
uguale a 0 e l’angolo d’attrito, valutato in corrispondenza di zone analoghe dove non sono
presenti elementi grossolani sia di formazione che di calcesteruzzo, pari a ϕ = 12-16°.
2. Formazione in posto flyscioide:
Dai valori degli SPT eseguiti prevalentemente nel Flysch alterato, fratturato e tettonizzato,
seguendo le normali correlazioni tra NSPT e angolo d’attrito interno, si ottengono valori relativi ai
parametri geotecnici molto elevati. Tuttavia, data la presenza di strati marnosi sovraconsolidati di
dimensioni pluridecimetriche e l’intensa fratturazione e tettonizzazione, si ritiene di non poter
sovrastimare tali parametri e sono stati assunti valori prudenziali desunti dallo studio geologico
condotto e di seguito riportati.
- Formazione flyscoide alterata:
Si riporta una stima cautelativa di tali litotipi, fortemente tettonizzati ed alterati a causa di agenti
atmosferici e antropici:
Peso di volume γ = 21-23 KN/m3
Coesione drenata c’ = 20-30 KN/m2
Angolo d’attrito interno ϕ = 22-24°
- Formazione flyscoide inalterata:
Costituito da marne, marne calcaree ed arenacee compatte da decimetriche a pluridecimetriche:
Peso di volume γ = 22-24 KN/m3
Coesione drenata c’ = 80-100 KN/m2
Angolo d’attrito interno ϕ = 24-30°
Per ogni corpo di fabbrica verrà descritto lo specifico modello geotecnico di sottosuolo elaborato e
saranno esplicitati i valori caratteristici dei parametri geotecnici di riferimento.
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Caratterizzazione sismica dei terreni
Secondo quanto descritto dalle NTC 2008 è stata seguita la seguente procedura di caloclo del
rischio sismico:
1. si acquisisce la pericolosità sismica di base propria del sito;
2. si determina la risposta sismica locale;
3. si valuta l’azione sismica di progetto.
I parametri che determinano la pericolosità sismica di base sono i seguenti:
- ag = accelerazione massima del terreno su suolo rigido orizzontale, espressa in frazione
di g (accelerazione di gravità);
- Fo = fattore di amplificazione spettrale massimo in accelerazione orizzontale;
- Tc = periodo di inizio del tratto a velocità costante dello spettro in accelerazione
orizzontale.
I valori dei parametri citati sono tabellati (All. B delle N.T.C.) per ognuno dei nodi del reticolo
sismico di riferimento prodotto dall’I.N.G.V. (Istituto Nazionale di Geofisica e Vulcanologia); per i
punti intermedi si procede ad interpolazione.
La risposta sismica locale è il prodotto dei due coefficienti SS e ST : S = SSx ST dove:
- SS = coefficiente di amplificazione stratigrafica, che assume valori diversi a seconda
della categoria di sottosuolo;
- ST = coefficiente di amplificazione topografica, che assume valori diversi a seconda
della morfologia di superficie.
Ai fini delle NTC 2008 la stratigrafia dei primi trenta metri del sito è schematicamente
rappresentata da 0,20 a 1 m. di terreno di riporto e da 28,00 a 29,80 m. di formazione in posto
inizialmente alterata e via via sempre più integra (Flisch).
Dalle indagine geofisica tipo MASW, si ricava che superficialmente il sottosuolo appartiene alla
categoria B, ma intestando le fondazioni nella formazione in posto la categoria di riferimento
diventa la A.
Dal momento che l'area è ubicata su di un pendio con inclinazione media maggiore di 15°, il
coefficiente di amplificazione topografica è pari a 1,2, in quanto la categoria di riferimento è la
T2.
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Verifiche della sicurezza e delle prestazioni: identificazione dei relativi
stati limite
Sulla base del modello geotecnico di riferimento sono state progettate le fondazioni dei nuovi
corpi di fabbrica e sono state verificate quelle relative agli edifici esistenti.
Per l’individuazione dei corpi e la loro descrizione si rimanda alle relazioni di calcolo specialistiche.
Il calcolo della portanza del terreno e la progettazione strutturale degli elementi sono stati
condotti secondo l’approccio agli Stati Limite suggerito dalle NTC 2008.
Criteri di Verifica nei confronti degli Stati Limite Ultimi (SLU; SLV)
Per ogni stato limite ultimo deve essere rispettata la condizione
Ed ≤ Rd
dove Ed è il valore di progetto dell’azione o dell’effetto dell’azione
Effetto delle azioni e resistenza sono espresse in funzione delle azioni di progetto γ F Fk , dei
parametri di progetto Xk /γ M e della geometria di progetto ad. L’effetto delle azioni può anche
essere valutato direttamente come Ed = γEEk . Nella formulazione della resistenza Rd, compare
esplicitamente un coefficiente γ R che opera direttamente sulla resistenza del sistema.
La verifica della suddetta condizione deve essere effettuata impiegando diverse combinazioni di
gruppi di coefficienti parziali, rispettivamente definiti per le azioni (A1 e A2), per i parametri
geotecnici (M1 e M2) e per le resistenze (R1, R2 e R3).
I diversi gruppi di coefficienti di sicurezza sono scelti nell’ambito di due approcci progettuali
distinti e alternativi.
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Nel primo approccio progettuale (Approccio 1) sono previste due diverse combinazioni di gruppi di
coefficienti: la prima combinazione è generalmente più severa nei confronti del dimensionamento
strutturale delle opere a contatto con il terreno, mentre la seconda combinazione è generalmente
più severa nei riguardi del dimensionamento geotecnico.
Nel secondo approccio progettuale (Approccio 2) è prevista un’unica combinazione di gruppi di
coefficienti, da adottare sia nelle verifiche strutturali sia nelle verifiche geotecniche.
COEFFICIENTI DA APPLICARE ALLE AZIONI (A1, A2)
I valori dei coefficienti parziali delle azioni da assumere per la determinazione degli effetti nelle
verifiche agli stati limite ultimi sono riportati nella tabella seguente:
COEFFICIENTI DA APPLICARE AI PARAMETRI GEOTECNICI (M1, M2)
Il valore di progetto della resistenza Rd può essere determinato:
a) in modo analitico, con riferimento al valore caratteristico dei parametri geotecnici del
terreno, diviso per il valore del coefficiente parziale γ M specificato nella successiva tabella
e tenendo conto, ove necessario, dei coefficienti parziali γ R ;
b) in modo analitico, con riferimento a correlazioni con i risultati di prove in sito, tenendo
conto dei coefficienti parziali γR ;
c) sulla base di misure dirette su prototipi, tenendo conto dei coefficienti parziali γR .
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COEFFICIENTI DA APPLICARE ALLE RESISTENZE
FONDAZIONI SUPERFICIALI (R1, R2, R3)
Nelle verifiche di sicurezza devono essere presi in considerazione tutti i meccanismi di stato limite
ultimo, sia a breve sia a lungo termine.
Gli stati limite ultimi delle fondazioni superficiali si riferiscono allo sviluppo di meccanismi di
collasso determinati dalla mobilitazione della resistenza del terreno e al raggiungimento della
resistenza degli elementi strutturali che compongono la fondazione stessa.
Le verifiche devono essere effettuate almeno nei confronti dei seguenti stati limite:
SLU di tipo geotecnico (GEO):
- collasso per carico limite dell’insieme fondazione-terreno
- collasso per scorrimento sul piano di posa
- stabilità globale
SLU di tipo strutturale (STR):
- raggiungimento della resistenza negli elementi strutturali
La verifica di stabilità globale deve essere effettuata secondo l’Approccio 1 -Combinazione 2 (A2 +
M2 +R2) tenendo conto dei seguenti coefficienti parziali per le resistenze globali: γR= 1,1
Le rimanenti verifiche devono essere effettuate seguendo almeno uno dei due approcci:
Approccio 1:
- Combinazione 1: (A1 + M1 + R1)
- Combinazione 2: (A2 + M2 + R2)
Approccio 2:
- (A1 + M1 + R3)
tenendo conto dei seguenti coefficienti parziali per le resistenze:
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FONDAZIONE SU PALI (R1,R2,R3)
Nelle verifiche di sicurezza devono essere presi in considerazione tutti i meccanismi di stato limite
ultimo, sia a breve sia a lungo termine.
Gli stati limite ultimi delle fondazioni su pali si riferiscono allo sviluppo di meccanismi di collasso
determinati dalla mobilitazione della resistenza del terreno e al raggiungimento della resistenza
degli elementi strutturali che compongono la fondazione stessa.
Nel caso di fondazioni posizionate su o in prossimità di pendii naturali o artificiali deve essere
effettuata la verifica con riferimento alle condizioni di stabilità globale del pendio includendo nelle
verifiche le azioni trasmesse dalle fondazioni.
Le verifiche delle fondazioni su pali devono essere effettuate con riferimento almeno ai seguenti
stati limite, quando pertinenti:
SLU di tipo geotecnico (GEO)
- collasso per carico limite della palificata nei riguardi dei carichi assiali;
- collasso per carico limite della palificata nei riguardi dei carichi trasversali;
- collasso per carico limite di sfilamento nei riguardi dei carichi assiali di trazione;
- stabilità globale;
SLU di tipo strutturale (STR)
- raggiungimento della resistenza dei pali;
- raggiungimento della resistenza della struttura di collegamento dei pali, accertando che la
condizione (6.2.1) sia soddisfatta per ogni stato limite considerato.
La verifica di stabilità globale deve essere effettuata secondo l’Approccio 1 - Combinazione 2:
(A2+M2+R2) tenendo conto dei coefficienti parziali riportati nelle Tabelle 6.2.I e 6.2.II per le azioni
e i parametri geotecnici, e nella Tabella 6.8.I per le resistenze globali.
Le rimanenti verifiche devono essere effettuate, tenendo conto dei valori dei coefficienti parziali
riportati nelle Tab. 6.2.I, 6.2.II e 6.4.II, seguendo almeno uno dei due approcci:
Approccio 1:
- Combinazione 1: (A1+M1+R1)
- Combinazione 2: (A2+M2+R2)
Approccio 2:
(A1+M1+R3)
Nelle verifiche effettuate con l’approccio 2 che siano finalizzate al dimensionamento strutturale il
coefficiente γR non deve essere portato in conto.
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Il valore di progetto Rd della resistenza si ottiene a partire dal valore caratteristico Rk applicando i
coefficienti parziali γR della Tab. 6.4.II.
Quando la resistenza caratteristica Rk è dedotta da metodi di calcolo analitici, essa è calcolata a
partire dai valori caratteristici dei parametri geotecnici, oppure con l’impiego di relazioni
empiriche che utilizzino direttamente i risultati di prove in sito (prove penetrometriche,
pressiometriche, ecc.). In questo caso il valore caratteristico della resistenza Rc,k (o Rt,k) è dato
dal minore dei valori ottenuti applicando alle resistenze calcolate Rc,cal (Rt,cal) i fattori di
correlazione ξ riportati nella Tab. 6.4.IV, in funzione del numero n di verticali di indagine:
Nell’ambito dello stesso sistema di fondazione, il numero di verticali d’indagine da considerare per la scelta
dei coefficienti � deve corrispondere al numero di verticali lungo le quali la singola indagine (sondaggio con
prelievo di campioni indisturbati, prove penetrometriche, ecc.) sia stata spinta ad una profondità superiore
alla lunghezza dei pali, in grado di consentire una completa identificazione del modello geotecnico di
sottosuolo.
Le verifiche delle fondazioni su pali devono essere effettuate seguendo almeno uno dei due approcci:
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Fondazioni degli edifici di nuova realizzazione
L’analisi del sistema terreno-fondazione segue le indicazioni dei capitoli 6 e 7.11 del DM
14.01.2008; in particolare, la norma consente di eseguire la verifica secondo uno dei due approcci
indicati al punto 6.4.2.1.
In questa sede si utilizzerà l’Approccio 1 che prevede di impiegare le combinazioni:
1) Combinazione 1: A1 + M1 + R1
2) Combinazione 2: A2 + M2 + R2
con la simbologia conforme a quanto esposto nella suddetta normativa tecnica.
Di seguito si riportano le verifiche per la combinazione dinamica e quella statica, individuando,
nelle figure allegate, le massime sollecitazioni agenti sul terreno.
CONDIZIONE STATICA:
La verifica in condizioni statiche viene condotta secondo l’Approccio 1 costituito dalle seguenti
combinazioni:
1) Combinazione 1: A1 + M1 + R1
2) Combinazione 2: A2 + M2 + R2
CONDIZIONE DINAMICA:
Il punto 7.2.5 del DM 14.01.2008 prescrive che nell’analisi della fondazione in condizione sismica
le azioni sollecitanti da assumere siano quelle minime tra:
1) la forza assiale negli elementi strutturali verticali associata al concomitante valore resistente del
momento flettente e del taglio;
2) le sollecitazioni provenienti dalla sovrastruttura amplificate di un coefficiente γRd pari a 1,1 in
CD”B”;
3) le sollecitazioni derivanti da un’analisi elastica della struttura in elevazione eseguita con un
fattore di struttura q pari a 1.
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NUOVO OSPEDALE INFANTILE BURLO GAROFOLO
Descrizione delle opere di fondazione
La presenza nel Nuovo Ospedale Infantile Burlo Garofolo di due piani interrati destinati a
parcheggio comporta che la quota di imposta delle opere di fondazione sia piuttosto approfondita
e che si raggiunga la formazione flyscioide inalterata che consente di ottenere una portanza
elevata. Per questo motivo è stata progettata una fondazione superficiale tutta intestata su tale
strato, di rigidezza tale da evitare possibili cedimenti differenziali che si potrebbero presentare
qualora si intercettassero aree alterate.
Nel dettaglio la fondazione è individuata da una struttura scatolare costituita dalla platea di
fondazione, dai solai dei due piani interrati e da setti in c.a. perimetrali ed interni. La scatola di
fondazione può essere considerata una box-type foundation (BTF) molto rigida avente tutte le
strutture che proseguono nell’interrato adeguamente collegate a livello di fondazione e con le
aperture nei muri perimetrali limitate, così da evitare una eccessiva deformabilità della struttura
interrata. La scatola di fondazione è stata giuntata in due corpi in modo che ciascuno di essi abbia
la fondazione sullo stesso livello. Gli effetti delle variazioni termiche nei piani interrati sono limitati
grazie ad uno strato di massicciata progettato a copertura del livello primo del parcheggio, quindi
sotto la pavimentazione esterna, che limiterà i gradienti termici.
La platea di fondazione del nuovo Ospedale avrà una rigidezza tale tale da evitare pericolosi
fenomeni di cedimento differenziale: sarà spessa 180cm sulla proiezione dell’edificio in elevazione
e 90cm nelle restanti porzioni. La buona portanza geotecnica sarà assicurata dalla geometria
stessa della fondazione che assicura un’elevata area di impronta.
La tipologia di fondazione scelta è risultata conveniente per la presenza dei due piani interrati in
quanto in questo modo è stato possibile sfruttare le pareti in c.a. perimetrali come muri
controterra, affidando alle paratie la funzione di sostenere il terreno soltanto nella fase di scavo.
Inoltre, la presenza della scatola rigida di fondazione completamente interrata ha permesso di
considerare lo zero sismico della struttura a livello del piano campagna, limitando le sollecitazioni
derivanti dalle combinazioni sismiche sulla sovrastruttura, come descritto nel paragrafo relativo
alla modellazione strutturale della relazione strutturale.
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Modello geotecnico di sottosuolo impiegato
Il modello geotecnico di riferimento impiegato per la progettazione delle opere di fondazioni del
Nuovo Ospedale Burlo Garofolo è sintetizzato dallo schema grafico di seguito riportato in cui è
indicata la successione stratigrafica, il regime delle pressioni interstiziali e le caratteristiche
meccaniche dei terreni per il volume significativo di terreno:
La fondazione scatolare si intesta sempre sulla formazione inalterata, riscontrata tra 0.50 e 0.80m
dall’attuale piano campagna. I valori caratteristiche dei parametri geotecnici derivano da una
stima cautelativa sulla base delle considerazioni riportate nel paragrafo relativo alla
caratterizzazione meccanica dei terreni. Si riscontra l’assenza della falda.
Calcolo della portanza
Il calcolo della portanza è stato eseguito utilizzando il metodo analitico di Meyerhof per le platee
di fondazione e le verifiche sono state impostate seguendo l’approccio2 - (A1 + M1 + R3), tenendo
conto dei seguenti coefficienti parziali per le resistenze di seguito riportate:
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Essendo Qlim (calcolato con i coefficienti M1)=59.3kg/cm2 avremo:
225)3(3.2
3.59kgcm
RY
RRd
R
===
Ulteriori verifiche sui cedimenti o sulla portanza del terreno risultano superflue data la natura del
terreno presente.
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Tensioni allo SLU e SLV in fondazione:
Si riportano alcune schermate di output da cui è possibile valutare l’andamento delle tensioni nel
terreno. Per una più agevole lettura sono state scelte le tensioni considerate più gravose tra tutte
le combinazioni SLU e SLV:
In sezione:
Platea s=180cm a livello 0
Platea s=90cm a livello 0:
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Platea s=180cm a livello 1:
Platea s=90cm a livello 1:
Per ogni combinazione di carico statica e sismica è rispettata l’disuguaglianza Ed<Rd.
Come è possibile osservare, la portanza del terreno considerando una fondazione a platea è
elevata, ma si vuol precisare che in questo modo si scongiura il verificarsi di cedimenti, avendo una
formazione piuttosto fratturata la platea si rende necessaria al fine di evitare pericolosi fenomeni
di cedimento differenziale.
Ulteriori verifiche sui cedimenti o sulla portanza del terreno risultano superflue data la natura del
terreno presente.
