Una Corte per Treviso by Nicola Piacentini

UNIVERSITA’ IUAV DI VENEZIA CORSO DI LAUREA MAGISTRALE IN ARCHITETTURA PER IL NUOVO E L’ANTICO

LABORATORIO DI PROGETTAZIONE ARCHITETTONICA 1 Anno accademico 2015-2016 Prof. Umberto Trame - COMPOSIZIONE ARCHITETTONICA Prof. Aldo Norsa - TECNOLOGIA DELL’ARCHITETTURA Prof. Andrea Dei Svaldi - STRUTTURE DI FONDAZIONE

STRUTTURE DI FONDAZIONE: RELAZIONE DI CALCOLO E VERIFICA Gruppo 15: Deodati Myriam 284399 Piacentini Nicola 284078 Zubelli Andrea 284111

INDICE 1) INDAGINI GEOTECNICHE

2) DESCRIZIONE DELL’OGGETTO ARCHITETTONICO

1) SCHEMA STRUTTURALE 2) DEFINIZIONE DEGLI ELEMENTI COSTRUTTIVI

7 8

3) DEFINIZIONE DEL MODELLO GEOTECNICO 1) SCHEMA DELLE CONDIZIONI STRATIGRAFICHE 2) DEFINIZIONE DEL VOLUME SIGNIFICATIVO 2.1) Analisi dei carichi a metro quadrato [kN/mq] 2.2) Comparto 1 2.3) Comparto 2

10 10 11 11 13 14

4) DETERMINAZIONE E VERIFICA DELLA CAPACITA’ PORTANTE

5) VALUTAZIONE DEI CEDIMENTI

1) STRATO COESIVO 1.1) Comparto 1 1.2) Comparto 2 2) STRATI GRANULARI 2.1) Comparto 1 2.2) Comparto 2

17 19 20 21 22 24

6) IPOTESI ALTERNATIVE

7) CONCLUSIONI

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SONDAGGIO

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PROVE PENETROMETRICHE STATICHE

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PROVE DI LABORATORIO

Campione A (-1.40 ÷ -2.00 m da p.c.)

PROVA EDOMETRICA

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Campione B (-2.50 ÷ -3.10 m da p.c.)

PROVA EDOMETRICA

Università IUAV di Venezia - Laboratorio di progettazione 1 STRUTTURE DI FONDAZIONE - a.a. 2015-‘16 PROVA TRIASSIALE U.U.

DESCRIZIONE DELL’OGGETTO ARCHITETTONICO 1) SCHEMA STRUTTURALE

L’edificio è situato nell’area ex De Longhi nella provincia di Treviso. L’edificio si sviluppa su un altezza di circa 11 m dal piano campagna e per un totale di 4 piani, di cui 3 fuori terra. La destinazione d’uso è residenziale, con prevalenza di bilocali al piano terra e trilocali ai piani superiori. La parte esposta a Nord è stata denominata comparto 1 ed è destinata ad ospitare appartamenti triplex, mentre la parte esposta ad Est, denominata comparto 2, è composta da appartamenti per 2/3 persone che si sviluppano allo stesso modo sui tre piani. Per quanto concerne la tecnologia costruttiva, essi presentano una struttura a telaio in calcestruzzo armato, con pilastri di dimensioni 30 x 30 cm e orditura con interasse massimo fra i solai di 7 m. Il solaio è composto da una tradizionale tecnologia in latero-cemento, mentre la tipologia fondazionale scelta è del tipo a platea. Questa scelta deriva dalla natura del terreno trevigiano. Esso infatti è caratterizzato dalla presenza di falde acquifere alla quota di -1.00 m dal piano campagna (e risorgive), per cui la tipologia a platea è stata giudicata la più idonea dal punto di vista tecnologico per evitare fenomeni di infiltrazioni d’acqua, garantendo così una perfetta tenuta stagna del compartimento interrato.

