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RELAZIONE GEOTECNICA E SULLE FONDAZIONI Pag. 1 di 28

Sommario

1 FONDAZIONI ...................................................................................................................... 2

1.1.1 Descrizione del sistema fondazionale ................................................................... 2

1.1.2 Caratteristiche geologiche e geotecniche del sito .................................................. 2

1.1.3 Piano delle indagini ............................................................................................... 4

1.2 Definizione dei valori caratteristici dei parametri geotecnici ........................................ 4

1.3 Classificazione sismica ................................................................................................. 5

1.4 verifica della sicurezza e delle prestazioni .................................................................... 5

1.5 Combinazioni di calcolo ................................................................................................ 6

1.5.1 Combinazioni allo SLU (geo) in assenza di sisma. ............................................... 6

1.5.2 Combinazioni allo SLU (str) in assenza di sisma. ................................................. 7

1.5.3 Combinazioni allo SLU (geo) in presenza di sisma. ............................................. 7

1.5.4 Combinazioni allo SLU (str) in presenza di sisma. ............................................... 7

1.6 Calcolo del carico limite condizioni statiche ................................................................ 8

1.6.1 Calcolo del carico limite e verifiche APPROCCIO 1 - comb. 2: A2+ M2+R2 .... 9

1.6.2 Calcolo del carico limite e verifiche APPROCCIO 1 - comb. 1: A1+ M1+R3 .. 12

1.7 Calcolo del carico limite condizioni dinamiche .......................................................... 15

1.7.1 Calcolo del carico limite e verifiche APPROCCIO 1 - comb. 2: A2+ M2+R2

(sisma) 15

1.8 Verifiche allo SLE ....................................................................................................... 19

1.9 Verifica interazione fondazioni adiacenti .................................................................... 19

1.10 Verifiche strutturali della fondazione: ......................................................................... 25

1.10.1 Output risultati: sollecitazioni (schemi riepilogativi) e verifiche TRAVI ........... 25

1.10.2 Output risultati: verifiche SOLETTA DI COLLEGAMENTO ........................... 27


1 FONDAZIONI

1.1.1 Descrizione del sistema fondazionale

Le fondazioni, date le caratteristiche geotecniche del terreno descritte nel seguito del presente

capitolo ed in considerazione dei modesti carichi indotti dalla struttura in elevazione, sono state

previste del tipo superficiale realizzate tramite graticcio di travi di dimensioni 40x40cm.Il

collegamento tra i due graticci avviene tramite soletta di spessore 15cm che forma anche il

piano di appoggio del pavimento interno. Si ritiene opportuno porre in evidenza che

attualemente esistono già modeste strutture murarie che formano i box commerciali esistenti e

che pertanto l’incremento dei carichi in fondazione risulta modesto ed ininfluente per le

fondazioni dell’edificio principale.Il piano di posa è posto a quota -0.70m dall’attuale piano

campagna (piano di calpestio interno del mercato)

Nel calcolo, eseguito tramite elaboratore elettronico, il terreno è schematizzato con appoggi

elastici (molle) la cui rigidezza, funzione della deformabilità del terreno, è rappresentata dal

coefficiente di sottofondo o costante di Winkler; per k si è assunto il valore di Ks=1.00kg/cm3.

Il dimensionamento delle strutture di fondazione e la verifica del complesso fondazione-

terreno sono stati eseguiti considerando anche le combinazioni sismiche ed assumendo

come azioni in fondazione quelle trasferite dagli elementi soprastanti amplificate di un

fattore γRd = 1.1.

1.1.2 Caratteristiche geologiche e geotecniche del sito

Le caratteristiche geologiche e geotecniche del sito sono state definite dal Dott. Roberto Seri

nella apposita relazione geologica di cui si riporta di seguito una sintesi.