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Calcolo della fondazione
La scatola di fondazione può essere considerata una box-type foundation (BTF), come descritta
nell’EC8 (EN 1998-1:2004), in quanto presenta una soletta di cls, posta a livello 2, che funziona da
impalcato rigido, e muri in c.a. perimetrali, collegati tra di loro da una platea a livello 0.
Il comportamento a BTF è inoltre garantito in quanto tutte le strutture che proseguono
nell’interrato, sono adeguamente collegate a livello di fondazione e le aperture nei muri
perimetrali sono limitate, così da evitare una eccessiva deformabilità e togliere rigidezza alla
scatola.
Si riportano le verifiche degli elementi più rappresentativi della scatola di fondazione, ricordando
che le sollecitazioni considerate sono quelle derivanti dall’analisi come illustrata al paragrafo
“Analisi dei modelli strutturali agli elementi finiti”, in accordo con quanto richiesto al capitolo 7.2.5
delle NTC. Viene inoltre garantito che i diversi elementi costituenti la fondazione rimangano in
campo elastico.
Verifiche pilastri
Modalità di verifica
I pilastri vengono verificati (a discrezione dell'utente) secondo una delle seguenti modalità:
Presso-tenso flessione deviata.
Presso-tenso flessione retta. In tale caso viene svolta prima la verifica a presso-tenso flessione considerando come azioni agenti lo sforzo normale
ed il momento Mx agente sulla sezione poi, disgiuntamente, considerando come azioni agenti lo sforzo normale e l'altro momento My. A
discrezione dell'operatore tali momenti (a favore della sicurezza) possono essere incrementati di un fattore di amplificazione anch'esso a
discrezione dell'utente.
Le verifiche vengono effettuate nella sezione di sommità e in quella di base in tutte le combinazioni di carico.
Nelle stampe si riportano (per le due sezioni di verifica succitate) le sollecitazioni relative alla combinazione di carico critica. Le sollecitazioni di
verifica alle estremità sono valutate ad una ascissa di spunto definita dall'utente.
Sezioni Impiegate:
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.0
39
13
.0
56
25
.0
45
00
.0
45
00
.0
5.0
0
1.0
4
Re
tt.
40
x80
B 8
0 [
cm]
H
40
[cm
]
Ve
rpil
C3
2/4
0
32
0.0
18
1.3
19
2.0
32
0.0
14
4.0
B 4
50
C
45
00
.0
39
13
.0
56
25
.0
45
00
.0
45
00
.0
5.0
0
1.0
20
Verifiche Pilastri 80x80:
Pilastro: 284/1272 / L 3.50[m] / Sezione 3 B 80 [cm]H 80 [cm]
Af: 24 ø 24 Af=108.57 [cm²] < 1f24 x 4 V + 5f24 x 2 B + 5f24 x 2 H >
Staffe: ø 10 4br./25.0' x 350.0
Verifiche a Presso-Flessione S.L.U.
Nodo Comb N M12 M13 α12 α13 Sd/Sr
284 1 -9918.82 -239.67 -8.68 1.00 1.00 0.68
1272 1 -9840.82 514.72 13.90 1.00 1.00 0.73
Si verifica che i materiali si mantengono in campo elastico:
21
La verifica risulta ampiamente soddisfatta in quanto le tensioni sul calcestruzzo e sull’acciaio risultano inferiori alle tensioni di snervamento del
materiale.
Verifiche a Taglio
Da
[m]
A
[m]
Vd12
[kN]
VRd12
[kN]
Vd13
[kN]
VRd13
[kN] Staffe
0.13 3.63 201.63 325.72 20.74 325.72 ø 10 4br./25.0'
Verifiche a Presso-Flessione S.L.E.
Nodo Comb N
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm]
σ
[kg/cm²]
Combinazioni Rare
284 Ft. 12 -6998.71 -169.81 -6.12 -1118.8
σs,c11 -7398.70 -178.88 -6.45 -1581.2
σcls,Max11 -7398.70 -178.88 -6.45 -108.2
σcls,Med11 -7398.70 -178.88 -6.45 -92.2
1272 Ft. 12 -6938.71 364.77 9.89 -894.3
σs,c11 -7338.70 384.14 10.35 -1794.5
σcls,Max11 -7338.70 384.14 10.35 -125.6
σcls,Med11 -7338.70 384.14 10.35 -91.4
Pilastro: 1272/2515 / L 3.50[m] / Sezione 3 B 80 [cm]H 80 [cm]
Af: 24 ø 24 Af=108.57 [cm²] < 1f24 x 4 V + 5f24 x 2 B + 5f24 x 2 H >
22
Staffe: ø 10 4br./7.5' x 350.0
Verifiche a Presso-Flessione S.L.U.
Nodo Comb N M12 M13 α12 α13 Sd/Sr
1272 1 -8022.67 -814.48 -3.64 1.00 1.00 0.69
2515 1 -7944.67 884.72 -14.96 1.00 1.00 0.70
Verifiche a Taglio
Da
[m]
A
[m]
Vd12
[kN]
VRd12
[kN]
Vd13
[kN]
VRd13
[kN] Staffe
0.13 3.63 563.45 1085.73 52.26 1085.73 ø 10 4br./7.5'
Verifiche a Presso-Flessione S.L.E.
Nodo Comb N
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm]
σ
[kg/cm²]
Combinazioni Rare
1272 Ft. 12 -5660.84 -579.76 -3.06 -432.1
σs,c11 -5982.83 -608.54 -2.79 -1773.9
σcls,Max11 -5982.83 -608.54 -2.79 -127.5
σcls,Med11 -5982.83 -608.54 -2.79 -74.5
2515 Ft. 12 -5600.84 631.89 -9.93 -357.6
σs,c11 -5922.83 661.66 -11.03 -1828.5
σcls,Max11 -5922.83 661.66 -11.03 -132.1
σcls,Med11 -5922.83 661.66 -11.03 -73.8
Verifiche Pilastri 40x80:
Pilastro: 821/1913 / L 3.50[m] / Sezione 4 B 80 [cm]H 40 [cm]
Af: 16 ø 24 Af=72.38 [cm²] < 1f24 x 4 V + 5f24 x 2 B + 1f24 x 2 H >
Staffe: ø 10 4br.x2br./25.0' x 350.0
Verifiche a Presso-Flessione S.L.U.
Nodo Comb N M12 M13 α12 α13 Sd/Sr
821 1 -3520.28 -0.60 -11.43 1.00 1.00 0.44
1913 1 -3481.28 -3.51 22.67 1.00 1.00 0.44
Si verifica che i materiali si mantengono in campo elastico:
23
La verifica risulta ampiamente soddisfatta in quanto le tensioni sul calcestruzzo e sull’acciaio risultano inferiori alle tensioni di snervamento del
materiale.
Verifiche a Taglio
24
Da
[m]
A
[m]
Vd12
[kN]
VRd12
[kN]
Vd13
[kN]
VRd13
[kN] Staffe
0.13 3.63 7.77 148.70 14.66 162.86 ø 10 4br.x2br./25.0'
Verifiche a Presso-Flessione S.L.E.
Nodo Comb N
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm]
σ
[kg/cm²]
Combinazioni Rare
821 Ft. 12 -2480.52 -0.52 -8.01 -849.3
σs,c11 -2630.83 -0.48 -8.53 -940.6
σcls,Max11 -2630.83 -0.48 -8.53 -63.0
σcls,Med11 -2630.83 -0.48 -8.53 -61.4
1913 Ft. 12 -2450.52 -2.31 15.87 -816.1
σs,c11 -2600.83 -2.57 16.91 -955.0
σcls,Max11 -2600.83 -2.57 16.91 -64.5
σcls,Med11 -2600.83 -2.57 16.91 -60.7
Pilastro: 1913/3199 / L 3.50[m] / Sezione 4 B 80 [cm]H 40 [cm]
Af: 16 ø 24 Af=72.38 [cm²] < 1f24 x 4 V + 5f24 x 2 B + 1f24 x 2 H >
Staffe: ø 10 4br.x2br./25.0' x 350.0
Verifiche a Presso-Flessione S.L.U.
Nodo Comb N M12 M13 α12 α13 Sd/Sr
1913 1 -2052.17 29.57 13.83 1.00 1.00 0.28
3199 1 -2013.17 -40.04 -63.10 1.00 1.00 0.29
Verifiche a Taglio
Da
[m]
A
[m]
Vd12
[kN]
VRd12
[kN]
Vd13
[kN]
VRd13
[kN] Staffe
0.13 3.63 41.71 148.70 39.97 162.86 ø 10 4br.x2br./25.0'
Verifiche a Presso-Flessione S.L.E.
Nodo Comb N
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm]
σ
[kg/cm²]
Combinazioni Rare
1913 Ft. 12 -1452.92 20.78 9.89 -418.4
σs,c11 -1535.99 22.08 10.39 -633.1
σcls,Max11 -1535.99 22.08 10.39 -45.2
σcls,Med11 -1535.99 22.08 10.39 -35.8
3199 Ft. 12 -1422.92 -28.29 -44.59 -308.7
σs,c11 -1505.99 -29.95 -47.20 -727.5
σcls,Max11 -1505.99 -29.95 -47.20 -53.5
25
Nodo Comb N
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm]
σ
[kg/cm²]
σcls,Med11 -1505.99 -29.95 -47.20 -35.1
Verifiche setti
Modalità di verifica
Le pareti in c.a. vengono verificate come setti/diaframmi o nuclei.
La verifica dei setti/diaframmi viene condotta a pressoflessione retta e a taglio. Viene calcolato lo sforzo normale medio agente sul setto e il
momento ad esso associato. Quando previsto, sono introdotti ferri verticali aggiuntivi da disporsi sulle estremità del setto stesso.
La verifica dei nuclei viene condotta a pressoflessione deviata sulla sezione complessiva e a taglio sulle singole pareti costituenti il nucleo.
Sezioni Impiegate:
Se
z.N
um
.
Info
Dim
en
sio
ni
Cri
teri
o
Ca
lce
stru
zz
o
Fck
[kg
/cm
²]
Fcd
[kg
/cm
²]
σR
AR
E
[kg
/cm
²]
σF
RE
Q
[kg
/cm
²]
σQ
P
[kg
/cm
²]
Acc
iaio
Fyk
[kg
/cm
²]
Fyd
[kg
/cm
²]
σyR
AR
E
[kg
/cm
²]
σyF
RE
Q
[kg
/cm
²]
σyQ
P
[kg
/cm
²]
Co
pri
ferr
o
[cm
]
1
Mu
ro s
=3
0
s 3
0 [
cm]
Ve
rse
t
C3
2/4
0
32
0.0
18
1.3
19
2.0
32
0.0
14
4.0
B 4
50
C
45
00
.0
39
13
.0
36
00
.0
45
00
.0
45
00
.0
5.0
0
2
Mu
ro s
=4
0
s 4
0 [
cm]
Ve
rse
t
C3
2/4
0
32
0.0
18
1.3
19
2.0
32
0.0
14
4.0
B 4
50
C
45
00
.0
39
13
.0
56
25
.0
45
00
.0
45
00
.0
5..
00
5
Mu
ro s
=5
0
s 5
0 [
cm]
Ve
rse
t
C3
2/4
0
32
0.0
18
1.3
19
2.0
32
0.0
14
4.0
B 4
50
C
45
00
.0
39
13
.0
36
00
.0
45
00
.0
45
00
.0
5.0
0
4
Mu
ro s
=8
0
s 8
0 [
cm]
Ve
rse
t
C3
2/4
0
32
0.0
18
1.3
19
2.0
32
0.0
14
4.0
B 4
50
C
45
00
.0
39
13
.0
36
00
.0
45
00
.0
45
00
.0
5.0
0
Verifiche Setti s=30cm:
NUCLEO 409 469 510 / Nodi: 409 469 510
Armature Nucleo
Nodi Sezione
Numero
B
[cm]
H
[cm]
Spessore
[cm]
Armatura
Verticale
Armatura
Orizzontale
409 469 1 320 375 30 2x ø 20 10'+ Sx: 2 x 3 ø 20 25'+ Dx: 2 x 3 ø 20 25' 2x ø 16 10'
469 510 1 220 375 30 2x ø 20 10'+ Sx: 2 x 2 ø 20 25'+ Dx: 2 x 2 ø 20 25' 2x ø 16 10'
Sezione Comb. NEd
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm] Sd/Sr
Base 3 5893.57 -4197.48 0.00 0.47
Sommità 3 6053.79 -2254.85 0.00 0.43
Si verifica che i materiali si mantengono in campo elastico:
26
La verifica risulta ampiamente soddisfatta in quanto le tensioni sul calcestruzzo e sull’acciaio risultano inferiori alle tensioni di snervamento del
materiale.
27
S.L.E. Combinazione N
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm]
σ
[kg/cm²]
Base
σCls,Max 11 -4020.99 -281.92 0.00 -19.3
σCls,Med 11 -4020.99 -281.92 0.00 -17.9
σs,t 12 -3853.51 -266.68 0.00 -238.4
σs,c 11 -4020.99 -281.92 0.00 -289.6
Sommita
σCls,Max 11 -3869.12 -127.03 0.00 -17.9
σCls,Med 11 -3869.12 -127.03 0.00 -17.3
σs,t 12 -3701.63 -128.95 0.00 -238.2
σs,c 11 -3869.12 -127.03 0.00 -268.1
Verifiche a taglio dei diaframmi
Diaframma B
[m]
H
[m]
Comb.
critica
Vdc
[kN] α
VEd
[kN]
NEd
[kN]
MEd
[kNm]
VRcd
[kN]
VRds
[kN]
VRds,scorrimento
[kN] S/R
409-469-510 5.40 3.75 5 1127.85 1.00 1127.85 105.39 9397.78 6547.19 7576.54 6464.86 0.17
NUCLEO 1398 1465 1509 / Nodi: 1398 1465 1509
Armature Nucleo
Nodi Sezione
Numero
B
[cm]
H
[cm]
Spessore
[cm]
Armatura
Verticale
Armatura
Orizzontale
1398 1465 1 320 375 30 2x ø 20 10'+ Sx: 2 x 3 ø 20 25'+ Dx: 2 x 3 ø 20 25' 2x ø 16 10'
1465 1509 1 220 375 30 2x ø 20 10'+ Sx: 2 x 2 ø 20 25'+ Dx: 2 x 2 ø 20 25' 2x ø 16 10'
Sezione Comb. NEd
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm] Sd/Sr
Base 3 7297.51 -3699.95 0.00 0.55
Sommità 4 6887.41 5380.70 -0.00 0.56
S.L.E. Combinazione N
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm]
σ
[kg/cm²]
Base
σCls,Max 11 -3595.68 -62.15 0.00 -16.3
σCls,Med 11 -3595.68 -62.15 0.00 -16.0
σs,t 12 -3448.30 -58.43 0.00 -226.4
σs,c 11 -3595.68 -62.15 0.00 -245.1
Sommita
σCls,Max 11 -3443.81 133.44 -0.00 -16.0
σCls,Med 11 -3443.81 133.44 -0.00 -15.4
σs,t 12 -3296.43 117.80 -0.00 -212.0
σs,c 11 -3443.81 133.44 -0.00 -240.1
Verifiche a taglio dei diaframmi
28
Diaframma B
[m]
H
[m]
Comb.
critica
Vdc
[kN] α
VEd
[kN]
NEd
[kN]
MEd
[kNm]
VRcd
[kN]
VRds
[kN]
VRds,scorrimento
[kN] S/R
1398-1465-1509 5.40 3.75 3 -936.00 1.00 -936.00 7297.51 3699.95 6547.19 7576.54 4418.68 0.21
Verifiche Setti s=40cm:
NUCLEO 470 469 471 472 473 474 475 / Nodi: 470 469 471 472 473 474 475
Armature Nucleo
Nodi Sezione
Numero
B
[cm]
H
[cm]
Spessore
[cm]
Armatura
Verticale
Armatura
Orizzontale
470 469 2 188 375 40 2x ø 20 10'+ Dx: 2 x 3 ø 20 25' 2x ø 14 10'
471 470 2 63 375 40 2x ø 20 10' 2x ø 14 10'
472 471 2 124 375 40 2x ø 20 10' 2x ø 14 10'
473 472 2 124 375 40 2x ø 20 10' 2x ø 14 10'
474 473 2 63 375 40 2x ø 20 10' 2x ø 14 10'
475 474 2 187 375 40 2x ø 20 10'+ Sx: 2 x 3 ø 20 25' 2x ø 14 10'
Sezione Comb. NEd
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm] Sd/Sr
Base 3 -7831.62 0.00 20752.76 0.28
Sommità 8 -4656.81 -0.00 -26857.45 0.35
Si verifica che i materiali si mantengono in campo elastico:
29
La verifica risulta ampiamente soddisfatta in quanto le tensioni sul calcestruzzo e sull’acciaio risultano inferiori alle tensioni di snervamento del
materiale.
