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Titolo: soluzione se il plinto nn verifica

Caro NG,
mi è arrivata adesso la relazione del geologo ... che purtroppo ha 
confermato quanto da me immaginato
in pratica il plinto da me progettatto (di base 275 x 275) che dovrà 
sostenere un palo in acciaio alto 24 metri a ribaltamento è verificato ma nn 
a schiacciamento ... la sigma ammissibile del terreno è inferiore della 
sigma che il plinto dovrebbe avere dal terreno per essere verificato
poiché quindi nn voglio cambiare il plinto in quanto ciò comporterebbe la 
modifica di quasi 5 tavole ho pensato ma perché nn mettere una piastra in 
c.a. sotto il plinto di 320 x 320 e 40 cm di spessore per distribuire meglio 
il peso? E poi verificare solo questa? si tratterebbe si modificare solo una 
tavola e aggiungere un'altra tavola ...
grazie a chiunque voglia darmi un parere,
F. 

 ha scritto nel messaggio
news:3cp3f.29722$133....@tornado.fastwebnet.it...
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 ti basta verificare la sola piastra.
si il plinto verifica a ribaltamento ... e che tipo di verifica suggerisci 
per verificare la piastra sotto il plinto?
F.


 terreno per essere verificato
Aggiungo a quanto ti è stato detto le seguenti possibilità:
1-Rifai la relazione geotecnica (che toccherebbe comunque a te e della 
quale sei responsabile anche se fatta dal geologo), assumendo delle 
ipotesi meno cautelative (se c'è margine); è possibile anche che il 
limite al carico di esercizio determinato dal geologo si adovuto a 
eccessivi cedimenti; in questo caso, date le caratteristiche della tua 
struttura, sarebbe lecito adottare limiti più ampi.
2- realizzi una platea di calcestruzzo magro non armato al di sotto del 
plinto, che fuoriesca per ogni lato di una quantità pari all'altezza 
della platea stessa, in modo da conseguire l'allargamento della 
superficie di fondazione tramite la diffusione a 45° degli sforzi.
Ciao
DOCstone

 per verificare la piastra sotto il plinto?
le solite che si fanno nel tuo caso: ribaltamento, scorrimento, tensioni
nel cls, tensioni nell'armatura e tensioni sul terreno.
non c'è la verifica di stabilità globale a meno di situazioni
particolari.
se già il plinto era verificato a ribaltamento, puoi omettere questa
verifica per la piastra.
lo stesso se già il plinto era verificato a scorrimento (portando un
palo non c'è dubbio che lo sia, ma deve essere supportato da uno
straccio di calcolo).
u.

 fondazione tramite la diffusione a 45° degli sforzi.
io pensavo cmq di mettere una rete elettrosaldata ... sia sopra 


 fondazione tramite la diffusione a 45° degli sforzi.
io pensavo cmq di mettere una rete elettrosaldata ... sia sopra 
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 fondazione tramite la diffusione a 45° degli sforzi.
io pensavo cmq di mettere una rete elettrosaldata ... sia sopra 
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 fondazione tramite la diffusione a 45° degli sforzi.
io pensavo cmq di mettere una rete elettrosaldata ... sia superiormente che 
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 fondazione tramite la diffusione a 45° degli sforzi.
io pensavo cmq di mettere una rete elettrosaldata ... sia superiormente che 


 un'altra tavola ...
abbassa la quota di base del plinto e riempi di magrone. aumenta il termine 
D della forma di terzaghi e di conseguenza il carico limite sul terreno 

 fondazione tramite la diffusione a 45° degli sforzi.
io pensavo cmq di mettere una rete elettrosaldata ... sia superiormente che 
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 fondazione tramite la diffusione a 45° degli sforzi.
io pensavo cmq di mettere una rete elettrosaldata ... sia superiormente che 
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 fondazione tramite la diffusione a 45° degli sforzi.
io pensavo cmq di mettere una rete elettrosaldata ... sia superiormente che 
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 fondazione tramite la diffusione a 45° degli sforzi.
io pensavo cmq di mettere una rete elettrosaldata ... sia superiormente che 
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 fondazione tramite la diffusione a 45° degli sforzi.
io pensavo cmq di mettere una rete elettrosaldata ... sia superiormente che 
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 ha scritto nel messaggio
news:UHs3f.30376$133....@tornado.fastwebnet.it...
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 fondazione tramite la diffusione a 45° degli sforzi.
io pensavo cmq di mettere una rete elettrosaldata ... sia superiormente che 


 sul terreno
Così però aumenta l'eccentricità del carico, che dovrebbe essere 
notevole per una struttura di questo tipo. 

