Author Topic: Verifica fondazione isolata con momenti resistenti (Read 12340 times)

zax2010 · « **on:** 19 December , 2009, 15:52:16 PM »

Non lo ripeto. Il punto 7.2.5 del Dm 2008 è chiaro. La fondazione va verificata con il minimo tra 3 set di "azioni".

Mi ponevo però un problema, qualora decidessi, contrariamente a quanto finora ho fatto (azioni di calcolo amplificate con il fattore di sovraresistenza), di verificare le fondazioni con i momenti resistenti dei pilastri sovrastanti.

Ragiono per semplicità su di una fondazione costituita da un plinto isolato ed il suo pilastro.
La perplessità è la seguente.

1) Le azioni di calcolo derivano da una ben precisa combinazione di carico (la 3.2.16) in cui però tengo conto della concomitanza di sisma in X ed Y (esempio Ex+0.3*Ey).
2) Se non intervengono minimi di armatura, ecc. e se sono bravo a dimensionare il tutto, la differenza tra momenti resistenti del pilastro e le azioni non dovrebbero discortarsi di molto.
3) A causa però della forma ad "uovo" del dominio di rottura di un pilastro, dato un certo valore di N, accade che per verificare a presso flessione deviata il pilastro i suoi momenti resistenti, nelle direzione principali X ed Y, sono maggiori (a volte non di poco) delle azioni stesse in quelle direzioni.

Tutto ciò premesso, mi sembra che le alternative siano le seguenti:

1) Il plinto va verificato una volta nella direzione principale del pilastro con il momento resistente MRx ed una volta con il momento resistente MRy (senza combinare i momenti resistenti);

2) Bisogna combinare i momenti resistenti (esempio MRx+0.30*MRy) e con questi verificare il plinto;

3) Ricavare dal dominio di rottura i valori dei momenti M'Rx ed M'Ry (punto intercetto nel dominio di rottura del vettore dei momenti di calcolo) con cui eseguire la verifica del plinto (a presso flessione deviata anche per lui).

Voi che strada perseguite/perseguireste?
Sono le uniche alternative?
l'EC8 specifica meglio?

ferrarialberto · « **Reply #1 on:** 19 December , 2009, 17:31:46 PM »

Ciao Zax
l'approccio 1 forse è un po' poco conservativo, il 2 mi sembra più razionale e logico, il 3 mi sembra eccessivamente oneroso e non so quanto possa numericamente differire dal precedente.
Il §7.2.5 è sicuramente un paragrafo che lascia diverse interpretazioni in diversi punti e la circolare non aiuta affatto.
Io ho un dubbio in merito a questo punto, ma che ancora non ho affrontato nei forum. Vengo al punto: ipotizziamo di avere un plinto a bicchiere con un pilastro prefabbricato; sia il pilastro sovradimensionato ed abbia un momento resistente di 1500 kNm (per una certa N); sia il momento sollecitante da analisi (con q=2.5) pari a 800 kNm. La norma dice "tali azioni non siano maggiori di quelle trasferite dagli elementi soprastanti amplificate con gammaRd=1.10 in CDB". Bene, applico questa possibilità (delle 3) e progetto la fondazione (la ciabatta con un momento di 800x1.1=880 kNm e il bicchiere mettendoci anche l'altro GammaRd=1.20 quindi 880x1.2=1056 kNm, analogamente per il taglio nel bicchiere). Arriva il sisma, prima che il pilastro sviluppi la cerniera plastica (sopra il bicchiere) trasmette alla fondazione un momento di 1500 kNm e il bicchiere che ho progettato va a farsi friggere. Sto sbagliando io, in questo esempio costruito con i numeri ad hoc, o la norma ha un bug? Boh.

Ciao.

zax2010 · « **Reply #2 on:** 19 December , 2009, 18:24:23 PM »