S.L.E. Combinazione N
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm]
σ
[kg/cm²]
Base
σCls,Max 11 -6791.33 -0.00 -182.50 -18.0
σCls,Med 11 -6791.33 -0.00 -182.50 -17.6
σs,t 12 -6524.44 -0.00 -174.68 -249.0
σs,c 11 -6791.33 -0.00 -182.50 -270.3
Sommita
σCls,Max 11 -6510.08 -0.00 -550.09 -18.0
σCls,Med 11 -6510.08 -0.00 -550.09 -16.9
σs,t 12 -6243.19 -0.00 -520.91 -227.4
σs,c 11 -6510.08 -0.00 -550.09 -270.6
Verifiche a taglio dei diaframmi
Diaframma B
[m]
H
[m]
Comb.
critica
Vdc
[kN] α
VEd
[kN]
NEd
[kN]
MEd
[kNm]
VRcd
[kN]
VRds
[kN]
VRds,scorrimento
[kN] S/R
475-474-473-472-471-470-469 7.50 3.75 7 2031.05 1.00 2031.05 -6899.97 19952.85 12172.48 8088.57 14051.04 0.25
NUCLEO 1466 1465 1467 1468 1469 1470 1471 / Nodi: 1466 1465 1467 1468 1469 1470 1471
Armature Nucleo
Nodi Sezione B H Spessore Armatura Armatura
30
Numero [cm] [cm] [cm] Verticale Orizzontale
1466 1465 2 188 375 40 2x ø 20 10'+ Dx: 2 x 3 ø 20 25' 2x ø 14 10'
1467 1466 2 63 375 40 2x ø 20 10' 2x ø 14 10'
1468 1467 2 124 375 40 2x ø 20 10' 2x ø 14 10'
1469 1468 2 124 375 40 2x ø 20 10' 2x ø 14 10'
1470 1469 2 63 375 40 2x ø 20 10' 2x ø 14 10'
1471 1470 2 187 375 40 2x ø 20 10'+ Sx: 2 x 3 ø 20 25' 2x ø 14 10'
Sezione Comb. NEd
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm] Sd/Sr
Base 8 -4365.43 -0.00 -25880.91 0.34
Sommità 8 -4166.02 -0.00 -26912.82 0.36
S.L.E. Combinazione N
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm]
σ
[kg/cm²]
Base
σCls,Max 11 -6132.31 -0.00 -322.24 -16.6
σCls,Med 11 -6132.31 -0.00 -322.24 -15.9
σs,t 12 -5892.83 -0.00 -303.39 -220.4
σs,c 11 -6132.31 -0.00 -322.24 -248.9
Sommita
σCls,Max 11 -5851.06 -0.00 -734.20 -16.7
σCls,Med 11 -5851.06 -0.00 -734.20 -15.2
σs,t 12 -5611.58 -0.00 -703.16 -197.2
σs,c 11 -5851.06 -0.00 -734.20 -250.5
Verifiche a taglio dei diaframmi
Diaframma B
[m]
H
[m]
Comb.
critica
Vdc
[kN] α
VEd
[kN]
NEd
[kN]
MEd
[kNm]
VRcd
[kN]
VRds
[kN]
VRds,scorrimento
[kN] S/R
1471-1470-1469-1468-1467-1466-1465 7.50 3.75 5 914.50 1.00 914.50 -9412.64 -8424.90 12172.48 8088.57 18874.28 0.11
Verifiche Setti s=50cm:
NUCLEO 558 531 517 488 466 / Nodi: 558 531 517 488 466
Armature Nucleo
Nodi Sezione
Numero
B
[cm]
H
[cm]
Spessore
[cm]
Armatura
Verticale
Armatura
Orizzontale
558 531 5 125 188 50 2x ø 24 10' 2x ø 14 10'
531 517 5 125 188 50 2x ø 24 10' 2x ø 14 10'
517 488 5 125 188 50 2x ø 24 10' 2x ø 14 10'
488 466 5 125 188 50 2x ø 24 10' 2x ø 14 10'
Sezione Comb. NEd
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm] Sd/Sr
Base 5 -2962.79 -14642.32 -0.00 0.38
31
Sommità 5 -2816.87 -15185.45 -0.00 0.39
Si verifica che i materiali si mantengono in campo elastico:
32
La verifica risulta ampiamente soddisfatta in quanto le tensioni sul calcestruzzo e sull’acciaio risultano inferiori alle tensioni di snervamento del
materiale.
S.L.E. Combinazione N
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm]
σ
[kg/cm²]
Base
σCls,Max 11 -3756.72 -217.16 -0.00 -12.3
σCls,Med 11 -3756.72 -217.16 -0.00 -11.5
σs,t 12 -3610.87 -206.25 -0.00 -154.8
σs,c 11 -3756.72 -217.16 -0.00 -184.8
Sommita
σCls,Max 11 -3639.54 -159.73 -0.00 -11.8
σCls,Med 11 -3639.54 -159.73 -0.00 -11.2
σs,t 12 -3493.68 -152.79 -0.00 -152.3
σs,c 11 -3639.54 -159.73 -0.00 -176.3
Verifiche a taglio dei diaframmi
Diaframma B
[m]
H
[m]
Comb.
critica
Vdc
[kN] α
VEd
[kN]
NEd
[kN]
MEd
[kNm]
VRcd
[kN]
VRds
[kN]
VRds,scorrimento
[kN] S/R
558-531-517-488-466 5.00 1.88 5 975.01 1.00 975.01 -2962.79 -15642.32 10116.54 5377.86 9592.07 0.18
NUCLEO 915 911 907 903 898 / Nodi: 915 911 907 903 898
Armature Nucleo
Nodi Sezione
Numero
B
[cm]
H
[cm]
Spessore
[cm]
Armatura
Verticale
Armatura
Orizzontale
915 911 5 125 188 50 2x ø 24 10' 2x ø 14 10'
911 907 5 125 188 50 2x ø 24 10' 2x ø 14 10'
907 903 5 125 188 50 2x ø 24 10' 2x ø 14 10'
903 898 5 125 188 50 2x ø 24 10' 2x ø 14 10'
Sezione Comb. NEd
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm] Sd/Sr
Base 5 -2735.57 -16201.94 -0.00 0.39
Sommità 5 -2588.31 -16806.77 -0.00 0.41
S.L.E. Combinazione N
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm]
σ
[kg/cm²]
Base
σCls,Max 11 -3639.54 -159.74 -0.00 -11.8
σCls,Med 11 -3639.54 -159.74 -0.00 -11.2
σs,t 12 -3493.69 -152.79 -0.00 -152.3
σs,c 11 -3639.54 -159.74 -0.00 -176.3
Sommita
σCls,Max 11 -3522.35 -102.30 -0.00 -11.2
33
σCls,Med 11 -3522.35 -102.30 -0.00 -10.8
σs,t 12 -3376.50 -99.32 -0.00 -149.9
σs,c 11 -3522.35 -102.30 -0.00 -167.7
Verifiche a taglio dei diaframmi
Diaframma B
[m]
H
[m]
Comb.
critica
Vdc
[kN] α
VEd
[kN]
NEd
[kN]
MEd
[kNm]
VRcd
[kN]
VRds
[kN]
VRds,scorrimento
[kN] S/R
915-911-907-903-898 5.00 1.88 9 685.21 1.00 685.21 -2671.73 15416.87 10116.54 5377.86 9464.41 0.13
NUCLEO 1560 1537 1515 1489 1461 / Nodi: 1560 1537 1515 1489 1461
Armature Nucleo
Nodi Sezione
Numero
B
[cm]
H
[cm]
Spessore
[cm]
Armatura
Verticale
Armatura
Orizzontale
1560 1537 5 125 188 50 2x ø 24 10' 2x ø 14 10'
1537 1515 5 125 188 50 2x ø 24 10' 2x ø 14 10'
1515 1489 5 125 188 50 2x ø 24 10' 2x ø 14 10'
1489 1461 5 125 188 50 2x ø 24 10' 2x ø 14 10'
Sezione Comb. NEd
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm] Sd/Sr
Base 6 -3131.63 -23685.46 -0.00 0.59
Sommità 9 -3049.72 25746.43 0.00 0.65
S.L.E. Combinazione N
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm]
σ
[kg/cm²]
Base
σCls,Max 11 -3515.67 -83.20 -0.00 -11.1
σCls,Med 11 -3515.67 -83.20 -0.00 -10.8
σs,t 12 -3376.74 -82.18 -0.00 -150.8
σs,c 11 -3515.67 -83.20 -0.00 -166.3
Sommita
σCls,Max 11 -3398.49 222.95 0.00 -11.2
σCls,Med 11 -3398.49 222.95 0.00 -10.4
σs,t 12 -3259.55 209.06 0.00 -138.5
σs,c 11 -3398.49 222.95 0.00 -168.7
Verifiche a taglio dei diaframmi
Diaframma B
[m]
H
[m]
Comb.
critica
Vdc
[kN] α
VEd
[kN]
NEd
[kN]
MEd
[kNm]
VRcd
[kN]
VRds
[kN]
VRds,scorrimento
[kN] S/R
1560-1537-1515-1489-1461 5.00 1.88 4 1344.24 1.00 1344.24 -4390.11 7695.36 10116.54 5377.86 12274.19 0.25
NUCLEO 2159 2155 2151 2147 2143 / Nodi: 2159 2155 2151 2147 2143
Armature Nucleo
Nodi Sezione
Numero
B
[cm]
H
[cm]
Spessore
[cm]
Armatura
Verticale
Armatura
Orizzontale
34
2159 2155 5 125 188 50 2x ø 24 10' 2x ø 14 10'
2155 2151 5 125 188 50 2x ø 24 10' 2x ø 14 10'
2151 2147 5 125 188 50 2x ø 24 10' 2x ø 14 10'
2147 2143 5 125 188 50 2x ø 24 10' 2x ø 14 10'
Sezione Comb. NEd
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm] Sd/Sr
Base 9 -3037.27 26080.57 0.00 0.66
Sommità 9 -3255.62 27888.71 0.00 0.70
S.L.E. Combinazione N
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm]
σ
[kg/cm²]
Base
σCls,Max 11 -3398.49 222.95 0.00 -11.2
σCls,Med 11 -3398.49 222.95 0.00 -10.4
σs,t 12 -3259.55 209.05 0.00 -138.5
σs,c 11 -3398.49 222.95 0.00 -168.7
Sommita
σCls,Max 11 -3281.30 529.09 0.00 -12.0
σCls,Med 11 -3281.30 529.09 0.00 -10.1
σs,t 12 -3142.37 500.28 0.00 -117.0
σs,c 11 -3281.30 529.09 0.00 -180.1
Verifiche a taglio dei diaframmi
Diaframma B
[m]
H
[m]
Comb.
critica
Vdc
[kN] α
VEd
[kN]
NEd
[kN]
MEd
[kNm]
VRcd
[kN]
VRds
[kN]
VRds,scorrimento
[kN] S/R
2159-2155-2151-2147-2143 5.00 1.88 5 1581.84 1.00 1581.84 -3351.40 -22701.44 10116.54 5377.86 0.00 0.29
Verifiche Setti s=80cm:
NUCLEO 559 532 518 489 467 / Nodi: 559 532 518 489 467
Armature Nucleo
Nodi Sezione
Numero
B
[cm]
H
[cm]
Spessore
[cm]
Armatura
Verticale
Armatura
Orizzontale
559 532 4 125 188 80 2x ø 24 10' 2x ø 20 10'
532 518 4 125 188 80 2x ø 20 10' 2x ø 14 10'
518 489 4 125 188 80 2x ø 20 10' 2x ø 14 10'
489 467 4 125 188 80 2x ø 24 10' 2x ø 20 10'
Sezione Comb. NEd
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm] Sd/Sr
Base 5 -3043.19 -21173.52 -0.00 0.52
Sommità 5 -2818.87 -19788.90 -0.00 0.46
Si verifica che i materiali si mantengono in campo elastico:
35
La verifica risulta ampiamente soddisfatta in quanto le tensioni sul calcestruzzo e sull’acciaio risultano inferiori alle tensioni di snervamento del
materiale.
36
S.L.E. Combinazione N
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm]
σ
[kg/cm²]
Base
σCls,Max 11 -4068.20 -344.04 -0.00 -9.6
σCls,Med 11 -4068.20 -344.04 -0.00 -8.8
σs,t 12 -3940.59 -326.59 -0.00 -114.9
σs,c 11 -4068.20 -344.04 -0.00 -144.5
Sommita
σCls,Max 11 -3880.70 -231.64 -0.00 -8.9
σCls,Med 11 -3880.70 -231.64 -0.00 -8.4
σs,t 12 -3753.09 -222.00 -0.00 -112.8
σs,c 11 -3880.70 -231.64 -0.00 -134.2
Verifiche a taglio dei diaframmi
Diaframma B
[m]
H
[m]
Comb.
critica
Vdc
[kN] α
VEd
[kN]
NEd
[kN]
MEd
[kNm]
VRcd
[kN]
VRds
[kN]
VRds,scorrimento
[kN] S/R
559-532-518-489-467 5.00 1.88 5 1853.71 1.00 1853.71 -3043.19 -22173.52 16186.46 8176.55 9212.41 0.23
NUCLEO 916 912 908 904 899 / Nodi: 916 912 908 904 899
Armature Nucleo
Nodi Sezione
Numero
B
[cm]
H
[cm]
Spessore
[cm]
Armatura
Verticale
Armatura
Orizzontale
916 912 4 125 188 80 2x ø 20 10'+ Sx: 2 x 24 ø 20 5' 2x ø 14 10'
912 908 4 125 188 80 2x ø 20 10' 2x ø 14 10'
908 904 4 125 188 80 2x ø 20 10' 2x ø 14 10'
904 899 4 125 188 80 2x ø 20 10'+ Dx: 2 x 24 ø 20 5' 2x ø 14 10'
Sezione Comb. NEd
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm] Sd/Sr
Base 5 -2833.59 -19760.83 -0.00 0.31
Sommità 5 -2636.35 -17536.25 -0.00 0.28
S.L.E. Combinazione N
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm]
σ
[kg/cm²]
Base
σCls,Max 11 -3880.70 -231.64 -0.00 -8.3
σCls,Med 11 -3880.70 -231.64 -0.00 -7.8
σs,t 12 -3753.09 -222.01 -0.00 -105.6
σs,c 11 -3880.70 -231.64 -0.00 -124.7
Sommita
σCls,Max 11 -3693.20 -119.25 -0.00 -7.7
σCls,Med 11 -3693.20 -119.25 -0.00 -7.4
σs,t 12 -3565.59 -117.42 -0.00 -103.5
37
σs,c 11 -3693.20 -119.25 -0.00 -115.2
Verifiche a taglio dei diaframmi
Diaframma B
[m]
H
[m]
Comb.
critica
Vdc
[kN] α
VEd
[kN]
NEd
[kN]
MEd
[kNm]
VRcd
[kN]
VRds
[kN]
VRds,scorrimento
[kN] S/R
916-912-908-904-899 5.00 1.88 5 1842.53 1.00 1842.53 -2833.59 -19760.83 16186.46 5377.86 12321.79 0.34
NUCLEO 1561 1538 1516 1490 1462 / Nodi: 1561 1538 1516 1490 1462
Armature Nucleo
Nodi Sezione
Numero
B
[cm]
H
[cm]
Spessore
[cm]
Armatura
Verticale
Armatura
Orizzontale
1561 1538 4 125 188 80 2x ø 20 10'+ Sx: 2 x 8 ø 20 15' 2x ø 14 10'
1538 1516 4 125 188 80 2x ø 20 10' 2x ø 14 10'
1516 1490 4 125 188 80 2x ø 20 10' 2x ø 14 10'
1490 1462 4 125 188 80 2x ø 20 10'+ Dx: 2 x 8 ø 20 15' 2x ø 14 10'
Sezione Comb. NEd
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm] Sd/Sr
Base 5 -1565.71 -15816.06 -0.00 0.37
Sommità 3 2794.23 -7604.61 -0.00 0.36
S.L.E. Combinazione N
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm]
σ
[kg/cm²]
Base
σCls,Max 11 -2976.25 -156.37 -0.00 -6.8
σCls,Med 11 -2976.25 -156.37 -0.00 -6.4
σs,t 12 -2887.52 -152.29 -0.00 -86.9
σs,c 11 -2976.25 -156.37 -0.00 -101.3
Sommita
σCls,Max 11 -2788.75 -20.10 -0.00 -6.0
σCls,Med 11 -2788.75 -20.10 -0.00 -6.0
σs,t 12 -2700.02 -24.35 -0.00 -85.7
σs,c 11 -2788.75 -20.10 -0.00 -90.2
Verifiche a taglio dei diaframmi
Diaframma B
[m]
H
[m]
Comb.
critica
Vdc
[kN] α
VEd
[kN]
NEd
[kN]
MEd
[kNm]
VRcd
[kN]
VRds
[kN]
VRds,scorrimento
[kN] S/R
1561-1538-1516-1490-1462 5.00 1.88 6 1462.28 1.00 1462.28 -4895.85 -13966.67 16186.46 5377.86 12218.03 0.27
NUCLEO 2160 2156 2152 2148 2144 / Nodi: 2160 2156 2152 2148 2144
Armature Nucleo
Nodi Sezione
Numero
B
[cm]
H
[cm]
Spessore
[cm]
Armatura
Verticale
Armatura
Orizzontale
2160 2156 4 125 188 80 2x ø 20 10'+ Sx: 2 x 8 ø 20 15' 2x ø 14 10'
2156 2152 4 125 188 80 2x ø 20 10' 2x ø 14 10'
38
2152 2148 4 125 188 80 2x ø 20 10' 2x ø 14 10'
2148 2144 4 125 188 80 2x ø 20 10'+ Dx: 2 x 8 ø 20 15' 2x ø 14 10'
Sezione Comb. NEd
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm] Sd/Sr
Base 3 2866.75 -7517.40 -0.00 0.36
Sommità 3 3105.89 -7168.49 -0.00 0.36
S.L.E. Combinazione N
[kN]
M12
[kNm]
M13
[kNm]
σ
[kg/cm²]
Base
σCls,Max 11 -2788.75 -20.10 -0.00 -6.0
σCls,Med 11 -2788.75 -20.10 -0.00 -6.0
σs,t 12 -2700.02 -24.35 -0.00 -85.7
σs,c 11 -2788.75 -20.10 -0.00 -90.2
Sommita
σCls,Max 11 -2601.25 116.17 0.00 -5.8
σCls,Med 11 -2601.25 116.17 0.00 -5.6
σs,t 12 -2512.52 103.60 0.00 -76.7
σs,c 11 -2601.25 116.17 0.00 -87.7
Verifiche a taglio dei diaframmi
Diaframma B
[m]
H
[m]
Comb.
critica
Vdc
[kN] α
VEd
[kN]
NEd
[kN]
MEd
[kNm]
VRcd
[kN]
VRds
[kN]
VRds,scorrimento
[kN] S/R
2160-2156-2152-2148-2144 5.00 1.88 6 1375.27 1.00 1375.27 -4750.29 -12186.51 16186.46 5377.86 0.00 0.26
Verifiche Platea
La platea di fondazione del nuovo Ospedale avrà uno spessore 180cm sulla proiezione dell’edificio
in elevazione e di 90cm nelle restanti porzioni. Si riportano le verifiche più rappresentative di tali
elementi.