Le fragilità più rilevanti sul terreno trevgiano sono dovute: al dissesto idrogeologico rappresentato nelle aree esondabili con una pericolosità idraulica dovuta alle difficoltà di smaltimento della rete idraulica, maggiore e minore (fiumi di risorgiva), in zone urbanizzate; all’emersione della falda freatica in tutto il territorio e in particolare nelle zone morfologicamente più depresse. 7

2) DEFINIZIONE DEGLI ELEMENTI COSTRUTTIVI



SOLAIO DI COPERTURA # 1 2 3 4 5



ELEMENTO SPESSORE (cm) PESO (kg/mq) Manto di copertura in PVC 1.00 2.00 Massetto di pendenza in calcestruzzo alleggerito 6.00 84.00 Isolamento termico in lana di roccia 10.00 16.00 Solaio in latero-cemento H24+4 28.00 266.00 Intonaco 1.50 30.00

SOLAIO INTERPIANO # 1 2 3 4 5

ELEMENTO SPESSORE (cm) PESO (kg/mq) Pavimento in ceramica 1.50 40.00 Pannelli radianti per riscaldamento a pavimento 10.00 120.00 Massetto in calcestruzzo alleggerito 6.00 84.00 Solaio in latero-cemento H24+4 28.00 266.00 Intonaco 1.50 30.00



SOLAIO INTERRATO # 1 2 3 4

ELEMENTO SPESSORE (cm) PESO (kg/mq) Soletta in calcestruzzo armato 15.00 375.00 Iglù di fondazione 15.00 2.00 1250.00 Platea di fondazione 50.00 Magrone 10.00 5.00

DEFINIZIONE DEL MODELLO GEOTECNICO 1) SCHEMA DELLE CONDIZIONI STRATIGRAFICHE

Dalle indagini eseguite in sito, si sono rilevate le principali caratteristiche del terreno, atte a verificarne la capacità portante e l’attitudine alla deformabilità sotto gli effetti della pressione indotta dall’edificio. Strati (-) 1 2 3 4 5 6

Spessore Δz (m) 1.00 1.00 2.50 2.00 0.50 6.50

H (da p.c.) (m) 0.00 1.00 2.00 4.50 6.50 7.00

h (da q.f.) (m) +1.00 0.00 -1.00 -3.50 -5.50 -6.00 10

Z (da p.f.) (m) +2.85 +1.85 -0.65 -2.65 -3.15 -9.65

C/G C C C G G G

2) DEFINIZIONE DEL VOLUME SIGNIFICATIVO Al fine di quantificare il volume di terreno investito dalle pressioni, e di conseguenza dalle deformazioni, di procede a determinare la pressione agente sul piano fondazionale, posto a 3.85 m dal piano campagna. Si esegue pertanto un’analisi dei carichi per ciascun elemento costituente l’involucro e agente su una generica sezione posta in posizione centrale all’edificio (situazione più svantaggiosa). I pesi strutturali dei materiali e degli elementi sono stati ricavati da apposite schede tecniche e, quando possibile, dal Cap. 3 delle NTC 2008 (Tabella 3.1.I). 2.1) ANALISI DEI CARICHI A METRO QUADRATO [kN/mq] 

SOLAIO DI COPERTURA CARICO PERMANENTE gk: -

manto di copertura massetto di pendenza in cls alleggerito isolamento termico soletta in cls armato travetti in cls armato pignatta in leterizio forato 24x40 intonaco

0.02 kN/mq 14.00 kN/mc* 0.06 m= 1.60 kN/mc * 0.10 m= 25 kN/mc * 0.04 m= 25 kN/mc * (0.10 m * 0.24 m)=

0.84 kN/mq 0.16 kN/mq 1.00 kN/mq 0.60 kN/mq

5.5 kN/mc * (0.24 m * 0.40 m) * 2= 20 kN/mc * 0.015 m=

1.06 kN/mq 0.30 kN/mq gk1= 3.98 kN/mq

CARICO VARIABILE qk: -

categoria H1 carico neve

0.50 kN/mq 1.20 kN/mq qk1= 1.70 kN/mq



SOLAIO INTERPIANO CARICO PERMANENTE gk: -

pavimento in ceramica pannello radiante per riscaldamento a pavimento massetto in cls alleggerito soletta in cls armato travetti in cls armato pignatta in laterizio forato 24x40 intonaco tramezze divisorie interne*