“La località di Primavalle, ed in particolare il sito oggetto del nostro studio, si sviluppa su

depositi di natura piroclastica, principalmente legati all’attività vulcanica dei vulcani Sabatini

durante il Pleistocene Medio (Tufi stratificati varicolori di Sacrofano). La successione è

composta da un’alternanza di depositi piroclastici lapillosi e cineritici in strati contenenti

scorie e litici lavici di dimensione centimetriche da ricaduta, intercalati a livelli vulcanoclastici

rimaneggiati, orizzonti pedogenizzati e dopositi limnopalustri. I sopra citati materiali, data la

loro genesi, creano delle bancate che si depositano sul topografia preesistente con continuità

areale molto estesa; nello specifico i depositi tufacei nell’area in questione sono stati deposti

sopra alla litofacies sabbiosa della formazione di Ponte Galeria (PGL3c) che presenta una

sedimentazione di ambiente transizionale, di natura sabbiosa, deposta durante il Pleistoene

medio-inferiore. L’area di studio si trova ad una quota di circa 90 m.s.l.m., ed è collocata in

una zona senza grandi escursioni morfologiche, se non quelle legate ai fattori erosivi indotti dai

fossi e paleo fossi presenti nella zona e all’alto strutturale di Monte Mario, presenta

complessivamente una lieve pendenza verso sud est, per cui è possibile assegnarle la categoria

topografica T1.- substrato sedimentario plio-pleistocenico (zona occidentale della città)

A seguito delle prove penetrometriche DPSH il geologo ha definito i seguenti orizzonti

geotecnici:

da p.c. a – 0.60 mt. Terreno di riporto non significativo dal punto di vista geotecnico

da -0.60 mt. a -3.60 tufi terrosi densi Φ=32° C = 0 t/mq γ = 2.06 t/mc

da -3.60 tufi compatti e/o cementati Φ=38° C = 0 t/mq γ = 2.24 t/mc


1.1.3 Piano delle indagini

L’opera attribuibile alla classe d’uso III, rientra nei progetti a controllo obbligatorio. Inoltre,

dato che il il manufatto è ubicato nell’XIV Municipio di Roma avente sismicità 3A, è stato

possibile definire le indagini di tipo geologico e geotecnico minime da eseguire in base ai

seguenti criteri;

Sono state quindi eseguite le seguenti prove:

n.2 prove penetrometriche superpesanti DPSH

n.1 prova geofisica MASW

n.1 misura di rumore sismico HVSR

1.2 Definizione dei valori caratteristici dei parametri geotecnici

La successione litostratigrafica dell’area in esame ed il suo modello geologico sono stati definiti

in base alle prove eseguite i cui risultati sono riportati nella relazione geologica.

Dalle prove eseguite su tali terreni è possibile attribuire i seguenti parametri fisico-meccanici di

riferimento:

da p.c. a – 0.60 mt. Terreno di riporto non significativo dal punto di vista geotecnico

da -0.60 mt. a -3.60 tufi terrosi densi Φ=32° C = 0 t/mq γ = 2.06 t/mc

da -3.60 tufi compatti e/o cementati Φ=38° C = 0 t/mq γ = 2.24 t/mc

Nel dimensionamento del sistema terreno – struttura si sono adottati i valori dei parametri meccanici

dei terreni più cautelativi riportati nell’allegato alla relazione geologica (correlazione Meyerhof

(1956)):


Q.tA piano di imposta fondazioni:

tufi terrosi moderatamente addensati Φ=22° C = 0 t/mq γ = 1.66 t/mc γ’ = 1.91 t/mc

1.3 Classificazione sismica

In riferimento ai dati a disposizione ed in base alla Tabella 3.2.II – Categorie di sottosuolo delle

NTC08 i terreni indagati possono essere classificati come categoria “B”. Considerata

l’orografia dell’area si è assunto un coefficiente di categoria topografica T1: Superficie

pianeggiante, pendii e rilievi isolati con inclinazione media i < 15°.

1.4 verifica della sicurezza e delle prestazioni

Le verifiche della fondazione devono essere condotte sia nei confronti degli stati limite ultimi

che nei confronti degli stati limite di esercizio.