39
Verifiche Platea s=180cm:
Momenti Mxx della platea a livello 1
Momenti Myy della platea a livello 1
Si esegue la verifica, a vantaggio di sicurezza, considerando le massime sollecitazioni Mxx e Myy
40
Si riporta il dominio di rottura:
Si verifica inoltre che i materiali si mantengono in campo elastico:
La verifica risulta ampiamente soddisfatta in quanto le tensioni sul calcestruzzo e sull’acciaio risultano
inferiori alle tensioni di snervamento del materiale.
41
Momenti Mxx della platea a livello 0
Momenti Myy della platea a livello 0
Si esegue la verifica, a vantaggio di sicurezza, considerando le massime sollecitazioni Mxx e Myy
42
Si riporta il dominio di rottura:
Si verifica inoltre che i materiali si mantengono in campo elastico:
La verifica risulta ampiamente soddisfatta in quanto le tensioni sul calcestruzzo e sull’acciaio risultano
inferiori alle tensioni di snervamento del materiale.
43
Verifiche Platea s=90cm:
Momenti Mxx della platea a livello 1
Momenti Myy della platea a livello 1
Si esegue la verifica, a vantaggio di sicurezza, considerando le massime sollecitazioni Mxx e Myy
Si riporta il dominio di rottura:
44
Si verifica inoltre che i materiali si mantengono in campo elastico:
La verifica risulta ampiamente soddisfatta in quanto le tensioni sul calcestruzzo e sull’acciaio risultano
inferiori alle tensioni di snervamento del materiale.
45
Verifiche Platea s=90cm:
Momenti Mxx della platea a livello 0
Momenti Myy della platea a livello 0
46
Si esegue la verifica, a vantaggio di sicurezza, considerando le massime sollecitazioni Mxx e Myy
Si riporta il dominio di rottura:
Si verifica inoltre che i materiali si mantengono in campo elastico:
47
La verifica risulta ampiamente soddisfatta in quanto le tensioni sul calcestruzzo e sull’acciaio risultano
inferiori alle tensioni di snervamento del materiale.
48
PARATIE A CORREDO DEL NUOVO OSPEDALE INFANTILE BURLO GAROFOLO
Descrizione delle opere
Si rendono necessarie paratie perimetrali che sostengano il terreno durante la fase di scavo. Per
poter realizzare i due piani interrati del Nuovo Ospedale Pediatrico Burlo Garofolo, infatti, bisogna
effettuare uno sbancamento a 90° in quanto non è possibile inclinare maggiormente il fronte di
scavo a causa della mancanza di spazio ed evitare l’opera geotecnica. Una volta costruiti i due
piani interrati saranno i muri perimetrali controterra del box-type foundation a sostenere la spinta
del terreno a tergo.
La paratie oggetto della presente trattazione sono provvisorie e non sosterranno il carico a monte
dello scavo in esercizio in quanto tale compito verrà svolto dai muri controterra. Data la natura del
terrreno verranno utilizzati micropali con quattro file di tiranti atti a sostenere il terreno mediante
trefoli che potranno essere monitorati e quindi “tirati” negli anni. Tale paratia viene comunemente
definita “Berlinese”.
Verranno effettuate due differenti Paratie. Quella denominata “TIPO 1” verrà utilizzata a sostegno
del terreno su cui si fondano i corpi bassi dell’Ospedale, quella denominata “TIPO2” verrà utilizzata
nella rimanente parte perimetrale. La differenza tra le due paratie sarà il carico a monte della
stessa. Maggiori accorgimenti dovranno essere presi in fase esecutiva per quella a valle delle
fondazioni esistenti.
Calcolo della paratia
Di seguito verrà mostrato il calcolo preliminare, che dovrà comunque essere oggetto di utleriore
approfondimento in fase esecutiva.
La spinta attiva tiene conto della coesione drenata c’ e vale:
KaKac
sen
senKa
VHa ''2
1
1
σσϕϕ
+−=
+−=
Per contro, il coefficiente di spinta a riposo in un terreno sovra consolidato vale:
49
'
))('1(0
ϕα
ϕ α
sen
dove
OCRsenK
≅
−=
OCR rappresenta il grado di sovraconsolidazione, ricavabile con prove di laboratorio in celle
triassiali, per cui il coefficiente di spinta a risposo può arrivare a valori elevati.
Mediante modellazioni matematiche di interazione suolo-struttura è possibile dimostrare che una
paratia in un terreno marnoso sovraconsolidato si attiva sempre in condizioni di spinta attiva con
piccole deformazioni del terreno.
Avendo calcolato preliminarmente la paratia con i parametri seguenti si ritiene in questa fase
progettuale di aver agito a vantaggio di sicurezza.
Paratia Berlinese
TIPO2
Dati di input paratia Dati input terreno
Htot= 9,5 m Altezza totale Paratia y= 2300 kg/m3
n= 4 Numero ancoraggi in verticale ϕ= 35 °
i1= 1 m Quote verticali dei tiranti ko= 0,375 Spinta a riposo
i2= 5 m qo= 1000 kg/m2
i3= 7 m
i4= 8,5 m
h0= 1 m
h1= 3 m
h2= 6 m
h3= 7,75 m
h4= 9 m
)()(2
1100
21
20 −− −+−= nnnn hhKqhhKN γ
50
N1= 4200 kg/m
N2= 12768,75 kg/m
N3= 11033,2 kg/m
N4= 9498,047 kg/m
Distanza tiranti
i1= 5,6 m → 23,52 t
i2= 2,4 m → 30,645 t
i3= 3,2 m → 35,30625 t
i4= 4 m → 37,99219 t
Paratia Berlinese
TIPO1
Dati di input paratia Dati input terreno
Htot= 9,5 m Altezza totale Paratia y= 2300 kg/m3
n= 4 Numero ancoraggi in verticale ϕ= 26 °
i1= 1 m Quote verticali dei tiranti ka= 0,45 Spinta a riposo
i2= 5 m qo= 4000 kg/m2
i3= 7 m c'= 100 Mpa
i4= 8,5 m
N1
N2
N3N4
i
h0
=i1
h1
h2
51
h0= 1 m
h1= 3 m
h2= 6 m
h3= 7,75 m
h4= 9 m
N1= 7740 kg/m
N2= 19372,5 kg/m
N3= 15602,34 kg/m
N4= 13085,16 kg/m
Distanza tiranti
i1= 5,6 m → 43,344 t
i2= 2,4 m → 46,494 t
i3= 3,2 m → 49,9275 t
i4= 4 m → 52,34063 t
)()(2
1100
21
20 −− −+−= nnnn hhKqhhKN γ
N1
N2
N3N4
i
h0
=i1
h1
h2
52
Verifica dei micropali De=177,8 s=10mm
DATI INERZIALI PROFILO : Tubi 177.8X11.0
Area 57.49 [cm²] A.Traz 57.49 [cm²]
(L collegamento 0 [mm])
Jx 2003 [cm^4] ix 5.90 [cm]
Wx 226 [cm³] Zx 305 [cm³]
Jy 2003 [cm^4] iy 5.90 [cm]
Wy 225 [cm³] Zy 305 [cm³]
Jt 3981 [cm^4]
Cw 0 [cm^6]
Curva di instabilità piano 1-2 (x-x) c
53
Curva di instabilità piano 1-3 (y-y) c
Tubo
D 178 [mm]
t 11 [mm]
Classificazione generale della sezione:
Compressione : 1
Flessione Mx : 1
Flessione My : 1
VERIFICA DI RESISTENZA
Sezione in classe 1
AreaEff 57.49 [cm²]
WxEff 305 [cm³]
WyEff 305 [cm³]
Aw 36.60 [cm²]
Combinazione critica 1
Ascissa 5.00 [m]
ND 0.00 [kN] ND/NR=0.00
Mx,D 0.00 [kNm] Mx,D/Mx,R=0.00
My,D -73.39 [kNm] My,D/My,R=0.74
Vy,D 0.00 [kN] Vy,D/Vy,R=0.00
SD/SR 0.74 VERIFICATA
VERIFICA DI INSTABILITA DA SFORZO NORMALE
L'asta risulta NON COMPRESSA.
VERIFICA DI INSTABILITA A PRESSO-FLESSIONE
Verifica condotta in accordo a EC3 UNI EN 1993-1-1:2005 paragrafo 6.3.3 e appendice A.
L'asta risulta NON COMPRESSA.
Verifica delle travi:
54
DATI INERZIALI PROFILO : 2HEB 2x220
Area 182.25 [cm²] A.Traz 64.39 [cm²]
(L collegamento 0 [mm])
Jx 16195 [cm^4] ix 9.43 [cm]
Wx 1472 [cm³] Zx 1656 [cm³]
Jy 27739 [cm^4] iy 12.34 [cm]
Wy 1261 [cm³] Zy 2005 [cm³]
Jt 11497 [cm^4]
Cw 554389 [cm^6]
Curva di instabilità piano 1-2 (x-x) b
Curva di instabilità piano 1-3 (y-y) b
55
Cassone
Bsup 440 [mm]
Binf 440 [mm]
Bint 220 [mm]
H 220 [mm]
tfsup 16 [mm]
tfinf 16 [mm]
tw 10 [mm]
Rest 18 [mm]
Rint 18 [mm]
Classificazione generale della sezione:
Compressione : 1
Flessione Mx : 1
Flessione My : 1
VERIFICA DI RESISTENZA
Sezione in classe 1
AreaEff 182.25 [cm²]
WxEff 1656 [cm³]
WyEff 2005 [cm³]
Combinazione critica 1
Ascissa 5.60 [m]
ND 0.00 [kN] ND/NR=0.00
Mx,D 292.35 [kNm] Mx,D/Mx,R=0.71
My,D -0.00 [kNm] My,D/My,R=0.00
SD/SR 0.71 VERIFICATA
VERIFICA DI INSTABILITA DA SFORZO NORMALE
L'asta risulta NON COMPRESSA.
56
VERIFICA DI INSTABILITA A PRESSO-FLESSIONE
Verifica condotta in accordo a EC3 UNI EN 1993-1-1:2005 paragrafo 6.3.3 e appendice A.
L'asta risulta NON COMPRESSA.
DATI INERZIALI PROFILO : 2HEB 2x180
Area 130.62 [cm²] A.Traz 68.09 [cm²]
(L collegamento 0 [mm])
Jx 7668 [cm^4] ix 7.66 [cm]
Wx 852 [cm³] Zx 964 [cm³]
Jy 13306 [cm^4] iy 10.09 [cm]
Wy 739 [cm³] Zy 1176 [cm³]
Jt 5546 [cm^4]
Cw 169830 [cm^6]
Curva di instabilità piano 1-2 (x-x) b
Curva di instabilità piano 1-3 (y-y) b
Cassone
Bsup 360 [mm]
Binf 360 [mm]
Bint 180 [mm]
H 180 [mm]
tfsup 14 [mm]
57
tfinf 14 [mm]
tw 9 [mm]
Rest 15 [mm]
Rint 15 [mm]
Classificazione generale della sezione:
Compressione : 1
Flessione Mx : 1
Flessione My : 1
VERIFICA DI RESISTENZA
Sezione in classe 1
AreaEff 130.62 [cm²]
WxEff 964 [cm³]
WyEff 1176 [cm³]
Aw 31.01 [cm²]
Combinazione critica 1
Ascissa 2.40 [m]
ND 0.00 [kN] ND/NR=0.00
Mx,D 136.87 [kNm] Mx,D/Mx,R=0.57
My,D -0.00 [kNm] My,D/My,R=0.00
Vy,D -336.85 [kN] Vy,D/Vy,R=0.75
SD/SR 0.75 VERIFICATA
VERIFICA DI INSTABILITA DA SFORZO NORMALE
L'asta risulta NON COMPRESSA.
VERIFICA DI INSTABILITA A PRESSO-FLESSIONE
Verifica condotta in accordo a EC3 UNI EN 1993-1-1:2005 paragrafo 6.3.3 e appendice A.
L'asta risulta NON COMPRESSA.
58
59
60
NUOVO PADIGLIONE SERVIZI INTERAZIENDALI C
Descrizione delle opere di fondazione
Il Padiglione C sorgerà in corrispondenza dell’area del crinale che scende rapidamente verso sud,
su cui è stata rilevata la presenza del riporto.
Tuttavia, grazie alla presenza dei piani seminterrati, la fondazione riesce comunque ad intestarsi
nella formazione inalterata, soprattutto a lato di monte, a ridosso del Tunnel di collegamento. Un
po’ diversa è la situazione a valle, dove sono stati registrati spessori di riporto anche importanti,
per cui non sempre la base dell’edificio intercetta lo strato compatto di flysh. Per evitare di
intestare la fondazione parte nella formazione alterata e parte in quella inaltrata, cosa che
potrebbe determinare l’insorgere di pericolosi cedimenti differenziali, dal momento che il
massimo spessore di terreno da superare è di circa 4m nella sezione più sfavorevole, si è scelto di
progettare comunque un’unica struttura di fondazione per tutto il Padiglione Servizi, scavare fino
alla formazione inalterata e raggiungere la quota di imposta della fondazione (laddove lo scavo sia
arrivato ad una quota minore) con un opportuno spessore di magrone.
Pertanto, la fondazione del Padiglione C è di tipo superficiale a platea da 160cm di spessore, in
modo da garantire una rigidezza elevata ed evitare pericolosi fenomeni di cedimento differenziale.
L’elevata portanza geotecnica è garantita dalla vasta impronta della struttura che consente una
diffusione del carico e una sua ottimale ridistrubuzione sul terreno di fondazione.
Per quanto riguarda il dimensionamento delle strutture di fondazione e la verifica di sicurezza del
complesso fondazione-terreno, le sollecitazioni sono state calcolate in accordo al §7.2.5 del DM
14.01.2008, adottando un secondo modello di calcolo ausiliario in cui è stato considerato un
fattore di struttura ridotto di 1,1 volte (per CD“B”) così da ottenere azioni amplificate di 1,1. Se tali
azioni fossero maggiori di quelle resistenti, tale scelta sarebbe dalla parte della sicurezza.
61
Modello geotecnico di sottosuolo impiegato
Il modello geotecnico di riferimento impiegato per la progettazione delle opere di fondazioni del
Padiglione Servizi Interaziendali C è sintetizzato dallo schema grafico di seguito riportato in cui è
indicata la successione stratigrafica, il regime delle pressioni interstiziali e le caratteristiche
meccaniche dei terreni per il volume significativo di terreno:
Differente è la situazione stratigrafica tra la zona a ridosso dell’esistente tunnel di collegamento
tra l’Anatomia Patologica e la Didattica e quella di valle. Infatti, a monte la formazione inalterata è
stata riscontratata tra 0.50 e 1.00 m dal piano campagna, mentre a valle è stato rilevato uno strato
di riporto di spessore variabile tra 4.70m e 6m, al di sotto del quale è presente lo strato alterato
“crostello. I valori caratteristiche dei parametri geotecnici relativi alla formazione inalterata
derivano da una stima cautelativa sulla base delle considerazioni riportate nel paragrafo relativo
alla caratterizzazione meccanica dei terreni. Si riscontra l’assenza della falda.
Calcolo della portanza
Il calcolo della portanza è stato eseguito utilizzando il metodo analitico di Meyerhof per le platee
62
di fondazione e le verifiche sono state impostate seguendo l’approccio2 - (A1 + M1 + R3), tenendo
conto dei seguenti coefficienti parziali per le resistenze di seguito riportate:
Essendo Qlim (calcolato con i coefficienti M1)=43.87kg/cm2 avremo:
63
2/07.19)3(3.2
87.43cmkg
RY
RRd
R
===
Come è possibile osservare, la portanza del terreno è piuttosto elevata, ma la realizzazione di una
platea rigida si rende necessaria al fine di evitare pericolosi fenomeni di cedimento differenziale
che altrimenti si potrebbero verificare a causa della possibile presenza di fratture nel sottosuolo.
Si riportano alcune schermate di output da cui è possibile valutare l’andamento delle tensioni nel
terreno. Per una più agevole lettura sono state scelte le tensioni considerate più gravose tra tutte
le combinazioni SLU e SLV:
In sezione:
In assonometria
Per ogni combinazione di carico statica e sismica è rispettata l’disuguaglianza Ed<Rd.
Ulteriori verifiche sui cedimenti o sulla portanza del terreno risultano superflue data la natura del
terreno presente.
64
Calcolo della fondazione
Si riportano le verifiche più rappresentative di tali elementi, ricordando che le sollecitazioni
considerate sono quelle derivanti dall’analisi come illustrata al paragrafo “Analisi dei modelli
strutturali agli elementi finiti”, in accordo con quanto richiesto al capitolo 7.2.5 delle NTC. Viene
inoltre garantito che i diversi elementi costituenti la fondazione rimangano in campo elastico.
Momenti Mxx della platea
Momenti Myy della platea
65
Si esegue la verifica, a vantaggio di sicurezza, considerando le massime sollecitazioni Mxx e Myy
Si riporta il dominio di rottura:
Si verifica inoltre che i materiali si mantengono in campo elastico:
66
La verifica risulta ampiamente soddisfatta in quanto le tensioni sul calcestruzzo e sull’acciaio
risultano inferiori alle tensioni di snervamento del materiale.