Allora, intanto il tuo dubbio.
Tu dici, arriva il sisma e prima che il pilastro sviluppi la cerniera plastica, esso scarica molta più "forza" al bicchiere del plinto.
No. Il momento di rottura da 1500 kNm dovrebbe essere un valore limite massimo. Se la cerniera plastica non si sviluppa non si arriverebbe MAI a quella "forza".
Ciò non toglie che il dubbio me lo hai messo.
Riguardo alla tua preferenza per la possibilità 2, faccio notare che essa comporterebbe un discreto sovradimensionamento.
Tutto il ragionamento della mia domanda nasce da dei numeri reali di una struttura reale.
In pratica ho pilastri con azioni di calcolo dell'ordine di 800 kNm in una direzione e di 300 kNm nell'altra. Considerando che per tenere conto dell'instabilità a carico di punta devo amplificare tali momenti intorno al 10-15%, alla fine della verifica a pressoflessione, con entrambi questi momenti, ottengo dei momenti resistenti (solitari) in X ed in Y dell'ordine di 1050 kNm.
Ora capisci bene che se provassi a verificare il plinto con il momento 1050 in X e 0.3*1050=315 in Y, otterrei un plinto diverso che con 1.1*800=880 e 1.1*300=330

Qualcuno dirà, ma tanto la norma dice che devi utilizzare il minimo, ed allora perchè sbattersi....vero è.

In realtà io ritengo che tra la verifica con le azioni di calcolo amplificate e quella con un solo momento resistente in una direzione, alla fine non dovrei riscontrare differenze significative di dimensionamento, quindi opterei, appunto, per la soluzione 1.

Cioè spero che alla base della scelta del Normatore ci siano dei ragionamenti per cui percorrendo l'una strada piuttosto che l'altra si arriva comunque, se non ad un risultato identico, perlomeno molto simile.
Magari è proprio lì che mi sbaglio.

afazio · « **Reply #3 on:** 19 December , 2009, 19:55:00 PM »

Mi inserisco solo per annotare qualche cosa:
- sembra che le norme tecniche siano state scritte da persone che tra loro non si parlavano perche forse "sciarriate"; chi ha scritto la parte relativa all'elevazione aveva come modello di fondazioni le tipiche fondazioni a trave rovesce e quei coefficienti 1.1 o 1.2 troverebbero applicazione in un moldello in cui esiste la continuità di un telaio, come se la trave di fondazione ne costituisse la chiusura in basso, mentre chi ha scritto la parte delle fondazioni ha concetti differenti anche per la verifica di tipo STRU delle fondazioni.

Vogliamo capire meglio cosa c'e' da verificare nel caso di un plinto isolato?
Trattandosi di una struttura di fondazione dobbiamo accedere al punto 6 della norma e poi al punto 7.11. Qui vengono stabiliti tutti gli approcci e per ciascun approccio vengono fissati i coefficienti di combinazione. Da qualche parte nella sezione relativa alle strutture in elevazione si parla di dimensionare le fondazioni per il momento resistente al piede del pilastro o per la effettiva sollecitazione moltiplicata per il fattore di sovraresistenza, nella sezione relativa alle geotencina si dice invece che quando le resistenze del terreno sono finalizzate alla verifica di tipo strutturale, i coefficienti parziali relativi alle resistenze devono essere presi in valore unitario.
Cio significa, sempre riferendomi ad un plinto isolato con una bella ciabatta da cui spicca il bicchiere, che sta povera ciabatta da un lato deve essere dimensionata e verificata per le sollecitazioni trattate come innanzi detto nel capitolo delle strutture , mentre da sotto deve essere dimensionata per la resistenza del terreno aplicata da sotto come azione dimensionante.
Intanto una delle verifiche piu' importanti da condurre e' quella al ribaltamento (verifica di tipo EQU) per cui la sezione geotecnica indica i coefficienti parziali da applicare ai carichi ribaltanti ed altri coefficienti da applicare ai carichi stabilizzanti. Purtroppo io non riesco a mettere insieme le due cose, cioè le indicazioni sulle azioni da considerare per la verifica delle fondazioni indicate nel capitolo relativo alle strutture in elevazione e quelle indicate nel capitolo relativo alle fondazioni, e l'unica spiegazione che riesco a darmi è che le prime sono scritte avendo come modello di fondazione un reticolo di trave rovesce.

saluti

ferrarialberto · « **Reply #4 on:** 19 December , 2009, 21:26:26 PM »