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.

Gli stati limite considerati sono:

SLU di tipo geotecnico

Le verifiche sono state condotte nei confronti del collasso per carico limite dell’insieme

fondazione-terreno secondo l’approccio 1:

Approccio 1

Combinazione 1 (A1+M1+R1)


SLU di tipo strutturale

Le verifiche sono state condotte nei confronti del raggiungimento della resistenza negli elementi

strutturali secondo i due approcci seguenti:

Approccio 1




In tutte le verifiche si deve tener conto dei coefficienti parziali riportati nelle tabelle 6.2.I e

6.2.II per le azioni ed i parametri geotecnici e nella tabelle 6.8.I per le resistenze globali.

Tabella 6.2.I – Coefficienti parziali per le azioni o per l’effetto delle azioni

Carichi Effetto Coefficiente Parziale γγγγF

EQU (A1) STR (A2) GEO

Permanenti Favorevole

γG1 0.9 1.0 1.0

Sfavorevole 1.1 1.3 1.0

Permanenti non strutturali Favorevole

γG2 0.0 0.0 0.0


Variabili Favorevole

γQi 0.0 0.0 0.0


Tabella 6.2.II – Coefficienti parziali per i parametri geotecnici del terreno

parametro Grandezza alla quale applicare il coefficiente

Coefficiente parziale γγγγM

M1 M2

Tangente angolo attrito tan φ’k γφ 1.0 1.25

Coesione efficace c’k γ c 1.0 1.25

Resistenza non drenata cuk γcu 1.0 1.4 Peso unità di volume γ γγ 1.0 1.0

Tab. 6.2.II – Coefficienti parziali γR per le verifiche agli stati limite ultimi di fondazioni

superficiali

verifica Coefficiente parziale (R1)

Coefficiente parziale (R2)

Coefficiente parziale (R3)

Capacità portante γR=1 γR=1.8 γR=2.3 Scorrimento γR=1 γR=1.1 γR=1.1

Per gli stati limite di esercizio bisogna verificare la compatibilità dei valori degli spostamenti e

delle distorsioni prodotte dalle azioni di calcolo con i requisiti prestazionali della struttura in

elevazione.

1.5 Combinazioni di calcolo

1.5.1 Combinazioni allo SLU (geo) in assenza di sisma.

COMBINAZIONE (A) (M) (R)

PERMANENTI ACCIDENTALI GEOTECNICA RESISTENZA

1 Approccio 1

(A2+M2+R2) 1 1.3 1.25-1.4 1.8

2 Approccio 2

(A1+M1+R3) 1.3 1.5 1 2.3


1.5.2 Combinazioni allo SLU (str) in assenza di sisma.



3 Approccio 1

(A2+M2) 1 1.3 1.25-1.4 1

4 Approccio 2

(A1+M1) 1.3 1.5 1 1

1.5.3 Combinazioni allo SLU (geo) in presenza di sisma.



5 Approccio 1

(A2+M2+R2) 1 1 1.25-1.4 1.8

6 Approccio 2

(A1+M1+R3) 1 1 1 2.3

1.5.4 Combinazioni allo SLU (str) in presenza di sisma.



7 Approccio 2

(A1+M1) 1 1 1 1

8 Approccio 1

(A2+M2) 1 1 1.25-1.4 1


1.6 Calcolo del carico limite condizioni statiche

Il calcolo del carico limite sul terreno viene condotto tramite la formula completa di Brinch-

Hansen con i diversi fattori correttivi in essa previsti e ricorrendo, per i carichi eccentrici,

all’area equivalente:

σRd, terreno = 0.5⋅γ ⋅B⋅ Nγ ⋅sγ⋅iγ⋅bγ⋅gγ + c’ ⋅ Nc ⋅sc⋅ic⋅bc⋅gc + q⋅ Nq ⋅sq⋅iq⋅bq⋅gq