20 kN/mc * 0.02 m=

0.40 kN/mq 1.20 kN/mq

14.00 kN/mc* 0.06 m= 25 kN/mc * 0.04 m= 25 kN/mc * (0.10 m * 0.24 m)=

0.84 kN/mq 1.00 kN/mq 0.60 kN/mq

5.5 kN/mc * (0.24 m * 0.40 m) * 2= 20 kN/mc * 0.015 m=

1.06 kN/mq 0.30 kN/mq 2.00 kN/mq gk2= 7.40 kN/mq

* per gli elementi divisori interni, si è fatto riferimento al par. 3.1.3.1 delle NTC 2008. Si è determinato quindi il peso effettivo degli elementi divisori per unità di lunghezza Gk, ovvero: -

intonaco muratura in forati 10 cm intonaco

20.00 kN/mc* 0.015 m= 20.00 kN/mc* 0.015 m=

0.30 kN/mq 0.90 kN/mq 0.30 kN/mq G’k= 1.50 kN/mq

Gk= G’k * h = 1.50 kN/mq * 2.70 m = 4.05 kN/m < 5 kN/m I carichi dovuti ai tramezzi possono essere ragguagliati ad un carico permanente portato uniformemente distribuito che nel caso di un peso per unità di lunghezza pari a 4.05 kN/m è pari a 2,00 kN/m2. (par.3.1.3.1). CARICO VARIABILE qk: 

categoria A1

2.00 kN/mq qk2= 2.00 kN/mq

SOLAIO INTERRATO CARICO PERMANENTE gk: -

soletta in cls armato iglù di fondazione 50x50x15 peso proprio della platea

25 kN/mc * 0.15 m=

3.75 kN/mq 0.02 kN/mq

25 kN/mc * 0.5 m =

12.5 kN/mq gk3= 16.27 kN/mq

CARICO VARIABILE qk: -

categoria F

2.50 kN/mq qk3= 2.50 kN/mq

RIEPILOGO ANALISI DEI CARICHI Si sono determinate le azioni di calcolo agli Stati Limite Ultimi (NTC 2008) per le verifiche statiche successive, considerato coefficienti amplificativi ponderali pari a : γg = 1.30 γq = 1.50 ELEMENTO

gk (kN/mq)

gd (kN/mq)

SOLAIO DI COPERTURA SOLAIO INTERPIANO (x3) SOLAIO INTERRATO

3.98 7.40 (x3) 16.27

5.17 9.62 (x3) 21.15

gk= 42.45 kN/mq

gd= 55.18 kN/mq

ELEMENTO

qk (kN/mq)

qd (kN/mq)

SOLAIO DI COPERTURA SOLAIO INTERPIANO (x3) SOLAIO INTERRATO

1.70 2.00 (x3) 2.50

2.55 3.00 (x3) 3.75

2.2.1) COMPARTO 1

qk= 10.20 kN/mq

qd= 15.30 kN/mq

Considerando il piano di posa a -3.85 m dal p.c. e ipotizzando una ridistribuzione delle pressioni lineare, in rapporto , con 1:2 con: l’altezza di falda hf=1.00 m, L=8.45 m B= 16.55 m si ha: z= 11 m (H=14.85) Δσ < 10% σ’v

σ’v = σ - u σ = (hf*γd) + (H-hf)* γs = (1.00 m * 16 kN/mc) + (13.85 m *20 kN/mc) = 293.00 kPa u = (H-hf)*γw = 13.85 m * 10 kN/mc = 138.50 kPa σ’v = 154.50 kPa Δσ= Qapp / (B+z)*(L+z) Qapp = (gk + qk) tot * (L * B) = (42.45 kN/mq + 10.20 kN/mq) * 139.84 mq = 7362.57 kN Δσ= 7362.57 kN/ (16.55+11)*(8.45+11) = 7362.57 kN / 535.84 mq = 13.74 kPa < 10% σ’v Il volume significativo investe fino a circa 15.00 m dal p.c., quindi fino allo strato granulare n. 7. 13

2.3) COMPARTO 2 hf=1.00 m, L’=8.20 m B’= 45.20 m si ha: z’= 13 m (H=16.85) Δσ < 10% σ’v σ’v = σ - u σ = (hf*γd) + (H-hf)* γs = (1.00 m * 16 kN/mc) + (15.85 m *20 kN/mc) = 333.00 kPa u = (H-hf)*γw = 15.85 m * 10 kN/mc = 158.50 kPa σ’v = 174.50 kPa Δσ= Q’app / (B’+z’)*(L’+z’) Q’app = (gk + qk) tot * (L’ * B’) = (42.45 kN/mq + 10.20 kN/mq) * 370.64 mq = 19514.19 kN Δσ= 19514.19 kN/ (45.20+13)*(8.20+13) = 19514.19 kN / 1233.84 mq = 15.81 kPa < 10% σ’v Il volume significativo investe fino a circa 17.00 m dal p.c., quindi fino allo strato granulare n. 7.