Quote from: zax2010 on 19 December , 2009, 18:24:23 PM

Allora, intanto il tuo dubbio.
Tu dici, arriva il sisma e prima che il pilastro sviluppi la cerniera plastica, esso scarica molta più "forza" al bicchiere del plinto.
No. Il momento di rottura da 1500 kNm dovrebbe essere un valore limite massimo. Se la cerniera plastica non si sviluppa non si arriverebbe MAI a quella "forza".
Ciò non toglie che il dubbio me lo hai messo.
Riguardo alla tua preferenza per la possibilità 2, faccio notare che essa comporterebbe un discreto sovradimensionamento.
Tutto il ragionamento della mia domanda nasce da dei numeri reali di una struttura reale.
In pratica ho pilastri con azioni di calcolo dell'ordine di 800 kNm in una direzione e di 300 kNm nell'altra. Considerando che per tenere conto dell'instabilità a carico di punta devo amplificare tali momenti intorno al 10-15%, alla fine della verifica a pressoflessione, con entrambi questi momenti, ottengo dei momenti resistenti (solitari) in X ed in Y dell'ordine di 1050 kNm.
Ora capisci bene che se provassi a verificare il plinto con il momento 1050 in X e 0.3*1050=315 in Y, otterrei un plinto diverso che con 1.1*800=880 e 1.1*300=330

Qualcuno dirà, ma tanto la norma dice che devi utilizzare il minimo, ed allora perchè sbattersi....vero è.

In realtà io ritengo che tra la verifica con le azioni di calcolo amplificate e quella con un solo momento resistente in una direzione, alla fine non dovrei riscontrare differenze significative di dimensionamento, quindi opterei, appunto, per la soluzione 1.

Cioè spero che alla base della scelta del Normatore ci siano dei ragionamenti per cui percorrendo l'una strada piuttosto che l'altra si arriva comunque, se non ad un risultato identico, perlomeno molto simile.
Magari è proprio lì che mi sbaglio.

Ciao Zax,
forse non mi sono spiegato bene, vedo di rettificare tornando al mio dubbio. Il punto a mio avviso è che questo punto della norma può portare ad un sottodimensionamento della fondazione che potrebbe uscire dal campo elastico. Se da analisi con q=2.5 ho un momento al piede di 800 kNm significa che con q=1 avrei M=2000 kNm. Essendo il momento resistente 1500 kNm devo mettere in conto la duttilità, altrimenti dovrei aumentare sezione (o l'armatura) del pilastro. Bene, dimensiono la fondazione con q=2.5 e M=800 kNm (ciabatta e bicchiere, lasciamo stare un attimo i vari gammaRd). Arriva il sisma: il pilastro rimane in campo elastico finchè M<1500 kNm, poi risponde con la duttilità, ma intanto il momento è arrivato a 1500 kNm. Chi mi dice che il pozzetto non collassi fragilmente a taglio? Chi mi dice che la ciabatta sia in grado di incassare un momento non previsto in sede progettuale? Io penso che la norma sia sbagliata per così come è scritta. Il momento al piede di un pilastro per il dimensionamento della fondazione dovrebbe essere scelto tra quello ottenuto dall'analisi con q=1 ed il momento resistente. Punto e basta: la terza possibilità che da la norma pregiudica la sicurezza a mio avviso.

Ciao.

zax2010 · « **Reply #5 on:** 20 December , 2009, 12:43:46 PM »

D'altra parte però con il tuo ragionamento disattendi quanto momento effettivo arriva al piede del pilastro.
Se ti ricordi in "Dissertazioni di un folle...ecc." proprio afazio si chiedeva perchè dover verificare le sezioni per azioni che tali sezioni non vedranno mai (va beh lì la cosa era anche un tantino più articolata).
Proprio e solamente per le fondazioni il normatore concede una deroga.
Le azioni di calcolo d'altra parte derivano da un sisma severo, da tutta una serie di "condizioni al contorno" che dovrebbero far calcolare le azioni stesse come le massime possibili per le nostre strutture.

Insomma che dirti. Per adesso boh.

salvo@ing · « **Reply #6 on:** 21 December , 2009, 16:01:07 PM »

Quote from: ferrarialberto on 19 December , 2009, 21:26:26 PM

Ciao Zax,
forse non mi sono spiegato bene, vedo di rettificare tornando al mio dubbio. Il punto a mio avviso è che questo punto della norma può portare ad un sottodimensionamento della fondazione che potrebbe uscire dal campo elastico. Se da analisi con q=2.5 ho un momento al piede di 800 kNm significa che con q=1 avrei M=2000 kNm. Essendo il momento resistente 1500 kNm devo mettere in conto la duttilità, altrimenti dovrei aumentare sezione (o l'armatura) del pilastro. Bene, dimensiono la fondazione con q=2.5 e M=800 kNm (ciabatta e bicchiere, lasciamo stare un attimo i vari gammaRd). Arriva il sisma: il pilastro rimane in campo elastico finchè M<1500 kNm, poi risponde con la duttilità, ma intanto il momento è arrivato a 1500 kNm. Chi mi dice che il pozzetto non collassi fragilmente a taglio? Chi mi dice che la ciabatta sia in grado di incassare un momento non previsto in sede progettuale? Io penso che la norma sia sbagliata per così come è scritta. Il momento al piede di un pilastro per il dimensionamento della fondazione dovrebbe essere scelto tra quello ottenuto dall'analisi con q=1 ed il momento resistente. Punto e basta: la terza possibilità che da la norma pregiudica la sicurezza a mio avviso.