Nq Nγ Nc= coefficiente adimensionale di portata dipendente dall’angolo di attrito

sγ, sq, sc sono fattori di forma della fondazione

iγ, iq, ic sono fattori correttivi che tengono conto dell’inclinazione del carico

bγ, bq, bc sono fattori correttivi che tengono conto dell’inclinazione della base della fondazione

gγ, gq, gc sono fattori correttivi che tengono conto dell’inclinazione del piano campagna

γ= peso di volume del terreno

hi = altezza volume terreno

c = coesione

B = larghezza della fondazione



γφ =1.25 γγ= 1.0 γR=1.80

c’ 0 kg/cm2 γ = 1600 daN/cm3 φ’ = 22/1.25=17.6°

Azioni agenti a quota piano di appoggio fondazioni:

N = 236.34 (carico verticale fattorizzato per combinazione A2) (carico escluso platea e

pavimentazione)

Nagg p.p = (21.98mq dimensioni platea)x0.15x25= 82.45 kN

Nagg carico su platea = 21.98x2.70 (pavimentazione)+21.98x0.80+21.98x3.00x1.3=162.65kN

Ntot = 236.34+82.45+162.65 = 481.44 kN

M totX = 77.49 KNm

M toY = 21.20 KNm

Dimensioni fondazione 8.90x3.52m - d= approfondimento= 0.70m

Calcolo carico limite


TERRENOb1 = 0 ° inclinazione fondazione ATTENZIONE

b2 = 0 ° inclinazione piano campagna b1+b2 < 45°

g1 = 16,66 kN/mc peso specifico efficace

gsat = 19,10 kN/mc peso specifico saturo

g2 = 16,66 kN/mc valore di g nel terzo termine del qlim in funzione della posizione della falda se Zw<D o Zw>(D+B)

c 0,00 0,00 kN/mq coesione c'f 22 17,91 ° attrito interno terreno sottostante la fondazione f'

Zw = 10,00 m profondità falda

GEOMETRIA FONDAZIONE FONDAZIONE RIDOTTAB = 890 cm lato fondazione eb= 0,04 m ---> B'= 8,81 mL = 352 cm lunghezza fondazione el= 0,16 m ---> L'= 3,20 mH = 15 cm altezza suola fondazioneD = 70 cm profondità di posa

AZIONI Gkfond N Qk SCEGLI la combinazioneN = 481,44 kN 0,00 0,00 0,00Mb = 21,20 kNm 0,00 0,00 2 1,8Ml = 77,49 kNm 0,00 0,00Tb = 0,00 kN 0,00 0,00Tl = 0,00 kN 0,00 0,00Ht = 0,00 kN

CARICO LIMITE PRESSIONE MEDIA AGENTE FS R1 = 1,0qlim = 87,65 kN/mq q= 17,08 kN/mq 5,13 verificato R2 = 1,8

0,88 kg/cmq 0,17 kg/cmq R3 = 2,3FATTORE DI SICUREZZA ALLO SCORRIMENTO: Sd / Hd assente OK verificato

A1+M1+R1

A2+M2+R2

A1+M1+R3

COEFFICCIENTI FORMULA BRINCH-HANSEN

q = 11,66 kN/mq sovraccarico alla profondità DNq = 5,21Nc = 13,03 coefficienti di capacità portanteNg = 4,02sc = 2,10sq = 1,89 fattori di formasg = -0,10rb = 1,27 coefficienti per calcolare mirl = 1,73teta = 1,57 radmi = 1,27iq = 1,00ic = 1,00 fattori inclinazione caricoig = 1,00dq = 1,02dc = 1,03 fattori profondità piano d'appoggiodg = 1,00bq = 1bc = 1 fattori inclinazione base della fondazionebg = 1gq = 1gc = 1 fattori inclinazione piano di campagnagg = 1

La pressione limite risulta pari a σσσσR,d = qlim = 0.88 kg/cm2


La pressione massima risultante dal calcolo eseguito con elaboratore risulta pari a:

σE,d max = qmax = 0.26 kg/cm2 (combinazione A2 in assenza di sisma)

σE,d media = qmedia = 0.17 kg/cm2 (combinazione A2 in assenza di sisma)

σσσσE,d/σσσσR,d = 0.88/0.26 = 3.38 > R2 = 1.80 ⇒⇒⇒⇒ verificato



γφ =1.00 γγ= 1.0 γR=2.3

c’ 0 kg/cm2 γ = 1600 daN/cm3 φ’ = 22/1.00=22°


N = 304.12 (carico verticale fattorizzato per combinazione A1) (carico escluso platea e

pavimentazione)

Nagg p.p = (21.98mq dimensioni platea)x0.15x25x1.3= 107.15 kN

Nagg carico su platea = 1.3x21.98x2.70 (pavimentazione)+1.3x21.98x0.80+21.98x3.00x1.5=198.92kN

Ntot = 304.12+107.15+198.92 = 610.19 kN

M totX = 99.73 KNm

M toY = 26.57 KNm













CARICO LIMITE PRESSIONE MEDIA AGENTE FS R1 = 1,0qlim = 143,35 kN/mq q= 21,68 kN/mq 6,61 verificato R2 = 1,8

1,43 kg/cmq 0,22 kg/cmq R3 = 2,3FATTORE DI SICUREZZA ALLO SCORRIMENTO: Sd / Hd assente OK verificato

A1+M1+R1

A2+M2+R2

A1+M1+R3

COEFFICCIENTI FORMULA BRINCH-HANSEN


La pressione limite risulta pari a σσσσR,d = qlim = 1.43 kg/cm2



σE,d max = qmax = 0.33 kg/cm2 (combinazione A2 in assenza di sisma)

σE,d media = qmedia = 0.22 kg/cm2 (combinazione A2 in assenza di sisma)

σσσσE,d/σσσσR,d = 1.43/0.33 = 4.33 > R3= 2.3 ⇒⇒⇒⇒ verificato


1.7 Calcolo del carico limite condizioni dinamiche

Gli effetti inerziali sul terreno di posa delle fondazioni sono stati considerati attraverso

l’introduzione dei fattori correttivi proposti da Paolucci e Peker (1997).

I fattori correttivi sono pari a:

Dove:

amax/g = Ss St ag/g = 1.20x1.0x0.102 = 0.12⇒ βs = 0.24 (tab. 7.11.1)

Kh = βs amax/g = 0.24x0.12 = 0.028

Zc = 0.999 Zq = Zγ = (1-0.028/tg22)0.35 = 0.967

1.7.1 Calcolo del carico limite e verifiche APPROCCIO 1 - comb. 2: A2+ M2+R2 (sisma)

γφ =1.25 γγ= 1.0 γR=1.80

c’ 0 kg/cm2 γ = 1600 daN/cm3 φ’ = 22/1.25=17.6°



N = 220.96 (carico verticale fattorizzato per combinazione A2+sisma) (carico escluso platea e

pavimentazione)

Nagg p.p = (21.98mq dimensioni platea)x0.15x25= 82.45 kN

Nagg carico su platea = 21.98x2.70 (pavimentazione)+21.98x0.80+21.98x3.00x1.0=76.93kN

Ntot = 220.96+82.45+76.93 = 381 kN

M totX = 77.49 KNm

M toY = 21.20 KNm










Zw = 10,00 m profondità faldaag/g 0,10Ss 1,20St 1,00amax 0,122b 0,24

kh 0,0294Zc 0,9991 Zq=Zg 0,967


AZIONI Gkfond G+Q fat. SCEGLI la combinazioneN = 381,00 kN 0,00 0,00 0,00Mb = 1,37 kNm 0,00 0,00 2 1,8Ml = 123,38 kNm 0,00 0,00Tb = 4,54 kN 0,00 0,00Tl = 14,64 kN 0,00 0,00Ht = 15,33 kN