 notevole per una struttura di questo tipo.
no, abbassa solo la quota del piano di posa con del magrone 

 per una struttura di questo tipo.
Se aumento lo spessore della fondazione virtualmente abbassando con D non ho 
un aumento dell'eccentricità.... ho maggior sforzo normale, in ogni caso 
faccio presente che se il problema è una torre faro o antenna o qualcosa a 
che fare con l'elettricità la normativa da adottare è una specifica CEI 
della quale non ricordo gli estremi che permette di determinare sia le 
sollecitazioni sia le verifiche da adottare meno restrittive della 
formulazione classica di capacità portante. Segnalo infine che al posto 
della formula di Terzaghi può essere sempre impiegata la formulazione di 
Brinch Hansen generalizzata con i coefficienti parziali da impiegarsi 
corretti per il caso in esame. E' giusta l'osservazione che i cedimenti in 
questo caso non sono dimensionanti e proprio per questo la normativa CEI 
lascia più margini di calcolo.
Ciao
M.

 non ho un aumento dell'eccentricità....
Mi riferivo alla presenza scontata di azioni orizzontali F dovute al 
vento, consistenti se paragonate con lo sforzo normale dovuto al peso 
proprio di traliccio e plinto. Quindi con l'aumento della profondità del 
piano di contatto terreno-sottofondazione aumenta il braccio di F e 
questo IMHO potrebbe essere fonte di problemi.

 ha scritto nel messaggio 
news:434e5b51$0$29545$4faf...@reader1.news.tin.it...


 ha scritto nel messaggio 
news:434e5b51$0$29545$4faf...@reader1.news.tin.it...
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Scusami se rispondo solamente ora ... effettivamente aumenti il braccio di F 
abbassando la fondazione ... Ma io analizzarei anche il contributo del 
terreno in spinta a riposo. E' vedo che tali tipologie di fondazione sono 
eseguite gettando direttamente contro terra almeno nel 90% dei casi e 
pertanto è plausibile che il terreno offra resistenza come minimo con sponta 
a riposo all'azione orizzontale. Per essere puristi si dovrebbe teren conto 
dell'instaurarsi della spinta attiva nella stessa direzione della forza F e 
della spinta a riposo (a riposo e non spinta passiva poichè necessiterebbe 
di grosse deformazioni) nella direzione opposta. Tali contributi IMHO 
dovrebbero compensare l'effettivo abbassamento ovviamente se questo è 
contenuto entro il mezzo metro. Da geotecnico io semplicemente chiedo allo 
strutturista gli scarichi all'estradosso del plinto o dado di fondazione poi 
il dimensionamento diventa calcolo geotecnico.
Spero di averti suggerito un altro spunto di riflessione...
Ciao
M.

è stato un errore ... io ho postato soltanto una volta ...
Non è necessario rinviare il msg se non lo si vede subito nel NG, alcuni 
server ci mettono un pochino, lo stesso principio vale se hai problemi 
nell'invio.

 allo strutturista gli scarichi all'estradosso
Mai lavorato separando geotecnica e strutture, se non con i 
prefabbricati. Con quali altre tipologie e con quali importi funziona? 
Sussiste una reale suddivisione delle responsabilità?
Ciao
DOCstone 


Funziona con un pò tutte le strutture ... bisogna suddividere le competenze 
delle fondazioni dalle strutture in elevazione, nello specifico di una torre 
faro in cui tutto è tabulato l'unico calcolo da fare è la fondazione 
pertanto puro caso geotecnico ... Per opere di modesta entità la 
suddivisione è inutile, peraltro io mi diletto a calcolare strutturine 
piccole, quando cresco in dimensioni vado dallo strutturista faccio prima 
... Tutte le strutture si interfacciano con il terreno, ti faccio due 
esempi: a) realizzazione di una palazzina, b) realizzazione di un parcheggio 
interrato. Entrambe sono schematizzabili come telai tridimensionali, il 
primo fuori terra che si interfaccia solamente alla base, il secondo si 
interfaccia ovunque fuorchè in testa ... Ora il geotecnico nel primo caso ti 
fornisce gli elementi per esaminare l'interazione terreno-struttura, nel 
secondo caso il geotecnico ti richiede di assorbire nel tuo telaio azioni 
derivanti dal terreno. I diaframmi solitamente se li progetta salvo 
impiegare sistemi di post tensione delle armature nel qual caso è 
preferibile uno strutturista. Tutti gli appoggi però vengono demandati allo 
strutturista.
La suddivisione delle responsabilità è relativa a chi firma gli elaborati di 
progetto, ergo io sono un ingegnere geotecnico e firmo tutto quello che c'è 
sotto il piano campagna per interderci, lo strutturista firma tutto quello 
che ci sta sopra. La responsabilità è suddivista e da accertare in caso di 
danno. Ergo se la tua trave crolla per effetto del carico non è responsabile 
il geotecnico, se la tua trave si deforma per cedimenti eccessivi la 
responsabilità è da assegnare o allo strutturista o al geotecnico ovvero se 
i carichi erano corretti allora è colpa del geotecnico che ha sbagliato 
l'interpretazione dei parametri geotecnici ed i relativi calcoli altrimenti 
se i carichi erano sbagliati è colpa dello strutturista che ha passato 
calcoli sbagliati al geotecnico. Esiste infine la colpa in vigilare o almeno 
credo si chiami così per il geotecnico e per lo strutturista ... entrambi 
dovrebbero controllarsi a vicenda, ergo mediante schemi semplificati 
verificare l'ordine di grandezza delle soluzioni proposte da entrambi.
Ciao
M.