Ulteriori verifiche sulla fondazione in esame risultano superflue.
67
PARATIA A CORREDO DEL PADIGLIONE SERVIZI INTERAZIENDALI C
Descrizione delle opere
Si rende necessaria una paratia a protezione degli edifici esistenti adiacenti al Padiglione Servizi e
in particolare dell’Anatomia Patologica, degli edifici della Didattica e del Tunnel di collegamento
tra i due.
La Paratia dovrà sostenere il carico a monte dello scavo anche in esercizio trattandosi di un’opera
definitiva.Data la natura del terrreno verranno utilizzati micropali con quattro file di tiranti atti a
sostenere il terreno mediante trefoli che potranno essere monitorati e quindi “tirati” negli anni.
Tale paratia viene comunemente definita “Berlinese”.
Calcolo della paratia
Di seguito verrà mostrato il calcolo preliminare, che dovrà comunque essere oggetto di utleriore
approfondimento in fase esecutiva.
La spinta attiva tiene conto della coesione drenata c’ e vale:
KaKac
sen
senKa
VHa ''2
1
1
σσϕϕ
+−=
+−=
Per contro, il coefficiente di spinta a riposo in un terreno sovra consolidato vale:
'
))('1(0
ϕα
ϕ α
sen
dove
OCRsenK
≅
−=
OCR rappresenta il grado di sovraconsolidazione, ricavabile con prove di laboratorio in celle
triassiali, per cui il coefficiente di spinta a risposo può arrivare a valori elevati.
Mediante modellazioni matematiche di interazione suolo-struttura è possibile dimostrare che una
paratia in un terreno marnoso sovraconsolidato si attiva sempre in condizioni di spinta attiva con
piccole deformazioni del terreno.
Avendo calcolato preliminarmente la paratia con i parametri seguenti si ritiene in questa fase
progettuale di aver agito a vantaggio di sicurezza.
68
Paratia Berlinese
Dati di input paratia Dati input terreno
Htot= 9,5 m Altezza totale Paratia y= 2300 kg/m3
n= 4 Numero ancoraggi in verticale ϕ= 26 °
i1= 1 m Quote verticali dei tiranti ko= 0,45 Spinta a riposo
i2= 5 m qo= 4000 kg/m2
i3= 7 m c'= 100 Mpa
i4= 8,5 m
h0= 1 m
h1= 3 m
h2= 6 m
h3= 7,75 m
h4= 9 m
N1= 7740 kg/m
N2= 19372,5 kg/m
)()(2
1100
21
20 −− −+−= nnnn hhKqhhKN γ
N1
N2
N3N4
ih
0=
i1
h1
h2
69
N3= 15602,34 kg/m
N4= 13085,16 kg/m
Distanza tiranti
i1= 5,6 m → 43,344 t
i2= 2,4 m → 46,494 t
i3= 3,2 m → 49,9275 t
i4= 4 m → 52,34063 t
70
Verifica dei micropali De=177,8 s=10mm
DATI INERZIALI PROFILO : Tubi 177.8X11.0
Area 57.49 [cm²] A.Traz 57.49 [cm²]
(L collegamento 0 [mm])
Jx 2003 [cm^4] ix 5.90 [cm]
Wx 226 [cm³] Zx 305 [cm³]
Jy 2003 [cm^4] iy 5.90 [cm]
Wy 225 [cm³] Zy 305 [cm³]
Jt 3981 [cm^4]
71
Cw 0 [cm^6]
Curva di instabilità piano 1-2 (x-x) c
Curva di instabilità piano 1-3 (y-y) c
Tubo
D 178 [mm]
t 11 [mm]
Classificazione generale della sezione:
Compressione : 1
Flessione Mx : 1
Flessione My : 1
VERIFICA DI RESISTENZA
Sezione in classe 1
AreaEff 57.49 [cm²]
WxEff 305 [cm³]
WyEff 305 [cm³]
Aw 36.60 [cm²]
Combinazione critica 1
Ascissa 5.00 [m]
ND 0.00 [kN] ND/NR=0.00
Mx,D 0.00 [kNm] Mx,D/Mx,R=0.00
My,D -73.39 [kNm] My,D/My,R=0.74
Vy,D 0.00 [kN] Vy,D/Vy,R=0.00
SD/SR 0.74 VERIFICATA
VERIFICA DI INSTABILITA DA SFORZO NORMALE
L'asta risulta NON COMPRESSA.
VERIFICA DI INSTABILITA A PRESSO-FLESSIONE
72
Verifica condotta in accordo a EC3 UNI EN 1993-1-1:2005 paragrafo 6.3.3 e appendice A.
L'asta risulta NON COMPRESSA.
Verifica delle travi:
DATI INERZIALI PROFILO : 2HEB 2x220
Area 182.25 [cm²] A.Traz 64.39 [cm²]
(L collegamento 0 [mm])
Jx 16195 [cm^4] ix 9.43 [cm]
Wx 1472 [cm³] Zx 1656 [cm³]
Jy 27739 [cm^4] iy 12.34 [cm]
Wy 1261 [cm³] Zy 2005 [cm³]
Jt 11497 [cm^4]
73
Cw 554389 [cm^6]
Curva di instabilità piano 1-2 (x-x) b
Curva di instabilità piano 1-3 (y-y) b
Cassone
Bsup 440 [mm]
Binf 440 [mm]
Bint 220 [mm]
H 220 [mm]
tfsup 16 [mm]
tfinf 16 [mm]
tw 10 [mm]
Rest 18 [mm]
Rint 18 [mm]
Classificazione generale della sezione:
Compressione : 1
Flessione Mx : 1
Flessione My : 1
VERIFICA DI RESISTENZA
Sezione in classe 1
AreaEff 182.25 [cm²]
WxEff 1656 [cm³]
WyEff 2005 [cm³]
Combinazione critica 1
Ascissa 5.60 [m]
ND 0.00 [kN] ND/NR=0.00
74
Mx,D 292.35 [kNm] Mx,D/Mx,R=0.71
My,D -0.00 [kNm] My,D/My,R=0.00
SD/SR 0.71 VERIFICATA
VERIFICA DI INSTABILITA DA SFORZO NORMALE
L'asta risulta NON COMPRESSA.
VERIFICA DI INSTABILITA A PRESSO-FLESSIONE
Verifica condotta in accordo a EC3 UNI EN 1993-1-1:2005 paragrafo 6.3.3 e appendice A.
L'asta risulta NON COMPRESSA.
DATI INERZIALI PROFILO : 2HEB 2x180
Area 130.62 [cm²] A.Traz 68.09 [cm²]
(L collegamento 0 [mm])
Jx 7668 [cm^4] ix 7.66 [cm]
Wx 852 [cm³] Zx 964 [cm³]
Jy 13306 [cm^4] iy 10.09 [cm]
Wy 739 [cm³] Zy 1176 [cm³]
Jt 5546 [cm^4]
Cw 169830 [cm^6]
Curva di instabilità piano 1-2 (x-x) b
Curva di instabilità piano 1-3 (y-y) b
Cassone
75
Bsup 360 [mm]
Binf 360 [mm]
Bint 180 [mm]
H 180 [mm]
tfsup 14 [mm]
tfinf 14 [mm]
tw 9 [mm]
Rest 15 [mm]
Rint 15 [mm]
Classificazione generale della sezione:
Compressione : 1
Flessione Mx : 1
Flessione My : 1
VERIFICA DI RESISTENZA
Sezione in classe 1
AreaEff 130.62 [cm²]
WxEff 964 [cm³]
WyEff 1176 [cm³]
Aw 31.01 [cm²]
Combinazione critica 1
Ascissa 2.40 [m]
ND 0.00 [kN] ND/NR=0.00
Mx,D 136.87 [kNm] Mx,D/Mx,R=0.57
My,D -0.00 [kNm] My,D/My,R=0.00
Vy,D -336.85 [kN] Vy,D/Vy,R=0.75
SD/SR 0.75 VERIFICATA
76
VERIFICA DI INSTABILITA DA SFORZO NORMALE
L'asta risulta NON COMPRESSA.
VERIFICA DI INSTABILITA A PRESSO-FLESSIONE
Verifica condotta in accordo a EC3 UNI EN 1993-1-1:2005 paragrafo 6.3.3 e appendice A.
L'asta risulta NON COMPRESSA.
77
Verifica dei tiranti:
78
NUOVA TORRE DI COLLEGAMENTO:
Descrizione delle opere di fondazione
La fondazione della Nuova Torre di collegamento è costituita da un solettone in c.a. di spessore
160 cm su micropali. La scelta di una fondazione indiretta è giustificata dalla necessità di trasferire
il carico a strati di terreno più profondi, così da limitare al massimo l’influenza della nuova
fondazione su quelle esistenti. Il fatto di ricorrere ai micropali si rende necessario in quanto non è
possibile accedere all’area in questione con le normali attrezzature impiegate per i pali.
Si prevedono un totale di 263 micropali disposti prevalentemente nella zona relativa al nucleo
centrale dove le sollecitazioni trasmesse alla struttura sono maggiori. I micropali sono intestati in
un solettone in c.a. spesso 160cm che ha la funzione di ripartire quanto più uniformemente il
carico sui diversi micropali, oltre a quella di realizzare il solaio di base.
79
Modello geotecnico di sottosuolo impiegato
Il modello geotecnico di riferimento impiegato per la progettazione delle opere di fondazione della
Nuova Torre di Collegamento è sintetizzato dallo schema grafico di seguito riportato in cui è
indicata la successione stratigrafica, il regime delle pressioni interstiziali e le caratteristiche
meccaniche dei terreni per il volume significativo di terreno:
Il modello geotecnico impiegato è stato ricostruito dalle informazioni e dai sondaggi limitrofi in
quanto non è stato possibile eseguire assaggi a mano o con escavatore per verificare la presenza
della formazione flyscioide.
80
Calcolo della portanza
Il calcolo della portanza è stato eseguito utilizzando l’approccio empirico suggerito da Bustamante
e Doix, ripreso dal Mammino e dal Viggiani nei loro manuali (A.Mammino, “I micropali: tecniche di
progetto e di verifica” e C.Viggiani, “Fondazioni”) e che costituisce la base delle norme vigenti in
Francia ed è adottato anche in altri Paesi europei.
Le verifiche sono state impostate seguendo l’approccio2 - (A1 + M1 + R3), considerando a
vantaggio di statica un coefficiente R3 = 1.35 per la portata di base, R3 = 1.15 per la portata
laterale in compresione e ξ3=1.70.
Il valore della portanza di base e alla punta vanno ridotti dei coefficienti R3 e ξ3 per cui le
resistenze di progetto sono pari a:
kNR
RpuntaRd puntacalC 54.162
7.135.1
03.373,
33
,, =⋅
==ξ
kNR
RlateraleRd lateralecalC 06.1272
7.115.1
88.2486,
33
,, =⋅
==ξ
La resistenza di progetto complessiva è pari a: kNRd 6.1434= .
81
Si valuta ora la massima forza di compressione trasmessa ai micropali:
Azioni totali sotto il setto centrale:
Le azioni sulle fondazioni fanno riferimento ai carichi più gravosi:
Combinazione Rx [kN] Ry [kN] Rz [kN] Mx [kNm] My [kNm] Mz [kNm]
1 61.83 -90.24 106646.39 46484.46 -10430.29 36.56
2 3755.40 -88.00 106796.32 46062.55 106874.43 -9229.34
3 6211.95 -80.45 101193.33 41393.08 185310.89 -15412.99
4 6188.56 -50.15 67662.66 23801.57 188082.75 -15431.44
Verranno inseriti sotto il setto centrale un totale di 163micropali:
Ogni micropalo quindi (esclusa la platea di fondazione) riceverà un carico medio allo SLU di:
N=106700kN / 163 = 654kN
Azioni sotto il pilastro centrale:
Combinazione Rx [kN] Ry [kN] Rz [kN] Mx [kNm] My [kNm] Mz [kNm]
1 -60.79 90.41 9727.48 -164.55 -100.17 25.44
2 41.71 88.44 9577.55 -160.61 318.38 24.14
3 115.79 81.06 8870.15 -146.99 606.30 20.98
4 138.79 50.70 5675.22 -91.82 643.29 11.53
N=9727kN / 15 = 648kN
Azioni sotto il pilastro esterno più sollecitato:
N=6400kN / 8 = 800kN
Tutti i micropali inoltre ricevono il peso della platea da aggiungere al carico:
N=1.60m x 545m2 x 2500kg/m3 / 263 =8300kg a micropalo.
Il micropalo più caricato avrà quindi un carico massimo allo SLU di circa 880kN.
Per tener conto dell’interazione terreno-struttura, è stato modellato il complesso fondazione-
struttura, secondo le indicazioni riportate al §7.2.5 del DM 14.01.2008. In particolare, le
sollecitazioni derivano da un modello ausiliario in cui è stato considerato un fattore di struttura
82
ridotto di 1,1 volte (per CD“B”), così da ottenere azioni amplificate di 1,1. Se tali azioni fossero
maggiori di quelle resistenti, tale scelta sarebbe dalla parte della sicurezza.
Inviluppo agli SLU-SLV dello sforzo normale sui pali
Si verifica che la disuguaglianza Ed<Rd è rispettata.
Ulteriori verifiche sui cedimenti o sulla portanza del terreno risultano superflue data la natura del
terreno presente.
83
Calcolo della fondazione
Si riportano le sollecitazioni a cui è soggetto il micropalo:
Inviluppo agli SLU-SLV del momento Mx
Inviluppo agli SLU-SLV del momento My
84
Inviluppo agli SLU-SLV del taglio Vx
Inviluppo agli SLU-SLV del taglio Vy
85
Si riportano le verifiche del micropalo a livello strutturale:
86
RAMPA DI ACCESSO AL PIAZZALE DI SISTEMAZIONE MERCI:
Descrizione delle opere di fondazione
La fondazione della rampa di accesso al piazzale sistemazione merci sarà costituita da plinti in c.a.
su micropali intestati nella formazione. Si prevedono 5 micropali al di sotto di ciascun setto, su
plinti collegati tra loro di dimensioni in pianta 200x500 cmq e altezza 70cm, con lo lo scopo di
ripartire quanto più uniformemente il carico sui diversi micropali.
La scelta di realizzare una fondazione profonda è legata alla stratigrafia del terreno in quanto nei
primi metri è presente uno strato di riporto su cui non è possibile intestare una fondazione
superficiale. In questo modo, inoltre, si riduce la spinta che grava sulla paratia immediatamente
posta a valle derivante dal peso della rampa, in quanto il carico della stessa viene distribuito in
profondità grazie all’inserimento dei micropali.
87
Modello geotecnico di sottosuolo impiegato
Il modello geotecnico di riferimento impiegato per la progettazione delle opere di fondazione della
Nuova Torre di Collegamento è sintetizzato dallo schema grafico di seguito riportato in cui è
indicata la successione stratigrafica, il regime delle pressioni interstiziali e le caratteristiche
meccaniche dei terreni per il volume significativo di terreno:
Il modello geotecnico impiegato è stato ricostruito dalle informazioni e dai sondaggi limitrofi e
dalle informazioni derivanti dal progetto originario relativo alle fondazioni dell’Anatomia
Patologica.
88
Calcolo della portanza
Il calcolo della portanza è stato eseguito utilizzando l’approccio empirico suggerito da Bustamante
e Doix, ripreso dal Mammino e dal Viggiani nei loro manuali (A.Mammino, “I micropali: tecniche di
progetto e di verifica” e C.Viggiani, “Fondazioni”) e che costituisce la base delle norme vigenti in
Francia ed è adottato anche in altri Paesi europei.
Le verifiche sono state impostate seguendo l’approccio2 - (A1 + M1 + R3), considerando a
vantaggio di statica un coefficiente R3 = 1.35 per la portata di base, R3 = 1.15 per la portata
laterale in compresione e ξ3=1.70.
Il valore della portanza di base e alla punta vanno ridotti dei coefficienti R3 e ξ3 per cui le
resistenze di progetto sono pari a:
kNR
RpuntaRd
puntacalC 66.887.135.1
47.203,
33
,, =⋅
==ξ
kNR
RlateraleRd lateralecalC 85.693
7.115.1
48.1356,
33
,, =⋅
==ξ
La resistenza di progetto complessiva è pari a: kNRd 51.782= .
89
Per tener conto dell’interazione terreno-struttura, è stato modellato il complesso fondazione-
struttura, secondo le indicazioni riportate al §7.2.5 del DM 14.01.2008. In particolare, le
sollecitazioni derivano da un modello ausiliario in cui è stato considerato un fattore di struttura
ridotto di 1,1 volte (per CD“B”), così da ottenere azioni amplificate di 1,1. Se tali azioni fossero
maggiori di quelle resistenti, tale scelta sarebbe dalla parte della sicurezza.
Inviluppo agli SLU-SLV dello sforzo normale sui pali
Si verifica che la disuguaglianza Ed<Rd è rispettata.
Ulteriori verifiche sui cedimenti o sulla portanza del terreno risultano superflue data la natura del
terreno presente.
90
Calcolo della fondazione
Si riportano le sollecitazioni a cui è soggetto il micropalo:
Inviluppo agli SLU-SLV del momento Mx
Inviluppo agli SLU-SLV del momento My
91
Inviluppo agli SLU-SLV del taglio Vx
Inviluppo agli SLU-SLV del taglio Vy
92
Si riportano le verifiche del micropalo a livello strutturale:
93
Verifiche geotecniche e in fondazione delle strutturre esistenti
PIASTRA
Descrizione delle fondazioni esistenti e degli interventi
La fondazione esistente è di tipo superficiale a plinti isolati di dimensioni in pianta e altezza
variabili, aventi tutti l’estradosso a quota 248.07. Gli elementi risultano adeguati rispetto ai carichi
agenti per cui gli interventi sono stati limitati alle zone in cui si registra un incremento di carico che
determina la necessità di realizzare un allargamento dell’elemento portante. In particolare, si
prevede di allargare i plinti esistenti dei pilastri che sostengono la copertura della chiostrina
centrale in quanto sono oggetto di sopraelevazione.