DETERMINAZIONE E VERIFICA DELLA CAPACITA’ PORTANTE Ed < Rd Si procede al calcolo della capacità portante del terreno al piano fondazionale, ovvero a - 3.85 m dal p.c. allo strato numero 3 (coesivo). Attraverso l’utilizzo della prova triassiale U.U. e grazie all’ausilio della prova penetrometrica statica CPT, si determinano i valori della resistenza al taglio non drenata dello strato coesivo a diretto contatto col piano fondazionale. La rielaborazione delle prove triassiali U.U., ha permesso di tracciare l’andamento dello stato tensionale al variare dello sforzo deviatorico.

Eseguendo una media fra le rilevazioni eseguite, si ha: Cu’=72.50 kPa Attraverso la prova penetrometrica statica, si è pervenuto ad un secondo valore di Cu, da mediare al precedente, dato dalla relazione: Cu = (qc-σv)/18

dove qc = 1400 kPa (media fra le 4 prove CPT) σv= γd * hf + γs * H = (16 kN/mc * 1m) + (20 kN/mc * 2.85 m) = 73.00 kPa

Cu = (1400-73)/18 = 73.72 kPa Attraverso la media ponderata dei due valori, si ha: Cu = 73.11 = 73.00 kPa Si è ritenuto opportuno valutare la capacità portante del terreno al di sotto del comparto 2, essendo quello maggiormente sollecitato (B’<B).

Si è determinata in seguito la capacità portante del terreno Rk: qlim= Nc * Cu + γd* hf + γ’*(H-hf) dove Nc=5 Cu=73.00 kPa γ’ = (γs - γw) = (20-10) kN/mc = 10 kN/mc qlim =5 * 73 + (16*1) + (10*2.85) = 409.50 kPa Rk = qlim * B’ = 409.50 kN/mq * 45.20 m = 18509.40 kN/m Considerato un γr = 2.30, si ha: Rd = Rk / γr = 18509.40 / 2.3 = 8047.56 kN/m = 8000.00 kN/m Ed = ( gd + qd ) * B’ = (55.18 +15.30) kN/mq * 45.20 m = 3185.69 kN/m < Rd

VERIFICATO

VALUTAZIONE DEI CEDIMENTI 1) STRATO COESIVO Attraverso la prova edometrica, si è determinato il grado di consolidazione del terreno. A seguito delle rielaborazioni della prova indicate nel grafico sottostante, si ha: σ’vo = σ - u σ = γd * hf + γs * (H-hf) = (16 kN/mc * 1.00 m) + (20 kN/mc * 2.85 m) = 73.00 kPa u= γw * hf = 10 kN/mc * 2.85 m = 28.5 kN/mq σ’vo = 44.50 kPa OCR = σ’p / σ’vo > 1

TERRENO SOVRACONSOLIDATO

Attraverso il grafico e-log (σ’v), si è ricavato il valore del coefficiente di ricompressione Cr Cr= Δe / (Δlogσ’vo) = 0.02 Attraverso il valore di Cr, si è ottenuto il valore del corrispondente rapporto di ricompressione RR RR= Cr / (1+e0) = 0.016

Pressione verticale effettiva σ' (kPa)

Indice dei vuoti e

0.727

0.725

0.115807759

0.719

0.463231036

100

0.704

1.33178923

200

0.682

2.60567458

400

0.65

4.458598726

800

0.615

6.485234511

1600

0.568

9.20671685

400

0.581

8.453966416

150

0.592

7.817023741

0.605

7.064273306

Deformazione ε = -Δe/(1+e0)

18Â

1.1) COMPARTO 1 Si procede a determinare il cedimento sullo strato n.3, al di sotto del piano fondazionale (-3.85 m), per il primo comparto.

Il cedimento è stato valutato secondo la relazione: ΔH = Ho * RR * log [(Δσ+σ’vo)/σ’vo] Si è determinato l’incremento di pressione dovuto all’edificio allo strato residuo n.3, in riferimento alla metà dello strato stesso (z=0.32 m da piano fondazionale): Δσ= Qapp / (B+z)*(L+z) = Δσ= 7362.57 kN/ (16.55+0.32)*(8.45+0.32) = 7362.57 kN / 147.94 mq = 49.76 kPa Considerato un Ho pari a 0.65 m, pari allo spessore residuo dello strato n.3 al di sotto del piano fondazionale, si ha: ΔH = Ho * RR * log [(Δσ+σ’vo)/σ’vo] = 0.65 m * 0.016 * log (2.11) = 3.32 mm

1.2)

COMPARTO 2

Si procede a determinare il cedimento sullo strato n.3, al di sotto del piano fondazionale (-3.85 m), per il secondo comparto.