CARICO LIMITEqlim = 27,33 kN/mq

0,27 kg/cmq valore comprensivo del coeff. di sicurezza 1,8

A1+M1+R1

A2+M2+R2

A1+M1+R3

COEFFICIENTI FORMULA BRINCH-HANSEN


La pressione limite risulta pari a σσσσR,d = 0.27 kg/cm2



σE,d max = qmax = 0.26 kg/cm2 (combinazione A2 + sisma)

σE,d media = qmedia = 0.15 kg/cm2 (combinazione A2 + sisma)

σσσσE,d = 0.26 < σσσσR,d = 0.27 ⇒⇒⇒⇒ verificato


1.8 Verifiche allo SLE

1.9 Verifica interazione fondazioni adiacenti

Nel presente paragrafo si analizza l’interazione tra la nuova struttura e la fondazione

dell’edificio adiacente.

Si premette che attualmente, nell’area interessata dalla realizzazione del nuovo volume, sono

guà presenti box commerciali in disuso che verranno demoliti e ricostruiti. L’incremento di

carico, indotto dalla nuova realizzazione, risulta pertanto in parte compensato dalla demolizione

delle strutture esistenti.

Per la combinazione allo SLE rara si ottiene:

N = 231.40 (carico verticale fattorizzato per combinazione SLE rara)

Tale carico rappresenta il peso egli elementi di elevazione (compreso cordoli e muratura di

perimetro) escluso quello della platea e della pavimentazione. Il peso della platea, della

pavimentazione e del carico variabile del box non viene preso in conto ai fini delle

considerazioni sull’incremento di carico in quanto già attualmente presente.

M totX = 75.90 KNm

M toY = 19.64 KNm


Calcolo pressione media


b1 = 0 ° inclinazione fondazione ATTENZIONE









A1+M1+R1

A2+M2+R2

A1+M1+R3

Fondazione ridotta: 2.86x8.73m ⇒ σσσσE,d media = 231.40x100/(286x873) = 0.10 kg/cm2

L’interazione tra nuova fondazione e fondazione esistente viene studiata ipotizzando il terreno

come mezzo elastico e risolvendo il problema mediante l’uso dell’abaco di Westergaard (1938).

Il punto di controllo è fissato a -1.50 m dal piano nuova fondazione attuale (si è ipotizzata la

fondazione dell’edificio esistente a -2.20m).

Si ha: m= B/z = 3.52/1.50 = 2.34; n= L/2/z =(8.93/2)/1.50= 2.97

si ha: σz = qo x Iσ = 0.10x0.20x2 = 0.04 kg/cm2 (incremento di tensione alla base della

fondazione esistente)


L’interazione tra nuova fondazione e fondazione esistente viene studiata anche ipotizzando il

terreno come mezzo elastico e risolvendo il problema mediante l’uso dell’abaco di Fadum

(1948) ed utilizzando la sovrapposizione degli effetti.

il punto di controllo è fissato al di sotto delle fondazioni dell’edificio esistente poste a distanza

minima di 0.05m dalla nuova fondazione. La profondità di controllo z e pari a circa 1.50m al

di sotto della nuova fondazione.

Un foglio di calcolo, implementato per tale soluzione porta alle seguenti soluzioni:


Giunto tecnico tra le fondazioni m 0,05

Fondaz. A Fondaz. BDimensione lato contiguo m 2,00 8,93Dimensione lato ortogonale m 2,00 3,52Pressione in superficie: p daN/cmq 0,00 0,10P.ti di Verifica: (1=spigolo 2=bordo 4=centro) 2 2Pressione Totale in A = I(A) x p(A) + I(B) x p(B)

quota z

Indice I (A)

IndiceI (B)

Pressione Totale

(m) (daN/cmq)