Verifica della portanza
Verrà utilizzato l’approccio2:
- (A1 + M1 + R3)
tenendo conto dei seguenti coefficienti parziali per le resistenze:
Capacità portante dei plinti utilizzando l’approccio 2:
94
Per il plinto 300x300, essendo Qlim (calcolato con i coefficienti M1)=26.30kg/cm2 avremo:
243.11)3(3.2
30.26kgcm
RY
RRd
R
===
Per il plinto 270x270, essendo Qlim (calcolato con i coefficienti M1)=26.52kg/cm2 avremo:
253.11)3(3.2
52.26kgcm
RY
RRd
R
===
Per il plinto 350x350, essendo Qlim (calcolato con i coefficienti M1)=26.04kg/cm2 avremo:
232.11)3(3.2
04.26kgcm
RY
RRd
R
===
Per il plinto 190x190, essendo Qlim (calcolato con i coefficienti M1)=27.57kg/cm2 avremo:
299.11)3(3.2
57.27kgcm
RY
RRd
R
===
Diagramma di inviluppo pressioni sul terreno SLV e SLU (Ed):
95
Come si evince dall’inviluppo delle pressioni sul terreno per ogni combinazione di carico statica e
sismica è rispettata l’eguaglianza Ed<Rd.
La verifica a scorrimento dei plinti risulta superflua date le ottime caratteristiche geotecniche del
terreno ed appurato che tutti i plinti sono intestati per l’intera altezza sulla formazione. Di seguito
verrà mostrato un calcolo globale e a vantaggio di statica non verrà considerato il terreno ai lati
dei plinti (spinta passiva).
Il taglio sismico alla base:
Comb Fx(kN) Fy(kN) Fz(kN)
3 794.58 -1549.78 98819.29
4 765.65 374.64 98678.16
5 795.95 -497.39 98794.45
6 767.02 1427.04 98653.33
7 433.25 -3522.51 98864.73
8 27.37 -3482.69 98758.82
9 277.76 -2922.06 98831.13
10 -128.11 -2882.24 98725.17
11 -558.33 -1417.03 98466.17
12 -587.27 507.39 98325.06
13 -556.96 -364.64 98441.33
14 -585.89 1559.78 98300.20
15 336.80 2892.24 98394.30
16 -69.07 2932.06 98288.36
96
17 181.31 3492.69 98360.67
18 -224.56 3532.51 98254.74
Il taglio sismico più gravoso risulta essere Fy=3492kN con Ntot=98360kN.
RdkNFyEd
kNY
TresRd
kNTres
mA
NAcTres
c
R
tot
<<==
===
=+×=
=+=
+=
3492
588901.1
64780
6478024tan9836032380
323
'tan'
'tan''
2
ϕϕστ
Ulteriori verifiche geotecniche risultano superflue data la natura del terreno presente.
Verifica del plinto
Si considera il plinto esistente 300 x 300 che ha un’armatura come da immagine allegata:
97
Modalità di verifica
Il progetto e la verifica dei plinti in C.A. viene effettuato considerando come azioni agenti:
• Lo sforzo normale agente sul plinto.
• I momenti (come da figura) agenti sul plinto e dedotti dal calcolo.
• I momenti di trasporto T*h (dove T è il taglio ed h l’altezza del plinto)
Con tali sollecitazioni vengono calcolate le pressioni sul terreno (considerato come non reagente a trazione) e da queste calcolate le azioni di progetto per il dimensionamento delle armature.
Premesso che la verifica viene sempre condotta nella sezione del colletto a filo pilastro, indicando con α l'angolo compreso tra la base del plinto e la congiungente lo spigolo di detta base con l'attacco del pilastro, possono presentarsi i seguenti casi:
• L'angolo α è maggiore di trenta (> 30') gradi nel qual caso il plinto è considerato tozzo. La forza di trazione F con la quale viene dimensionata l’armatura di base vale:
dove:
R risultante delle pressioni del terreno
B base del Plinto
b larghezza minima del pilastro sovrastante
HPlinto altezza totale del plinto
• L'angolo α è minore di trenta (< 30') gradi nel qual caso il plinto è considerato snello ed il calcolo è svolto in maniera consueta considerando, per i plinti svasati, sezioni equivalenti di dimensioni:
•
e per plinti cubici o a pozzetto:
98
dove:
Hpl altezza del plinto copr spessore del copriferro b larghezza del plinto alla base b1 larghezza del plinto al colletto
A favore di sicurezza si è in ogni caso considerata (ai fini delle verifiche) la pressione massima sul terreno come agente sull'intera sezione del plinto.
Sezioni Impiegate:
Sez. Num. Info Dimensioni Calcestruzzo fck
[kg/cm²] fcd
[kg/cm²] σRARE
[kg/cm²] σFREQ
[kg/cm²] σQP
[kg/cm²] Acciaio fyk [kg/cm²]
fyd [kg/cm²]
σyRARE [kg/cm²]
σyFREQ [kg/cm²]
σyQP [kg/cm²]
Copriferro [cm]
1 Plinto tozzo
B 300 [cm] H 300 [cm] Hp 90 [cm] Terreno numero 1
Rbk 300 249.0 141.1 149.4 249.0 112.0 B 450 C
4500.0 3913.0 3600.0 4500.0 4500.0 3.00
Verifiche dei plinti a bicchiere
• Percentuale dell'armatura di parete utilizzata per la verifica del tirante nella parete ortogonale 0 %
• La resistenza della biella compressa in calcestruzzo di parete è valutata come SR=0.4 d h fcd / ( 1 + λ2 )1/2
Verifiche Plinti:
Nodo Sez. Comb. Critica
Nc [kN]
M c,Base [kNm]
Vc,Base [kN]
sTer [kg/cm²]
Armature Beq. [cm]
Heq. [cm]
M d [kNm]
MRd [kNm]
Nd [kN]
NRsd [kN]
Vsd [kg/m]
Vrd [kg/m]
26 1 B 1 -3901.46 -32.65 -22.95 4.5 14f20 Tozzo 1664.28 1903.74 180.4 522.0
H 1 -3901.46 54.52 -9.60 4.5 14f20 Tozzo 1664.28 1903.74 180.4 522.0
Il plinto risulta verificato
Ulteriori verifiche risultano superflue.
99
CORPO BASSO CHIESA
Descrizione delle opere di fondazione
La fondazione esistente è di tipo superficiale a plinti isolati di dimensioni in pianta e altezza
variabili: solo gli elementi a ridosso della Torre sono collegati al solettone di fondazione della
stessa.
Dagli assaggi effettuati è stato verificato che i plinti sono intestati nella formazione e le verifiche
condotte hanno dimostrato l’idoneità degli elementi a sopportare i carichi di progetto. Non sono
necessarie opere di consolidamento in quanto gli interventi in elevazione previsti non
determinano incrementi di sollecitazione tali da giustificarne.
Si verifica che i plinti subiscono piccoli incrementi di tensione nella situazione post-intervento
rispetto a quella pre:
Sollecitazioni di esercizio plinti pre-intervento:
100
Sollecitazioni di esercizio plinti post-intervento:
Dalle schermate riportate si può notare che alcuni plinti, a seguito degli interventi effettuati,
subiscono degli incrementi di carico che determinano leggeri incrementi di sollecitazione del
terreno (di circa 0,2kg/cm2). Tuttavia, si dimostra facilemente dai calcoli di seguito riportati che tali
incrementi sono trascurabili per il tipo di terreno presente. Pertanto non si ritiene di dover agire in
fondazione con allargamenti.
101
Verifica della portanza
Il calcolo della portanza è stato eseguito utilizzando il metodo analitico di Brinch-Hansen per i
plinti e le verifiche sono state impostate seguendo l’approccio2 - (A1 + M1 + R3), tenendo conto
dei seguenti coefficienti parziali per le resistenze di seguito riportate:
Capacità portante di un plinto “tipo” 300x300 utilizzando l’approccio 2:
Essendo Qlim (calcolato con i coefficienti M1)=25.5kg/cm2 avremo:
209.11)3(3.2
5.25kgcm
RY
RRd
R
===
102
Diagramma di inviluppo pressioni sul terreno SLV e SLU (Ed):
Come si evince dall’inviluppo delle pressioni sul terreno per ogni combinazione di carico statica e
sismica è rispettata l’disuguaglianza Ed<Rd.
La verifica a scorrimento dei plinti risulta superflua date le ottime caratteristiche geotecniche del
terreno ed appurato che tutti i plinti sono intestati per l’intera altezza sulla formazione. Di seguito
verrà mostrato un calcolo globale e a vantaggio di statica non verrà considerato il terreno ai lati
dei plinti (spinta passiva).
Taglio sismico alla base:
COMB FX(KN) FY(KN) FZ(KN)
3 -2497.82 -1147.95 51990.63
4 -2743.08 373.79 51990.92
5 -2070.03 -1209.36 51872.12
6 -2315.29 312.38 51872.40
7 -368.45 -2718.89 51857.71
8 1075.48 -2468.22 51779.17
9 -257.94 -2604.25 51821.11
10 1185.99 -2353.58 51742.57
11 2315.29 -312.38 51728.83
12 2070.03 1209.36 51729.11
13 2743.08 -373.79 51610.31
14 2497.81 1147.95 51610.59
15 -1185.99 2353.58 51858.66
16 257.94 2604.25 51780.12
17 -1075.48 2468.22 51822.06
18 368.45 2718.89 51743.51
103
Il taglio sismico più gravoso risulta essere Fx=2743kN con Ntot=51610kN.
RdkNFyEd
kNY
TresRd
kNTres
mA
NAcTres
c
R
tot
<<==
===
=+×=
≅
+=+=
2743
401721.1
44190
4419024tan5161029780
297
'tan'
'tan''
2
ϕϕστ
Ulteriori verifiche sui singoli plinti risultano superflue.
Verifica del plinto
Il plinto esistente 180 x 180 ha un’armatura come da immagine allegata:
104
Verifiche plinti
Modalità di verifica
Il progetto e la verifica dei plinti in C.A. viene effettuato considerando come azioni agenti:
• Lo sforzo normale agente sul plinto.
• I momenti (come da figura) agenti sul plinto e dedotti dal calcolo.
• I momenti di trasporto T*h (dove T è il taglio ed h l’altezza del plinto)
Con tali sollecitazioni vengono calcolate le pressioni sul terreno (considerato come non reagente a trazione) e da queste calcolate le azioni di
progetto per il dimensionamento delle armature.
Premesso che la verifica viene sempre condotta nella sezione del colletto a filo pilastro, indicando con α l'angolo compreso tra la base del plinto e la
congiungente lo spigolo di detta base con l'attacco del pilastro, possono presentarsi i seguenti casi:
• L'angolo α è maggiore di trenta (> 30') gradi nel qual caso il plinto è considerato tozzo. La forza di trazione F con la quale viene
dimensionata l’armatura di base vale:
dove:
R
risultante delle pressioni del terreno
B
base del Plinto
b
larghezza minima del pilastro sovrastante
HPlinto
altezza totale del plinto
• L'angolo α è minore di trenta (< 30') gradi nel qual caso il plinto è considerato snello ed il calcolo è svolto in maniera consueta
considerando, per i plinti svasati, sezioni equivalenti di dimensioni:
•
105
e per plinti cubici o a pozzetto:
dove:
Hpl
altezza del plinto
copr
spessore del copriferro
b
larghezza del plinto alla base
b1
larghezza del plinto al colletto
A favore di sicurezza si è in ogni caso considerata (ai fini delle verifiche) la pressione massima sul terreno come agente sull'intera sezione del plinto.
Sezioni Impiegate:
Sez.
Num. Info Dimensioni Criterio Calcestruzzo
fck
[kg/cm²]
fcd
[kg/cm²]
σRARE
[kg/cm²]
σFREQ
[kg/cm²]
σQP
[kg/cm²] Acciaio
fyk
[kg/cm²]
fyd
[kg/cm²]
σyRARE
[kg/cm²]
σyFREQ
[kg/cm²]
σyQP
[kg/cm²]
Copriferro
[cm]
1 Plinto
tozzo
B 300 [cm] H
300 [cm] Hp
90 [cm]
Terreno
numero 1
Verplin Rbk 300 249.0 141.1 149.4 249.0 112.0 B 450
C 4500.0 3913.0 3600.0 4500.0 4500.0 3.00
Verifiche dei plinti a bicchiere
Percentuale dell'armatura di parete utilizzata per la verifica del tirante nella parete ortogonale 0 %
La resistenza della biella compressa in calcestruzzo di parete è valutata come SR=0.4 d h fcd / ( 1 + λ2 )
1/2
Sezioni Impiegate:
Sez.
Num. Info Dimensioni Criterio Calcestruzzo
fck
[kg/cm²]
fcd
[kg/cm²]
σRARE
[kg/cm²]
σFREQ
[kg/cm²]
σQP
[kg/cm²] Acciaio
fyk
[kg/cm²]
fyd
[kg/cm²]
σyRARE
[kg/cm²]
σyFREQ
[kg/cm²]
σyQP
[kg/cm²]
Copriferro
[cm]
1 Plinto
tozzo
B 180 [cm] H 180
[cm] Hp 50 [cm]
Terreno numero
1
Verplin Rbk 300 249.0 141.1 149.4 249.0 112.0 B 450
C 4500.0 3913.0 3600.0 4500.0 4500.0 3.00
Fattore di sovraresistenza γR,d=0.00
Fattore di sovraresistenza Bicchieri γR,d=0.00
Verifiche dei plinti a bicchiere
Percentuale dell'armatura di parete utilizzata per la verifica del tirante nella parete ortogonale 0 %
La resistenza della biella compressa in calcestruzzo di parete è valutata come SR=0.4 d h fcd / ( 1 + λ2 )
1/2
Verifiche Plinti:
Nodo Sez. Comb.
Critica
Nc
[kN]
Mc,Base
[kNm]
Vc,Base
[kN]
Ter
[kg/cm²] Armature
Beq.
[cm]
Heq.
[cm]
Md
[kNm]
MRd
[kNm]
Nd
[kN]
NRsd
[kN]
Vsd
[kg/m]
Vrd
[kg/m]
106
25 1 B 5 -967.61 -74.09 -20.78 5.2 620 Tozzo 513.61 1208.27 102.1 375.2
H 5 -967.61 139.90 -2.20 5.2 620 Tozzo 513.61 1208.27 102.1 375.2
Il plinto risulta verificato
Ulteriori verifiche risultano superflue.
107
CORPO BASSO ARRIVO VISITATORI
Descrizione delle opere di fondazione
La fondazione è di tipo superficiale a plinti isolati di dimensioni in pianta e altezza variabili e travi
rovesce in corrispondenza dei setti in elevazione.
Dagli assaggi effettuati è stato verificato che i plinti sono intestati nella formazione e le verifiche
condotte hanno dimostrato l’idoneità degli elementi a sopportare i carichi di progetto. Non sono
necessarie opere di consolidamento in quanto non si registrano incrementi di carico dopo gli
interventi di adeguamento.
Verifica della portanza
Il calcolo della portanza è stato eseguito utilizzando il metodo analitico di Brinch-Hansen per i
plinti e le verifiche sono state impostate seguendo l’approccio2 - (A1 + M1 + R3), tenendo conto
dei seguenti coefficienti parziali per le resistenze di seguito riportate:
108
Capacità portante di un plinto “tipo” 270x270 utilizzando l’approccio 2:
Essendo Qlim (calcolato con i coefficienti M1)=23.2kg/cm2 avremo:
208.10)3(3.2
2.23kgcm
RY
RRd
R
===
109
Diagramma di inviluppo pressioni sul terreno SLV e SLU (Ed):
Come si evince dall’inviluppo delle pressioni sul terreno per ogni combinazione di carico statica e
sismica è rispettata l’disuguaglianza Ed<Rd.
La verifica a scorrimento dei plinti risulta superflua date le ottime caratteristiche geotecniche del
terreno ed appurato che tutti i plinti sono intestati per l’intera altezza sulla formazione. Di seguito
verrà mostrato un calcolo globale e a vantaggio di statica non verrà considerato il terreno ai lati
dei plinti (spinta passiva).
Taglio sismico alla base:
Comb Fx(kN) Fy(kN) Fz(kN)
3 -13131.03 -5661.39 63633.05
4 -13455.41 1665.31 64164.34
5 -14304.34 -3004.63 64367.89
6 -14628.72 4322.07 64899.19
7 -3109.51 -12957.27 63050.93
8 5218.41 -12555.47 63337.30
9 -4137.14 -11866.87 64378.49
10 4190.79 -11465.07 64664.86
11 14628.71 -4322.08 64587.61
110
12 14304.34 3004.63 65118.91
13 13455.42 -1665.31 65322.44
14 13131.04 5661.39 65853.74
15 -4190.79 11465.07 64821.93
16 4137.14 11866.87 65108.31
17 -5218.41 12555.48 66149.49
18 3109.52 12957.27 66435.86
Il taglio sismico più gravoso risulta essere Fx=14628kN con Ntot=64587kN.
kNRdkNFyEd
kNY
TresRd
kNTres
mA
NAcTres
c
R
tot
4942714628
494271.1
54370
5437024tan6458736080
360
'tan'
'tan''
2
=<==
===
=+×=
≅
+=+=
ϕϕστ
Ulteriori verifiche sui singoli plinti risultano superflue.