ΔH = Ho * RR * log [(Δσ+σ’vo)/σ’vo] L’incremento di pressione dovuto all’edificio allo strato residuo n.3, in riferimento alla metà dello strato stesso (z=0.32 m da piano fondazionale): Δσ= Q’app / (B’+z)*(L’+z) = Δσ= 19514.19 kN/ (45.20+0.32)*(8.20+0.32) = 19514.19 kN / 387.83 mq = 50.31 kPa Considerato un Ho pari a 0.65 m, pari allo spessore residuo dello strato n.3 al di sotto del piano fondazionale, si ha: ΔH = Ho * RR * log [(Δσ+σ’vo)/σ’vo] = 0.65 m * 0.016 * log (2.13) = 3.34 mm Si è calcolato poi il tempo necessario a sviluppare tali cedimenti, secondo la relazione t=1 * H^2 / cv, con cv=1.10 * 10^-6 m^2/s H = 0.32 m t = 1*(0.32 m)^2 / (1.10*10^-6 m^2/s) = 930909.09 s = 25 ore

cedimento assorbito ampiamente già in fase di costruzione

2) STRATI GRANULARI Si è poi valutata, anche se irrisoria, la deformazione agli strati sottostanti, ovvero gli strati incoerenti n. 4-5-6-7. Per il calcolo del cedimento sugli strati n. 4-5-6-7 non coesivi, si è fatto riferimento al metodo Schmertmann, i cui parametri sono identificati con il seguente grafico:

La relazione utilizzata è quindi : w = C1 * C2 * Δq * Ƹ [(Iz * Δz)/E] Si è proceduto tracciando il grafico di Schmertmann per il caso oggetto di studio, dividendolo in due grafici a seconda della zona di influenza dei due comparti, individuando innanzitutto la profondità del piano di imposta, pari a 3.85 m. Successivamente, si è determinato il valore massimo del fattore di influenza Iz: Izmax= 0.5 + 0.1 * (Δq/σ’vo)^0.5

con Δq (sovraccarico) = (gk+qk) - σ’vo

σ’vo = σ - u σ = γd * hf + γs * (H-hf) = (16 kN/mc * 1.00 m) + (20 kN/mc * 2.85 m) = 73.00 kPa u= γw * hf = 10 kN/mc * 2.85 m = 28.5 kN/mq σ’vo = 44.50 kPa Δq = (42.45 + 10.20) kPa - 44.50 kPa = 8.15 kPa Izmax=0.55 Considerata la fondazione come nastriforme per entrambi i comparti (B>L), si sono ottenuti i 2 grafici differenti per i due comparti (variabili al variare di L e B).

2.1) COMPARTO 1

Per il comparto 1, si è ottenuta la profondità di Iz massimo dal piano di fondazione, pari a B = 8.45 m. Si è ricavato il punto finale della bilatera, pari a 4B dal piano di posa = 8.45*4= 33.80 m. Per interpolazione, si sono ottenuti i valori del fattore Iz per i singoli strati, considerando tali valori alla metà dello strato stesso: Iz4= 0.27 Iz5=0.32 Iz6=0.46 Iz7=0.51

Per il calcolo dei moduli edometrici E,si è utilizzata la relazione: E=3.5 * qc Tuttavia, essendo la profondità degli strati troppo elevata per essere registrata dalla prova CPT, si è ritenuto opportuno applicare una resistenza alla punta qc pari a : qc= 5 * NSPT quindi, riportando i risultati ottenuti dalla prova CPT in sito, si ha: Strato (-) 4 5 6 7

n1 (-) 10 10 9 7

n2 (-) 8 8 13 10

n NSPT (-) 18 18 22 17

qc (Kg/cm^2) 90 90 110 85

E (Mpa) 31.50 31.50 38.50 30.00

L’indagine del cedimento è stata eseguita fino alla profondità ricavata dallo studio del volume significativo, rappresentante la porzione di terreno investita dalle deformazioni (-14.85 m dal p.c.). Lo strato n. 7 è stato quindi considerato fino all’altezza residua, pari a 1.35 m. I risultati ottenuti, sono visualizzabili nella tabella sottostante Strato (-) 4 5 6 7