Ciao.

Concordo in pieno con tale assunto! Proprio nel calcolo di una struttura di fondazione con travi rovesce a bicchiere (con i soli plinti non ne uscivo a capacità portante e non potevo fare plintoni da 3,5x3,5 m. causa contiguità con altra struttura ed i plinti zoppi si comportavano maluccio) ho completamente abbandonato l'analisi elastica con amplificazione gamma_R, poiché tali azioni erano davvero modeste rispetto al q=1 o o a quelle relativa al momento resistente dei pilastri sovrastanti.
Tra le ultime 2 ho scelto il q=1, ossia un'analisi in campo elastico che convenientemente dovrebbe pormi in una situazione intermedia tra le tre proposte dal normatore.
Quindi, riassumendo credo che scegliere la minore, se essa è analisi elastica amplificata, sia un grave errore in termini di sicurezza, sebbene la norma lo preveda (non c'è garanzia alcuna che la fondazione resti in campo elastico, anzi...). Cosa diversa è se il raffronto al minimo avviene tra l'analisi con i momenti resistenti dei pilastri con le relative azioni a q=1.
Personalmente ho optato per la seconda. Ma in effetti, se arriva il sisma che mobilità totalmente il momento resistente massimo del pilastro, e questo è maggiore rispetto al q=1, cosa diamine succede?
Si, forse c'è un bag.

Tornando al tema del topic, certamente non si può usare il BFS per la villetta in questione: manca la condizione di scatolarità. Inoltre io prolungherei i pilastri fino in fondazione, considerando il muro svincolato dai pilastri e soggetto solo alla spinta delle terre. Il telaio lo chiudere con una trave, pertanto la configurazione del muro sarebbe proprio quella di un muro di sostegno. Grande semplificazione, ma credo efficace.
Alternativamente, fermo restando l'appoggio ai pilastri, potrebbe il solaio del primo impalcato poggiare sul muro, garantendone ulteriore stabilità, sebbene occorrono altre verifiche (carichi verticali).
Ciao

ing.Max · « **Reply #7 on:** 21 December , 2009, 16:17:49 PM »

Quote from: salvo@ing on 21 December , 2009, 16:01:07 PM

Tornando al tema del topic, certamente non si può usare il BFS per la villetta in questione: manca la condizione di scatolarità. Inoltre io prolungherei i pilastri fino in fondazione, considerando il muro svincolato dai pilastri e soggetto solo alla spinta delle terre. Il telaio lo chiudere con una trave, pertanto la configurazione del muro sarebbe proprio quella di un muro di sostegno. Grande semplificazione, ma credo efficace.
Alternativamente, fermo restando l'appoggio ai pilastri, potrebbe il solaio del primo impalcato poggiare sul muro, garantendone ulteriore stabilità, sebbene occorrono altre verifiche (carichi verticali).
Ciao

Okkio al titolo del topic! Se ti riferisci alla mia villetta sei OT comunque grazie per il suggerimento?

salvo@ing · « **Reply #8 on:** 21 December , 2009, 17:29:23 PM »

Quote from: ing.Max on 21 December , 2009, 16:17:49 PM

Okkio al titolo del topic! Se ti riferisci alla mia villetta sei OT comunque grazie per il suggerimento?

Scusami, hai perfettamente ragione: ahimé, scrivevo qui e leggevo altra cosa... Il tempo non basta mai.
Ciao

zax2010 · « **Reply #9 on:** 21 December , 2009, 18:40:38 PM »

Ok salvo. Non mi hai risposto.
Nel senso che se hai optato per le azioni calcolate con q=1, mi pare che tutto fili liscio. Avrai la combinazione Ex+0.3*Ey ecc.