Verifica del plinto
Il plinto esistente 180 x 180 ha un’armatura come da immagine allegata:
111
Modalità di verifica
Il progetto e la verifica dei plinti in C.A. viene effettuato considerando come azioni agenti:
• Lo sforzo normale agente sul plinto.
• I momenti (come da figura) agenti sul plinto e dedotti dal calcolo.
• I momenti di trasporto T*h (dove T è il taglio ed h l’altezza del plinto)
Con tali sollecitazioni vengono calcolate le pressioni sul terreno (considerato come non reagente a trazione) e da queste calcolate le azioni di
progetto per il dimensionamento delle armature.
Premesso che la verifica viene sempre condotta nella sezione del colletto a filo pilastro, indicando con α l'angolo compreso tra la base del plinto e la
congiungente lo spigolo di detta base con l'attacco del pilastro, possono presentarsi i seguenti casi:
• L'angolo α è maggiore di trenta (> 30') gradi nel qual caso il plinto è considerato tozzo. La forza di trazione F con la quale viene
dimensionata l’armatura di base vale:
dove:
R
risultante delle pressioni del terreno
B
base del Plinto
b
larghezza minima del pilastro sovrastante
HPlinto
altezza totale del plinto
• L'angolo α è minore di trenta (< 30') gradi nel qual caso il plinto è considerato snello ed il calcolo è svolto in maniera consueta
considerando, per i plinti svasati, sezioni equivalenti di dimensioni:
•
112
e per plinti cubici o a pozzetto:
dove:
Hpl
altezza del plinto
copr
spessore del copriferro
b
larghezza del plinto alla base
b1
larghezza del plinto al colletto
A favore di sicurezza si è in ogni caso considerata (ai fini delle verifiche) la pressione massima sul terreno come agente sull'intera sezione del plinto.
Sezioni Impiegate:
Sez.
Num. Info Dimensioni Criterio Calcestruzzo
fck
[kg/cm²]
fcd
[kg/cm²]
σRARE
[kg/cm²]
σFREQ
[kg/cm²]
σQP
[kg/cm²] Acciaio
fyk
[kg/cm²]
fyd
[kg/cm²]
σyRARE
[kg/cm²]
σyFREQ
[kg/cm²]
σyQP
[kg/cm²]
Copriferro
[cm]
3 Plinto
tozzo
B 270 [cm] H 270
[cm] Hp 75 [cm]
Terreno numero
1
Verplin Rbk 300 249.0 141.1 149.4 249.0 112.0 B 450
C 4500.0 3913.0 3600.0 4500.0 4500.0 3.00
Percentuale dell'armatura di parete utilizzata per la verifica del tirante nella parete ortogonale 0 %
La resistenza della biella compressa in calcestruzzo di parete è valutata come SR=0.4 d h fcd / ( 1 + λ2 )
Verifiche Plinti:
Nodo Sez. Comb.
Critica
Nc
[kN]
Mc,Base
[kNm]
Vc,Base
[kN]
sTer
[kg/cm²] Armature
Beq.
[cm]
Heq.
[cm]
Md
[kNm]
MRd
[kNm]
Nd
[kN]
NRsd
[kN]
Vsd
[kg/m]
Vrd
[kg/m]
36 3 B 1 -2573.18 28.50 7.12 3.7 12f18 Tozzo 993.00 1335.90 123.9 403.2
H 1 -2573.18 -20.05 16.00 3.7 12f18 Tozzo 993.00 1335.90 123.9 403.2
Il plinto risulta verificato
Ulteriori verifiche risultano superflue.
113
CORPO BASSO SALA CONFERENZE
Descrizione delle opere di fondazione
La fondazione esistente è di tipo superficiale a plinti isolati di dimensioni in pianta e altezza
variabili: solo gli elementi a ridosso della Torre sono collegati al solettone di fondazione della
stessa.
Dagli assaggi effettuati è stato verificato che i plinti sono intestati nella formazione e le verifiche
condotte hanno dimostrato l’idoneità degli elementi a sopportare i carichi di progetto. Si
prevedono interventi in fondazione laddove si registrano incrementi di sollecitazione significativi.
Si verifica che i plinti subiscono in generale piccoli incrementi di tensione nella situazione post-
intervento rispetto a quella pre, ad eccezione di due elementi:
Sollecitazioni di esercizio plinti pre-intervento:
114
Sollecitazioni di esercizio plinti post-intervento:
Dalle schermate riportate si può notare che alcuni plinti, a seguito degli interventi effettuati,
subiscono degli incrementi di carico che determinano incrementi di sollecitazione del terreno.
In particolare i plinti di dimensioni maggiori a seguito dell’intervento subiscono degli incrementi di
carico di circa 0,2-0,3 kg/cm2, che si dimostra facilemente dai calcoli di seguito riportati che sono
trascurabili per il tipo di terreno presente.
I plinti dei pilastri 118 e 119, invece, necessitano di interventi di allargamento, come indicato
nellaschermata relativa alla situazione post-intervento.
115
Per quanto riguarda i cedimenti non si ritiene che questo modesto incremento di carico possa
indurre cedimenti differenziali, soprattutto perché tutti i plinti sono intestati nella formazione.
Verifica della portanza
Il calcolo della portanza è stato eseguito utilizzando il metodo analitico di Brinch-Hansen per i
plinti e le verifiche sono state impostate seguendo l’approccio2 - (A1 + M1 + R3), tenendo conto
dei seguenti coefficienti parziali per le resistenze di seguito riportate:
Capacità portante di un plinto “tipo” 300x300 utilizzando l’approccio 2:
Essendo Qlim (calcolato con i coefficienti M1)=26.3kg/cm2 avremo:
243.11)3(3.2
3.26kgcm
RY
RRd
R
===
116
Diagramma di inviluppo pressioni sul terreno SLV e SLU (Ed):
Come si evince dall’inviluppo delle pressioni sul terreno per ogni combinazione di carico statica e
sismica è rispettata l’disuguaglianza Ed<Rd.
La verifica a scorrimento dei plinti risulta superflua date le ottime caratteristiche geotecniche del
terreno ed appurato che tutti i plinti sono intestati per l’intera altezza sulla formazione. Di seguito
verrà mostrato un calcolo globale e a vantaggio di statica non verrà considerato il terreno ai lati
dei plinti (spinta passiva).
Taglio sismico alla base:
Totali
Fx Fy Fz Comb
[kN] [kN] [kN]
3 -4205.18 -1337.89 55658.15
4 -3975.06 1065.52 55472.61
5 -6529.32 -956.25 56116.41
6 -6299.20 1447.15 55930.87
7 -1818.03 -3984.78 55999.84
8 1333.28 -4017.56 55973.35
9 -2100.34 -3993.78 56145.80
10 1050.97 -4026.56 56119.30
11 6299.20 -1447.15 55569.83
117
12 6529.32 956.25 55384.30
13 3975.06 -1065.52 56028.09
14 4205.18 1337.89 55842.55
15 -1050.97 4026.56 55381.38 -154.55
16 2100.34 3993.78 55354.89 115.35
17 -1333.28 4017.56 55527.35 68.19
18 1818.03 3984.78 55500.85 338.08
Il taglio sismico più gravoso risulta essere Fx=6529kN con Ntot=56116kN.
kNRdkNFyEd
kNY
TresRd
kNTres
mA
NAcTres
c
R
tot
409006500
409001.1
45000
4500024tan5611629080
290
'tan'
'tan''
2
=<<==
===
=+×=
≅
+=+=
ϕϕστ
Ulteriori verifiche sui singoli plinti risultano superflue.
Verifica del plinto
Il plinto esistente 300 x 300 ha un’armatura come da immagine allegata:
118
Modalità di verifica
Il progetto e la verifica dei plinti in C.A. viene effettuato considerando come azioni agenti:
• Lo sforzo normale agente sul plinto.
• I momenti (come da figura) agenti sul plinto e dedotti dal calcolo.
• I momenti di trasporto T*h (dove T è il taglio ed h l’altezza del plinto)
Con tali sollecitazioni vengono calcolate le pressioni sul terreno (considerato come non reagente a trazione) e da queste calcolate le azioni di
progetto per il dimensionamento delle armature.
Premesso che la verifica viene sempre condotta nella sezione del colletto a filo pilastro, indicando con α l'angolo compreso tra la base del plinto e la
congiungente lo spigolo di detta base con l'attacco del pilastro, possono presentarsi i seguenti casi:
• L'angolo α è maggiore di trenta (> 30') gradi nel qual caso il plinto è considerato tozzo. La forza di trazione F con la quale viene
dimensionata l’armatura di base vale:
dove:
R
risultante delle pressioni del terreno
B
base del Plinto
b
larghezza minima del pilastro sovrastante
HPlinto
altezza totale del plinto
• L'angolo α è minore di trenta (< 30') gradi nel qual caso il plinto è considerato snello ed il calcolo è svolto in maniera consueta
considerando, per i plinti svasati, sezioni equivalenti di dimensioni:
•
119
e per plinti cubici o a pozzetto:
dove:
Hpl
altezza del plinto
copr
spessore del copriferro
b
larghezza del plinto alla base
b1
larghezza del plinto al colletto
A favore di sicurezza si è in ogni caso considerata (ai fini delle verifiche) la pressione massima sul terreno come agente sull'intera sezione del plinto.
Sezioni Impiegate:
Sezioni Impiegate:
Sez.
Num. Info Dimensioni Criterio Calcestruzzo
fck
[kg/cm²]
fcd
[kg/cm²]
σRARE
[kg/cm²]
σFREQ
[kg/cm²]
σQP
[kg/cm²] Acciaio
fyk
[kg/cm²]
fyd
[kg/cm²]
σyRARE
[kg/cm²]
σyFREQ
[kg/cm²]
σyQP
[kg/cm²]
Copriferro
[cm]
2 Plinto
tozzo
B 300 [cm] H 300
[cm] Hp 100
[cm] Terreno
numero 1
Verplin Rbk 300 249.0 141.1 149.4 249.0 112.0 B 450
C 4500.0 3913.0 3600.0 4500.0 4500.0 3.00
Fattore di sovraresistenza γR,d=0.00
Fattore di sovraresistenza Bicchieri γR,d=0.00
Verifiche dei plinti a bicchiere
Percentuale dell'armatura di parete utilizzata per la verifica del tirante nella parete ortogonale 0 %
La resistenza della biella compressa in calcestruzzo di parete è valutata come SR=0.4 d h fcd / ( 1 + λ2 )
1/2
Verifiche Plinti:
Nodo Sez. Comb.
Critica
Nc
[kN]
Mc,Base
[kNm]
Vc,Base
[kN]
sTer
[kg/cm²] Armature
Beq.
[cm]
Heq.
[cm]
Md
[kNm]
MRd
[kNm]
Nd
[kN]
NRsd
[kN]
Vsd
[kg/m]
Vrd
[kg/m]
26 2 B 1 -3554.88 -48.45 12.10 4.1 14f20 Tozzo 1422.27 2170.87 145.1 543.2
H 1 -3554.88 -29.24 -10.32 4.1 14f20 Tozzo 1422.27 2170.87 145.1 543.2
Il plinto risulta verificato
Ulteriori verifiche risultano superflue.
120
TORRE MEDICA E CHIRURGICA
Descrizione delle opere di fondazione
La fondazione è di tipo superficiale a platea nervata con travi alte 210cm che collegano nelle due
direzioni principali i pilastri, zone in cui lo spessore del solettone è di 120cm (in corrispondenza dei
nuclei ascensori) e aree in cui la platea è alta 60cm (nelle aree in cui non si hanno trasferimenti
diretti del carico).
Le verifiche condotte hanno mostrato l’idoneità delle fondazioni presenti, per le quali è stato
anche accertato che si intestano sulla formazione fliscioide.
Schema assonometrico della fondazione:
121
Inviluppo sollecitazioni SLU + SLV sul terreno sotto le nervature:
Inviluppo sollecitazioni SLU + SLV sul terreno sotto la fondazione (platea+nervature):
Verifica della portanza
Il calcolo della portanza è stato eseguito utilizzando i metodi analitici di Meyerhof per le travi
rovesce e di Brinch-Hansen per i plinti; le verifiche sono state impostate seguendo l’approccio2 -
(A1 + M1 + R3), tenendo conto dei seguenti coefficienti parziali per le resistenze di seguito
riportate:
122
Capacità portante trave di fondazione:
Essendo Qlim (calcolato con i coefficienti M1)=29.2kg/cm2 avremo:
270.12)3(3.2
2.29kgcm
RY
RRd
R
===
123
Capacità portante di un plinto “tipo” 270x270 utilizzando l’approccio 2:
Essendo Qlim (calcolato con i coefficienti M1)=23.2kg/cm2 avremo:
208.10)3(3.2
2.23kgcm
RY
RRd
R
===
Come si evince dall’inviluppo delle pressioni sul terreno per ogni combinazione di carico statica e
sismica è rispettata l’disuguaglianza Ed<Rd.
La verifica a scorrimento risulta superflua.
124
Verifica della trave di fondazione
Dai disegni originali:Tav73S
La trave oggetto di verifica è la n° 16-14-9-7-5-3:
Diagramma di inviluppo Momento Flettente da modello ad elementi finiti:
125
Diagramma Momento Resistente:
Diagramma Taglio Resistente:
Verifiche Travate :
Travata: 24 Travata 16-14-9-7-5-3:
Nodo x
[m]
Afe
[cm²]
Afi
[cm²]
qT
[kg/m]
Mrif
[kNm]
Mde
[kNm]
Mre
[kNm] x/d
Mdi
[kNm]
Mri
[kNm] x/d
σbe
[kg/cm²]
σbi
[kg/cm²]
σfe
[kg/cm²]
σfi
[kg/cm²]
w
mm
Trave di fondazione Sez. 1 Rett. 150x210 [cm]
459 0.05 9.15 33.27 105.44 713.36 0.02 -584.61 -2521.89 0.03
SLE Rare 38.83 0.00 0.0 1.2 85.6 8.1
SLE Freq. 37.36 0.00 0.0 1.2 82.3 7.8 OK
Camp. 1.77 22.81 58.72 0.00 2118.74 0.05 -3180.97 -6872.33 0.10
SLE Rare 0.00 -634.87 8.7 0.0 117.5 361.4
SLE Freq. 0.00 -605.60 8.3 0.0 112.0 344.7 OK
471 3.50 22.81 165.03 0.00 1782.52 0.03 -4881.60 -14036.52 0.18
SLE Rare 0.00 -3213.11 31.9 0.0 441.0 888.8
SLE Freq. 0.00 -3071.63 30.4 0.0 421.6 849.7 OK
Trave di fondazione Sez. 1 Rett. 150x210 [cm]
471 0.90 22.81 188.12 479.57 1827.66 0.03 -2859.72 -13868.75 0.18
SLE Rare 0.00 -1741.90 17.4 0.0 240.5 487.7
SLE Freq. 0.00 -1693.59 16.9 0.0 233.8 474.2 OK
Camp. 2.08 22.81 94.06 1503.84 4301.19 0.06 -1949.67 -8877.50 0.17
SLE Rare 302.44 0.00 0.0 4.6 275.9 60.3
SLE Freq. 278.69 0.00 0.0 4.3 254.3 55.5 OK
484 3.25 25.56 96.46 1404.91 3108.78 0.04 -510.05 -7951.38 0.12
SLE Rare 175.36 0.00 0.0 2.8 221.2 35.4
SLE Freq. 164.97 0.00 0.0 2.7 208.0 33.3 OK
126
Trave di fondazione Sez. 1 Rett. 150x210 [cm]
484 0.75 36.29 22.81 2202.68 2807.18 0.07 -18.45 -4263.41 0.05
SLE Rare 647.14 0.00 0.0 12.5 904.8 157.7
SLE Freq. 606.85 0.00 0.0 11.7 848.5 147.9 OK
Camp. 3.00 85.26 22.81 2883.86 6431.38 0.09 0.00 -2415.05 0.03
SLE Rare 1673.01 0.00 0.0 22.5 1017.9 300.9
SLE Freq. 1598.93 0.00 0.0 21.5 972.9 287.6 OK
523 5.25 36.17 151.61 224.93 2810.30 0.03 -3494.88 -11852.64 0.13
SLE Rare 0.00 -2587.80 26.6 0.0 363.9 850.5
SLE Freq. 0.00 -2443.57 25.1 0.0 343.6 803.1 OK
Trave di fondazione Sez. 1 Rett. 150x210 [cm]
523 1.05 41.78 128.99 516.66 3324.96 0.04 -2991.21 -11669.31 0.14
SLE Rare 0.00 -2220.58 23.2 0.0 318.1 741.2
SLE Freq. 0.00 -2111.11 22.1 0.0 302.5 704.7 OK
Camp. 4.11 161.26 22.81 3550.41 11531.17 0.13 0.00 -1771.29 0.03
SLE Rare 2619.76 0.00 0.0 27.5 885.1 377.6
SLE Freq. 2485.16 0.00 0.0 26.1 839.6 358.2 OK
560 7.17 41.78 151.61 496.25 3238.14 0.04 -3325.20 -12909.66 0.15
SLE Rare 0.00 -2468.36 24.5 0.0 336.1 744.2
SLE Freq. 0.00 -2336.02 23.2 0.0 318.1 704.3 OK
Trave di fondazione Sez. 1 Rett. 150x210 [cm]
560 1.00 31.86 151.61 225.29 3736.69 0.04 -3644.85 -12123.67 0.19
SLE Rare 0.00 -2707.92 28.5 0.0 391.2 869.0
SLE Freq. 0.00 -2570.82 27.0 0.0 371.4 825.0 OK
Camp. 4.18 173.57 22.81 3702.18 12348.27 0.14 0.00 -1771.69 0.03
SLE Rare 2749.84 0.00 0.0 28.2 866.8 387.8
SLE Freq. 2608.58 0.00 0.0 26.7 822.3 367.8 OK
564 7.37 31.86 169.24 379.51 2694.42 0.03 -3200.78 -13274.10 0.17
SLE Rare 0.00 -2399.77 24.1 0.0 331.8 702.8
SLE Freq. 0.00 -2273.00 22.8 0.0 314.3 665.7 OK
Trave di fondazione Sez. 1 Rett. 150x210 [cm]
564 0.75 36.95 171.18 611.03 3942.31 0.04 -3118.77 -12428.46 0.18
SLE Rare 0.00 -2331.58 23.7 0.0 324.5 730.3
SLE Freq. 0.00 -2219.72 22.5 0.0 309.0 695.3 OK
Camp. 3.13 107.57 22.81 2942.43 8034.00 0.08 0.00 -1766.69 0.03
SLE Rare 2122.42 0.00 0.0 25.5 1032.3 345.0
SLE Freq. 2009.83 0.00 0.0 24.2 977.5 326.7 OK
127
568 5.50 58.40 49.35 2168.74 5594.46 0.06 -459.34 -4040.91 0.05
SLE Rare 48.62 0.00 0.0 0.7 34.0 9.1
SLE Freq. 52.94 0.00 0.0 0.7 37.1 9.9 OK
Da
[m]
A
[m]
Dx
[m]
VEd
[kN]
VRd,c
[kN]
VRcd
[kN]
VRd
[kN]
TEd
[kNm]
TRcd
[kNm]
TRsd
[kNm]
Staffe
Trave di fondazione 459 471 Sez. 1 Rett. 150x210 [cm]
0.06 3.99 3.93 2950.14 874.18 11421.59 3343.82 161.54 5812.91 46550.50 ø 14
6br.