Δz (m) 2.00 0.50 6.50 1.35

Iz (m) 0.27 0.32 0.46 0.51

qc (MPa) 9.00 9.00 11.00 85.00

E (Mpa) 31.50 31.50 38.50 30.00

Iz * [(Δz*Δq)/E] (mm) 0.14 0.04 0.63 0.18

Ƹ Iz * [(Δz*Δq)/E] = 0.99 mm Si sono poi determinati i coefficienti C1 (dettato dall’influenza di posa della fondazione) e C2 (coefficiente di compressione secondaria) a completamento della relazione di Schmertmann: C1= 1 - 0.5 * (σ’vo/Δq) = 1 - 0.5 * (44.50/8.15)= -1.73 kPa essendo C1 > 0.5, si è adottato C1 = 0.5 considerato un tempo pari a 30 anni, si ha un coefficiente di compressione secondaria pari a : C2= 1+0.2*log (t/0.1) = 1.49 Pertanto si ha un cedimento complessivo pari a: w = C1 * C2 *ƸΔq * [(Iz * Δz)/E] = 0.5 * 1.49 * 0.99 mm = w = 0.73 mm

2.2) COMPARTO 2

Per il comparto 2, il grafico di Schmertmann varia al variare di B (8.20 m).

24Â

Per interpolazione, si sono ottenuti i valori del fattore Iz per i singoli strati analogamente al comparto 1: Iz4= 0.27 Iz5=0.33 Iz6=0.47 Iz7=0.48 I valori dei moduli edometrici e delle resistenze alla punta ipotizzate sono analoghi allo strato 1, essendo un terreno avente le stesse caratteristiche meccaniche e geotecniche. Strato (-) 4 5 6 7

Δz (m) 2.00 0.50 6.50 3.35

Iz (m) 0.27 0.33 0.47 0.48

qc (MPa) 9.00 9.00 11.00 85.00

E (Mpa) 31.50 31.50 38.50 30.00

Iz * [(Δz*Δq)/E] (mm) 0.14 0.04 0.64 0.43

Ƹ Iz * [(Δz*Δq)/E] = 1.26 mm Si considera, analogamente al comparto 1: C1 = 0.50 C2 = 1.49 Pertanto si ha un cedimento complessivo pari a: w = C1 * C2 *ƸΔq * [(Iz * Δz)/E] = 0.5 * 1.49 * 1.26 mm = w = 0.94 mm

IPOTESI ALTERNATIVE Si è provato infine a modificare le caratteristiche geometriche della fondazione, per valutare il differente comportamento del terreno dal punto di vista del cedimento. In riferimento al comparto 2, si sono sviluppati i cedimenti su una superficie pari a quella di una trave rovescia e di un plinto. In riferimento all’analisi dei carichi svolta, si è dimensionato il plinto e la trave rovescia di fondazione secondo la relazione: qlim= Nc * Cu + γd* hf + γ’*(H-hf) dove Nc=5 Cu=73.00 kPa γ’ = (γs - γw) = (20-10) kN/mc = 10 kN/mc qlim =5 * 73 + (16*1) + (10*2.85) = 409.50 kPa Sd < Rd Sd = (gd + qd) * i = (55.18 + 15.30) * 4.20 = 296.01 kN/m B = (Sd * 2.3) / qlim = (296.01 * 2.3) / 409.50 = 1.70 m 1) IPOTESI B: PLINTI Il cedimento sullo strato residuo 3, considerando un plinto di dimensioni 1.70 x 1.70 m posto in posizione centrale all’edificio, avrò: Q’app = (gk + qk) tot * A inf. = (42.45 kN/mq + 10.20 kN/mq) * (4.20 * 6.50) mq = 1438.71 kN Δσ= Q’app / (b’+z)*(b’+z) = Δσ= 1438.71 kN/ (1.70+0.32)*(1.70+0.32) = 1438.71 kN / 4.04 mq = 352.41 kPa ΔH = Ho * RR * log [(Δσ+σ’vo)/σ’vo] = 0.65 * 0.016 * log (8.91) = 9.67 mm ΔH ~ 10 mm 2) IPOTESI C: TRAVI ROVESCE Il cedimento sullo strato residuo 3, considerando una trave rovescia di dimensioni 1.70 m x 8.20 m (considerando la parte trasversale e centrale all’edificio, quindi la più gravosa), avrò: Q’app = (gk + qk) tot * A inf. = (42.45 kN/mq + 10.20 kN/mq) * (8.20 * 6.50) mq = 2806.24 kN Δσ= Q’app / (b’+z)*(l’+z) = Δσ= 2806.24 kN/ (1.70+0.32)*(8.20+0.32) = 2806.24 kN / 17.21 mq = 163.04 kPa ΔH = Ho * RR * log [(Δσ+σ’vo)/σ’vo] = 0.65 * 0.016 * log (4.66) = 6.80 mm ΔH ~ 7 mm 26