0,00 0,500 0,000 0,0000,20 0,498 0,347 0,0350,40 0,488 0,421 0,0420,60 0,466 0,446 0,0450,80 0,435 0,457 0,0461,00 0,400 0,462 0,0461,20 0,364 0,464 0,0461,40 0,329 0,462 0,0461,60 0,296 0,459 0,0461,80 0,267 0,453 0,0452,00 0,240 0,447 0,0452,20 0,217 0,439 0,0442,40 0,196 0,429 0,0432,60 0,177 0,419 0,0422,80 0,161 0,409 0,0413,00 0,146 0,397 0,0403,20 0,134 0,386 0,0393,40 0,122 0,374 0,0373,60 0,112 0,362 0,0363,80 0,103 0,350 0,0354,00 0,095 0,338 0,0344,20 0,088 0,326 0,0334,40 0,081 0,315 0,0314,60 0,076 0,303 0,0304,80 0,070 0,292 0,0295,00 0,066 0,282 0,0285,20 0,061 0,271 0,0275,40 0,057 0,261 0,0265,60 0,054 0,252 0,0255,80 0,051 0,242 0,0246,00 0,048 0,233 0,0236,20 0,045 0,225 0,0226,40 0,042 0,217 0,0226,60 0,040 0,209 0,021

6,80 0,038 0,201 0,0207,00 0,036 0,194 0,0197,20 0,034 0,187 0,0197,40 0,032 0,180 0,0187,60 0,031 0,174 0,0177,80 0,029 0,168 0,0178,00 0,028 0,162 0,016

La verifica viene eseguita nella fondazione A (esistente)

Verifica influenza delle fondazioni contigue(Indici di Newmark)

Nella tabella è riportato il valore di incremento tensionale indotto dalla nuova fondazione sulla

fondazione esistente. Il valore trovato pari a 0.046 kg/cm2 è paragonabile a quello risultante dal

calcolo tabellare precedente.


Giunto tecnico tra le fondazioni m 0,05

Fondaz. A Fondaz. BDimensione lato contiguo m 2,00 8,93Dimensione lato ortogonale m 2,00 3,52Pressione in superficie (p) daN/cmq 0,00 0,10P.ti di Verifica: (1=spigolo 2=bordo 4=centro) 2 2Pressione Totale in A = I(A) x p(A) + I(B) x p(B)

quota z

Indice I (A)

IndiceI (B)

Pressione totale

Modulo edometrico

Cedimento totale

(m) (daN/cmq) (daN/cmq) (cm)0,00 0,500 0,000 0,000 69,22 0,1510,20 0,498 0,347 0,035 69,22 0,1460,40 0,488 0,421 0,042 69,22 0,1350,60 0,466 0,446 0,045 145,04 0,1290,80 0,435 0,457 0,046 145,04 0,1231,00 0,400 0,462 0,046 145,04 0,1161,20 0,364 0,464 0,046 145,04 0,1101,40 0,329 0,462 0,046 145,04 0,1041,60 0,296 0,459 0,046 145,04 0,0971,80 0,267 0,453 0,045 145,04 0,0912,00 0,240 0,447 0,045 145,04 0,0852,20 0,217 0,439 0,044 145,04 0,0792,40 0,196 0,429 0,043 145,04 0,0732,60 0,177 0,419 0,042 145,04 0,0672,80 0,161 0,409 0,041 145,04 0,0613,00 0,146 0,397 0,040 145,04 0,0563,20 0,134 0,386 0,039 145,04 0,0503,40 0,122 0,374 0,037 145,04 0,0453,60 0,112 0,362 0,036 261 0,0423,80 0,103 0,350 0,035 261 0,0394,00 0,095 0,338 0,034 261 0,0374,20 0,088 0,326 0,033 261 0,0344,40 0,081 0,315 0,031 261 0,0324,60 0,076 0,303 0,030 261 0,0294,80 0,070 0,292 0,029 261 0,0275,00 0,066 0,282 0,028 261 0,0255,20 0,061 0,271 0,027 261 0,0235,40 0,057 0,261 0,026 261 0,0215,60 0,054 0,252 0,025 261 0,0195,80 0,051 0,242 0,024 261 0,0176,00 0,048 0,233 0,023 261 0,0156,20 0,045 0,225 0,022 261 0,0136,40 0,042 0,217 0,022 261 0,0126,60 0,040 0,209 0,021 261 0,010