 proprio nulla anzi pensando di fare peggio in realtà fanno meglio.
fanno meglio dal punto di vista geotecnico perché aumentano la capacità
portante, ma fanno peggio dal punto di vista strutturale perché
normalmente le armature dei plinti non sono tutte realizzate a staffoni
per cui se lo strutturista non ha avuto cura di calcolarsi l'attrito
laterale e stabilire il necessario numero di ferri che devono essere
sagomati a staffoni, come minimo si creano fessure orizzontali e si
ossidano le armature.
saluti,
u.

 per lo strutturista ... entrambi dovrebbero controllarsi a vicenda,
Mi farebbe piacere approfondire questo tema, cioè: esiste una 
responsabilità del progettista delle strutture in elevazione sulle 
fondazioni non firmate da lui (e viceversa)?

 Mi farebbe piacere approfondire questo tema,
Quando vuoi ... forse con un nuovo post oppure via mail privata ...
ciao

Bhe in questo caso si entra nella pratica delle buone regole dell'arte ... 
così si evita la fessurazione ma ti chiedo ... quante volte hai calcolato la 
fessurazione ... i distanziatori delle barre dal terreno li posizioni ... 
che copriferro impieghi ... ovvio che se fai il getto contro terra i ferri 
vengono sagomati come staffoni ... almeno il minimo indispensabile ... per 
il getto contro terra io ho sempre realizzato un'armatura std autoportante 
che mi arriva già fatta ... il manovale la posa dove serve e viene subito 
gettato il calcestruzzo ... ovvero vedi l'armatura come "strutturina" in 
acciaio ...
Ciao
M.

 ha scritto nel messaggio
news:zGR3f.13239$Pe2.2...@twister2.libero.it...
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1. credo nessuno abbia mai calcolato la fessurazione in fondazione,
molto semplicemente, considerato l'attrito laterale che insorge al
contatto parete di cls-terreno, si determina la sezione minima di
acciaio necessaria a portare la risultante di tale attrito. questa è
l'area minima che deve essere raggiunta, eventualmente superata, da
barre chiuse sagomate a staffoni. le rimanenti barre possono essere
sagomate a "u".
2. copriferro 4.5 cm in asse alle armature principali, questa è la
prescrizione che dò di solito (mi riferisco alla distanza bordo-asse
ferri perché, sai, sono uno di quelli che fa ancora calcoli con excel
;-P). per il cls, a fronte di una rck 250 richiedo cemento cem iv,
oppure cem ii per situazioni più che ordinarie.
3. in fondazione non ho mai richiesto distanziatori laterali perché la
gabbia d'armatura è sempre sufficientemente rigida e pesante da rimanere
in posizione durante il getto. talvolta l'impresa li ha disposti. per il
copriferro sul piano d'appoggio normalmente chiudo un occhio quando
usano pezzi di pietra raccolti qua e là in cantiere.
4. di solito, ma talvolta ne ho fatto a meno, sotto i plinti prescrivo
un magrone armato con rete elettrosaldata. l'incremento di costo è
irrisorio.
5. per rispondere alla tua ultima osservazione, mi è capitato una volta
di "vedere" l'armatura come una struttura in acciaio. era una situazione
in cui 2 operai avevano bisogno di trasportare un carico camminando
sull'armatura. ho verificato che fosse possibile, ma oltre questo caso
non l'ho mai dimensionata in questo modo.
saluti,
u.


Tante volte capita se vuoi fare l'industrializzazione delle armature. Molto 
probabilmente tu non lo vedi ma il ferraiolo lo fa per te quando le mette in 
produzione automatica, se glielo fornisci tu il prodotto ... gira la voce 
nelle imprese e puoi aumentare la parcella di poco ma aumenta ... ;-))
Ciao