CONCLUSIONI A conclusione del lavoro svolto, possiamo affermare che il sovraccarico esercitato dell’edificio non è influente dal punto di vista delle deformazioni. Di fatti il sovraccarico calcolato, analogamente all’ incremento di pressione agli strati coesivi e granulari, è relativamente basso se messo in relazione al carico litostatico del terreno alla quota fondazionale. Questo principalmente a causa della natura del terreno stesso. Dalle analisi eseguite, si è potuto appurare che l’edificio fonda su un terreno sovraconsolidato di natura coesiva, avente quindi buone caratteristiche di resistenza e deformazione. Le caratteristiche di resistenza al taglio, drenata e non drenata, sono infatti indipendenti dal sovraccarico esercitato e le caratteristiche di resistenza dello stesso sono dipendenti esclusivamente dalla storia tensionale del terreno. Per tale motivo, le verifiche di resistenza a rottura del terreno stesso sono state eseguite nella condizione più svantaggiosa, ovvero quella che investiva linearmente una maggiore quantità di terreno. L’elevata capacità portante del terreno a rottura, tuttavia, è rafforzata dalla presenza dello scavo di fondazione, che ha dovuto essere eseguito per ragioni progettuali ad una quota di circa 4 m dal piano di campagna (piano interrato). Questo ha permesso alle pressioni dell’edificio di insistere su un terreno più portante rispetto a quello che si sarebbe ottenuto in assenza del piano interrato. All’aumentare della profondità infatti, la pressione efficace risulta maggiore, tanto che nel caso oggetto di studio si è al limite di una situazione compensata: il sovraccarico dell’edificio risulta quasi nullo. Ciò sta a significare che la quantità di terreno asportato dallo scavo, esercitava al naturale una pressione di poco inferiore a quella esercitata successivamente dall’edificio, consentendo allo stesso di inserirsi e intervenire limitatamente sulle prestazioni meccaniche dello stesso. Per quanto concerne i cedimenti invece, si è ritenuto opportuno, per correttezza, valutare entrambi i cedimenti agenti sulle due parti di edificio. Questo in quanto il cedimento stesso potrebbe sensibilmente variare in relazione alle caratteristiche geometriche della fondazione (varia al variare della superficie di scarico delle tensioni), causando problemi alle strutture portate a causa dei possibili cedimenti differenziali fra le varie parti della struttura. Cambiando di fatti la tipologia fondazionale, passando da platea a trave rovescia e plinto, si nota come il cedimento sia sensibilmente diverso: pur mantenendosi limitato, è 4 volte maggiore in caso di plinti e circa 3 volte maggiore in caso di travi rovesce. Proprio la verifica e la conferma dell’ assenza di tali cedimenti, ci ha spinti a valutarne l’entità su entrambi i comparti. Tuttavia, nel nostro caso, avendo le platee dimensioni di calcolo (B) all’incirca uguali, i sovraccarichi e le pressioni agenti sugli strati interessati risultano pressoché identici, e di conseguenza i cedimenti risultanti sono molto limitati, tali da considerarsi ininfluenti. Si può dunque concludere che la limitata influenza dell’edificio sulle caratteristiche meccaniche e geotecniche del terreno è dovuta all’azione congiunta dei due fattori: da un lato, la natura sovraconsolidata del terreno che comporta un’ elevata resistenza a taglio e rottura, dall’altra la scelta progettuale (dettata oltretutto dal contesto trevigiano) di adottare fondazioni a platea, che ha consentito di attutire ulteriormente il carico dell’edificio agente sul terreno.