20.0'
Trave di fondazione 471 484 Sez. 1 Rett. 150x210 [cm]
0.92 2.98 2.06 2115.39 874.18 11421.59 3343.82 324.69 5812.91 46550.50 ø 14
6br.
20.0'
Trave di fondazione 484 523 Sez. 1 Rett. 150x210 [cm]
0.76 5.05 4.30 3894.54 874.18 11421.59 4458.42 147.02 5812.91 46550.50 ø 14
8br.
20.0'
Trave di fondazione 523 560 Sez. 1 Rett. 150x210 [cm]
1.29 7.02 5.73 4180.42 874.18 11421.59 4458.42 422.66 5812.91 46550.50 ø 14
8br.
20.0'
Trave di fondazione 560 564 Sez. 1 Rett. 150x210 [cm]
1.19 7.36 6.17 4463.03 874.18 11421.59 5944.57 206.88 5812.91 62067.33 ø 14
8br.
20.0'
128
Trave di fondazione 564 568 Sez. 1 Rett. 150x210 [cm]
0.75 5.50 4.75 3652.41 874.18 11421.59 4458.42 170.37 5812.91 46550.50 ø 14
8br.
20.0'
Le armature sulle fondazioni delle Torri risultano ridondanti. Tutte le verifiche sulle fondazioni
risultano ampiamente soddisfatte.
129
FABBRICATO RISONANZA MAGNETICA
Descrizione delle opere di fondazione
La fondazione è di tipo superficiale a travi rovesce, poste al di sotto delle pareti in c.a. che
costituiscono la struttura portante del fabbricato.
Le verifiche condotte hanno dimostrato l’idoneità degli elementi a sopportare i carichi di progetto:
non sono necessarie opere di consolidamento in quanto gli interventi in elevazione previsti non
determinano incrementi di sollecitazione tali da giustificarne.
In particolare si riscontra che a seguito dell’intervento in elevazione si registra un picco di
incremento sulle attuali fondazioni di:
Δσ = 14000kg / (70cm x 600cm)= 0.33kg/cmq
Si dimostra facilemente dai calcoli di seguito riportati che tale incremento è trascurabile per il tipo
di terreno presente, per cui non sono necessari allargamenti o interventi in fondazione.
Verifica della portanza
Il calcolo della portanza è stato eseguito utilizzando il metodo analitico di Meyerhof per le travi
rovesce; le verifiche sono state impostate seguendo l’approccio2 - (A1 + M1 + R3), tenendo conto
dei seguenti coefficienti parziali per le resistenze di seguito riportate:
130
Capacità portante di una trave di fondazione:
Essendo Qlim (calcolato con i coefficienti M1)=23.18kg/cm2 avremo:
200.10)3(3.2
18.23kgcm
RY
RRd
R
===
131
Diagramma di inviluppo pressioni sul terreno SLV e SLU (Ed):
Come si evince dall’inviluppo delle pressioni sul terreno per ogni combinazione di carico statica e
sismica è rispettata l’disuguaglianza Ed<Rd.
La verifica a scorrimento risulta superflua.
Verifica dela trave di fondazione
Si ritiene che per il corpo in esame la verifica sulle travi di fondazione, visti i carichi in gioco e le
sollecitazioni derivanti da tali carichi, risulta superflua.
132
FABBRICATO CORPO D’ACCESSO AL PRONTO SOCCORSO
Descrizione delle opere di fondazione
Le fondazioni sono di tipo diretto, costituite da plinti e travi rovesce in parte collegati tramite muri
controterra e in parte isolati, di dimensioni in pianta e altezza variabili ed estradosso a quota
variabile. Con l’intervento di adeguamento sismico alcuni plinti verranno collegati alle nuove travi
di fondazione e altri plinti saranno invece allargati.
Sollecitazione sul terreno post-intervento: Inviluppo di tutte le combinazioni SLU-SLV:
133
Verifica della portanza
Il calcolo della portanza è stato eseguito utilizzando il metodo analitico di Meyerhof per le travi
rovesce; le verifiche sono state impostate seguendo l’approccio2 - (A1 + M1 + R3), tenendo conto
dei seguenti coefficienti parziali per le resistenze di seguito riportate:
Capacità portante trave di fondazione:
Essendo Qlim (calcolato con i coefficienti M1)=21.4kg/cm2 avremo:
134
230.9)3(3.2
4.21kgcm
RY
RRd
R
===
Portanza di un plinto “tipo”:
Capacità portante di un plinto “tipo” 270x270 utilizzando l’approccio 2:
Essendo Qlim (calcolato con i coefficienti M1)=23.2kg/cm2 avremo:
208.10)3(3.2
2.23kgcm
RY
RRd
R
===
Come si evince dall’inviluppo delle pressioni sul terreno per ogni combinazione di carico statica e
sismica è rispettata l’disuguaglianza Ed<Rd.
La verifica a scorrimento dei plinti risulta superflua date le ottime caratteristiche geotecniche del
terreno ed appurato che tutti i plinti sono intestati per l’intera altezza sulla formazione. Di seguito
verrà mostrato un calcolo globale e a vantaggio di statica non verrà considerato il terreno ai lati
dei plinti (spinta passiva).
135
Taglio sismico alla base:
Totali
Fx Fy Fz
[kN] [kN] [kN]
-7620.17 -2547.44 39208.40
-8385.77 2106.22 39913.89
-7589.43 -2680.43 39024.99
-8355.03 1973.24 39730.46
-376.80 -7621.15 38517.01
4415.76 -7448.88 38787.55
-1863.76 -8063.34 38701.54
2928.80 -7891.07 38972.06
8355.03 -1973.24 40110.17
7589.43 2680.43 40815.65
8385.77 -2106.22 39926.73
7620.17 2547.44 40632.23
-2928.80 7891.07 40868.57
1863.76 8063.33 41139.12
-4415.77 7448.88 41053.10
376.79 7621.15 41323.63
Il taglio sismico più gravoso risulta essere Fx=8385kN con Ntot=39900kN.
kNRdkNFxEd
kNY
TresRd
kNTres
mA
NAcTres
c
R
tot
332608385
332601.1
36590
3659024tan3990026080
260
'tan'
'tan''
2
=<<==
===
=+×=≅
+=+=
ϕϕστ
136
Verifica del plinto
Il plinto esistente 250 x 250 ha un’armatura come da immagine allegata:
Verifiche plinti
Modalità di verifica
137
Il progetto e la verifica dei plinti in C.A. viene effettuato considerando come azioni agenti:
• Lo sforzo normale agente sul plinto.
• I momenti (come da figura) agenti sul plinto e dedotti dal calcolo.
• I momenti di trasporto T*h (dove T è il taglio ed h l’altezza del plinto)
Con tali sollecitazioni vengono calcolate le pressioni sul terreno (considerato come non reagente a trazione) e da queste calcolate le azioni di
progetto per il dimensionamento delle armature.
Premesso che la verifica viene sempre condotta nella sezione del colletto a filo pilastro, indicando con α l'angolo compreso tra la base del plinto e la
congiungente lo spigolo di detta base con l'attacco del pilastro, possono presentarsi i seguenti casi:
• L'angolo α è maggiore di trenta (> 30') gradi nel qual caso il plinto è considerato tozzo. La forza di trazione F con la quale viene
dimensionata l’armatura di base vale:
dove:
R
risultante delle pressioni del terreno
B
base del Plinto
b
larghezza minima del pilastro sovrastante
HPlinto
altezza totale del plinto
• L'angolo α è minore di trenta (< 30') gradi nel qual caso il plinto è considerato snello ed il calcolo è svolto in maniera consueta
considerando, per i plinti svasati, sezioni equivalenti di dimensioni:
•
e per plinti cubici o a pozzetto:
138
dove:
Hpl
altezza del plinto
copr
spessore del copriferro
b
larghezza del plinto alla base
b1
larghezza del plinto al colletto
A favore di sicurezza si è in ogni caso considerata (ai fini delle verifiche) la pressione massima sul terreno come agente sull'intera sezione del plinto.
Sezioni Impiegate:
Sez.
Num. Info Dimensioni Criterio Calcestruzzo
fck
[kg/cm²]
fcd
[kg/cm²]
σRARE
[kg/cm²]
σFREQ
[kg/cm²]
σQP
[kg/cm²] Acciaio
fyk
[kg/cm²]
fyd
[kg/cm²]
σyRARE
[kg/cm²]
σyFREQ
[kg/cm²]
σyQP
[kg/cm²]
Copriferro
[cm]
4 Plinto
tozzo
B 250 [cm] H
250 [cm] Hp
70 [cm]
Terreno
numero 1
Verplin Rbk 300 249.0 141.1 149.4 249.0 112.0 B 450
C 4500.0 3913.0 3600.0 4500.0 4500.0 3.00
Percentuale dell'armatura di parete utilizzata per la verifica del tirante nella parete ortogonale 0 %
La resistenza della biella compressa in calcestruzzo di parete è valutata come SR=0.4 d h fcd / ( 1 + λ2 )
1/2
Verifiche Plinti:
Nodo Sez. Comb.
Critica
Nc
[kN]
Mc,Base
[kNm]
Vc,Base
[kN]
sTer
[kg/cm²] Armature
Beq.
[cm]
Heq.
[cm]
Md
[kNm]
MRd
[kNm]
Nd
[kN]
NRsd
[kN]
Vsd
[kg/m]
Vrd
[kg/m]
77 4 B 1 -1577.91 6.98 4.43 2.6 12f12 Tozzo 590.58 609.26 65.5 375.2
H 1 -1577.91 -19.09 8.64 2.6 12f12 Tozzo 590.58 609.26 65.5 375.2
Il plinto risulta verificato
Ulteriori verifiche risultano superflue.
139
SERVOMEZZI
Descrizione delle opere di fondazione
La fondazione è di tipo superficiale a plinti isolati e travi rovesce poste in corrispondenza delle
travi parete.
Le verifiche condotte hanno mostrato l’idoneità delle sezioni dei plinti e delle travi rovesce anche
dopo l’inserimento dei nuovi setti e del collegamento tra la struttura della Strada Coperta e la
struttura del Servomezzi.
Sollecitazione sul terreno post-intervento: Inviluppo di tutte le combinazioni SLU-SLV:
140
Verifica della portanza
Il calcolo della portanza è stato eseguito utilizzando il metodo analitico di Brinch-Hansen per i
plinti; le verifiche sono state impostate seguendo l’approccio2 - (A1 + M1 + R3), tenendo conto dei
seguenti coefficienti parziali per le resistenze di seguito riportate:
Capacità portante di due plinti “tipo”:
Essendo Qlim (calcolato con i coefficienti M1_plinto 260x260)=24.45kg/cm2 avremo:
263.10)3(3.2
45.24kgcm
RY
RRd
R
===
Essendo Qlim (calcolato con i coefficienti M1_plinto 190x190)=23.92kg/cm2 avremo:
240.10)3(3.2
45.24kgcm
RY
RRd
R
===
141
Come si evince dall’inviluppo delle pressioni sul terreno per ogni combinazione di carico statica e
sismica è rispettata l’disuguaglianza Ed<Rd.
La verifica a scorrimento dei plinti risulta superflua date le ottime caratteristiche geotecniche del
terreno ed appurato che tutti i plinti sono intestati per l’intera altezza sulla formazione. Di seguito
verrà mostrato un calcolo globale e a vantaggio di statica non verrà considerato il terreno ai lati
dei plinti (spinta passiva).
Taglio sismico alla base:
Totali
Fx Fy Fz Mz Comb
[kN] [kN] [kN] [kNm]
3 -19505.26 -282.23 89254.10 2.78
4 -19595.63 1040.13 89230.70 4.23
5 -19523.70 -237.93 89229.70 2.93
6 -19614.07 1084.43 89206.27 4.39
7 -5703.51 -2100.82 89354.75 -4.07
8 6032.29 -2341.48 89407.06 -8.52
9 -5731.06 -2066.39 89305.68 -3.99
10 6004.74 -2307.05 89357.97 -8.44
11 19614.07 -1084.43 89428.43 -12.05
12 19523.70 237.93 89405.04 -10.60
13 19595.63 -1040.13 89404.02 -11.90
14 19505.25 282.23 89380.62 -10.45
15 -6004.74 2307.05 89276.74 0.77
16 5731.06 2066.39 89329.04 -3.68
17 -6032.29 2341.48 89227.67 0.85
18 5703.51 2100.82 89279.96 -3.59
Il taglio sismico più gravoso risulta essere Fx=19505kN con Ntot=89254kN.
kNRdkNFyEd
kNY
TresRd
kNTres
mA
NAcTres
c
R
tot
5536019500
553601.1
60900
6090024tan8925432080
320
'tan'
'tan''
2
=<<==
===
=+×=≅
+=+=
ϕϕστ
142
Verifica del plinto
Il plinto esistente 260 x 260 ha un’armatura come da immagine allegata:
Verifiche plinti
Modalità di verifica
Il progetto e la verifica dei plinti in C.A. viene effettuato considerando come azioni agenti:
• Lo sforzo normale agente sul plinto.
• I momenti (come da figura) agenti sul plinto e dedotti dal calcolo.
143
• I momenti di trasporto T*h (dove T è il taglio ed h l’altezza del plinto)
Con tali sollecitazioni vengono calcolate le pressioni sul terreno (considerato come non reagente a trazione) e da queste calcolate le azioni di
progetto per il dimensionamento delle armature.
Premesso che la verifica viene sempre condotta nella sezione del colletto a filo pilastro, indicando con α l'angolo compreso tra la base del plinto e la
congiungente lo spigolo di detta base con l'attacco del pilastro, possono presentarsi i seguenti casi:
• L'angolo α è maggiore di trenta (> 30') gradi nel qual caso il plinto è considerato tozzo. La forza di trazione F con la quale viene
dimensionata l’armatura di base vale:
dove:
R
risultante delle pressioni del terreno
B
base del Plinto
b
larghezza minima del pilastro sovrastante
HPlinto
altezza totale del plinto
• L'angolo α è minore di trenta (< 30') gradi nel qual caso il plinto è considerato snello ed il calcolo è svolto in maniera consueta
considerando, per i plinti svasati, sezioni equivalenti di dimensioni:
•
e per plinti cubici o a pozzetto:
dove:
Hpl
144
altezza del plinto
copr
spessore del copriferro
b
larghezza del plinto alla base
b1
larghezza del plinto al colletto
A favore di sicurezza si è in ogni caso considerata (ai fini delle verifiche) la pressione massima sul terreno come agente sull'intera sezione del plinto.
Sezioni Impiegate:
Sez.
Num. Info Dimensioni Criterio Calcestruzzo
fck
[kg/cm²]
fcd
[kg/cm²]
σRARE
[kg/cm²]
σFREQ
[kg/cm²]
σQP
[kg/cm²] Acciaio
fyk
[kg/cm²]
fyd
[kg/cm²]
σyRARE
[kg/cm²]
σyFREQ
[kg/cm²]
σyQP
[kg/cm²]
Copriferro
[cm]
1
Plinto
tozzo
260x260
B 260 [cm] H
260 [cm] Hp
60 [cm]
Terreno
numero 1
Verplin Rbk 300 249.0 141.1 149.4 249.0 112.0 B 450
C 4500.0 3913.0 3600.0 4500.0 4500.0 3.00
Percentuale dell'armatura di parete utilizzata per la verifica del tirante nella parete ortogonale 0 %
La resistenza della biella compressa in calcestruzzo di parete è valutata come SR=0.4 d h fcd / ( 1 + λ2 )
1/2
Verifiche Plinti:
Nodo Sez. Comb.
Critica
Nc
[kN]
Mc,Base
[kNm]
Vc,Base
[kN]
sTer
[kg/cm²] Armature
Beq.
[cm]
Heq.
[cm]
Md
[kNm]
MRd
[kNm]
Nd
[kN]
NRsd
[kN]
Vsd
[kg/m]
Vrd
[kg/m]
65 1 B 2 -1204.71 120.19 3.64 2.3 16f20 Tozzo 543.87 1987.81 79.6 328.8
H 2 -1204.71 38.62 4.98 2.3 16f20 Tozzo 679.84 1657.24 79.6 328.8
Il plinto risulta verificato
Ulteriori verifiche risultano superflue.