Sulla tua osservazione: "che succede se arriva un sisma maggiore rispetto a q=1"- mi pare che questa nuova norma ci abbia fatto venire un sacco di turbe mentali.
Perchè dovrebbe venire un sisma maggiore di q=1?
Dopo tutte queste microzonazioni alla 6° cifra decimale? Ma che scherzi?

Comunque alla domanda si può tranquillamente rispondere.
Che succede se dimensioni un solaio per sopportare 1000 kg/m², e poi ce ne metti 3000 kg/m²
Si rompe, no? E cos'altro dovrebbe succedere?

Ing. Edoardo · « **Reply #10 on:** 21 December , 2009, 19:36:36 PM »

Concordo con l'aver utilizzato il q=1. La paura che si verifichi un sisma maggiore, secondo me deve essere smorzata dalle indicazioni che riesce a darti il tempo di ritorno (Tr).. La norma infatti cita che il periodo di ritorno è direttamente imputabile agli effetti distruttivi del sisma e inversamente proporzionale alla distanza entro cui si ripresenta. In sostanza un sisma con Tr=475anni risulta molto più distruttivo rispetto ad un sisma con Tr=50anni. Ovviamente si tratta di dati statistici, quindi con un margine di errore, ma comunque molto basso.

salvo@ing · « **Reply #11 on:** 21 December , 2009, 20:50:07 PM »

Quote from: zax2010 on 21 December , 2009, 18:40:38 PM

Perchè dovrebbe venire un sisma maggiore di q=1?
Dopo tutte queste microzonazioni alla 6° cifra decimale? Ma che scherzi?

Abruzzo 2009?

zax2010 · « **Reply #12 on:** 21 December , 2009, 23:17:35 PM »

Quote from: salvo@ing on 21 December , 2009, 20:50:07 PM

Abruzzo 2009?

Intanto è da provare che il sisma d'Abruzzo sia stato maggiore di quanto lo stesso DM2008 non determini, in quei luoghi, ad esempio con un Tr=475 anni.
Ma detto ciò, ammesso che il sisma d'Abruzzo abbia avuto intensità superiori a quanto previsto dalla norma, io, povero ingegnere di periferia, cosa dovrei fare?
Siccome la norma mi dice di considerare il sisma 100, allora per sicurezza calcolo il tutto con sisma 110? E se poi arriva 150?

Insomma quello che voglio dire è che la norma è già parecchio articolata, è piena di coefficientini di dubbia provenienza e che mi fanno determinare carichi amplificandoli, resistenze riducendole, ecc. ecc. ecc. ed inoltre dovrei pure preoccuparmi di capire che succede, se alla fine di tutta questa orgia di fattori di sicurezza applicati a spolvero, qualcosa debba andare storto?
Il buon senso dice: se qualcosa deve andare storto, andrà storto.

magist · « **Reply #13 on:** 22 December , 2009, 00:14:21 AM »

Zax attenzione che l'azione sismica di normativa (di fatto la mappa di pericolosità sismica dell'INGV) non è affatto "cosa esatta". Qualcuno ha criticato l'eccessiva precisione del reticolo geografico del dm08 proprio perchè sottintende, illusoriamente, che dietro agli studi di perisolosità ci sia una corrispondente precisione. Ma appunto non è affatto così, e l'Abruzzo ne è un esempio.
Tutto ciò non è detto che debba ricadere sul progettista che si può tutelare rispettando la normativa, cioè usando l'azione di calcolo amplificata di gammard.
Sono d'accordo sul fatto che in qesta logica la GDR sembra fare un passo indietro e non ne capisco il motivo.

Ing. Edoardo · « **Reply #14 on:** 22 December , 2009, 09:59:39 AM »

Onestamente io non me la sento di criticare le NTC2008. Il reticolo, proprio per la sua precisione, ti da delle indicazioni molto dettagliate. Come già detto si tratta di casi statistici quindi con margini di errore, che vengono già considerati nel calcolo del reticolo stesso. A favore di sicurezza potresti considerare Tr=475 anni che non è detto per forza si ripeta a quella precisa data (potrebbe avvenire anche prima con la stessa intensità ma è raro). Il problema è che ricavi dei coefficienti sismici molto amplificati rispettoa quelli che ti servirebbero per un'altra zona in cui basterebbe ad esempio Tr=50 anni.
Io starei tranquillo e utilizzerei i dati precisi forniti per la zona che ti interessa, ma nulla ti vieta di considerare casi peggiori proprio per una tua sicurezza personale.

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