6,80 0,038 0,201 0,020 261 0,0087,00 0,036 0,194 0,019 261 0,0077,20 0,034 0,187 0,019 261 0,0057,40 0,032 0,180 0,018 261 0,0047,60 0,031 0,174 0,017 261 0,0037,80 0,029 0,168 0,017 261 0,0018,00 0,028 0,162 0,016 10000 0,001

Influenza tra fondazioni contigue: Calcolo Pressioni e Cedimenti

La verifica viene eseguita nella fondazione A (esistente)(Indici di Newmark)

L’ incremento di pressione , a partire dal piano di posa della fondazione esistente, induce sugli

strati di terreno sottostanti un cedimento pari a circa 1.25cm. Il valore calcolato è tale da

consentire di ritenere non significativa l'interazione tra le due fondazioni ed eventuali

cedimenti dell’edificio esistente. Si veda tabella riportata in seguito:


1.10 Verifiche strutturali della fondazione:

Si eseguono alcune verifiche delle travi di fondazione. Le figure, riportate nel presente

paragrafo, mostrano le sollecitazioni ottenute dall’analisi. Ai fini delle verifiche si assumono, in

combinazioni sismiche, le sollecitazioni amplificate di un fattore γRd = 1.1.

1.10.1 Output risultati: sollecitazioni (schemi riepilogativi) e verifiche TRAVI

SCHEMA SOLLECITAZIONI (INVILUPPO)

Inviluppo momento flettente travi – Mmax = 12.29 kNm

Inviluppo taglio travi – Vmax = 14.29 kN


Controllo verifiche travi di fondazione:

MEd,max = 12.29x1.1= 13.52 kNm VEd,max = 14.29x1.1= 15.72 kN

Sezione: B=40 – H=40 cm (copriferro 5cm)

risulta: MEd,max = 13.52 kNm < MRd,max = 79.04 kNm

Azione di Taglio sollecitante a Stato Limite Ultimo VEd 11,9 [kN]

Considerare o meno il contributo dell'armatura tesa nel calcolo no [-]

Coefficiente CRd,c CRd,c 0,12 [-]

Coefficiente k k 1,76 [-]

1,76 [-]

Rapporto geometrico d'armatura che si estende per non meno di lbd + d ρ l 0,0043982 [-]

0 [-]

Resistenza a taglio offerta dal calcestruzzo teso VRd,c 0,00 [kN]

Resistenza minima del calcestruzzo teso VRd,min 57,01 [kN]

Resistenza a taglio offerta dal calcestruzzo teso VRd 57,01 [kN]

§ 4.1.2.1.3.1 - ELEMENTI SENZA ARMATURE TRASVERSALI RESISTENTI A TAGLIO

risulta: VEd,max = 15.72 kN < VRd,max = 57.01 kNm


1.10.2 Output risultati: verifiche SOLETTA DI COLLEGAMENTO

momento flettente massimo soletta di collegamento – Mmax = 5.97 kNm

In accordo con il punto 7.2.5.1 i graticci di fondazione sono stati collegati tramite soletta di

spessore 15cm. Tale soletta sarà dimensionata considerando lo sforzo normale dato da:

NE,d = 0.4 x Nsd x amax/g

Si assume per Nsd il valore massimo di sforzo normale agente:

Nsd = 7x23.15 = 162 kN

amax = 0.102/gx1.20= 0.122


NE,d = 0.4 x 162 x 0.122 = 8.00 kN

Lo sforzo normale agente su un metro lineare di soletta è pari a:

NE,d = 8.00/3.52= 2.27 kN/m

Verifica sezione:

MEd,max = 5.97 kNm NEd,max = 2.27 kN

Sezione: B=100 – H=15 cm (copriferro 3cm) – armatura 5Φ8/ml

2

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