relazione di calcolo plinto

POLITECNICO DI TORINO

CORSO DI LAUREA IN INGEGNERIA EDILE

STABILITA’ DEGLI SCAVI E OPERE DI SOSTEGNO

01PCPNB- 6 CFU

Studenti:

189059 – Filardo Alessandro

Docente

Prof. Monica Barbero

Prof. Sebastiano Foti

VERIFICA PLINTO DI FONDAZIONE

A.A. 2012/2013

Sommario

1. Normativa di riferimento ....................................................................................................................... 3

2. Caratteristiche dei materiali .................................................................................................................. 3

3. Riferimenti Bibliografici ......................................................................................................................... 3

4. Descrizione dell’opera ........................................................................................................................... 3

5. Analisi dei carichi ................................................................................................................................... 4

5.1. Stato Limite Ultimo ........................................................................................................................ 5

5.2. Stato Limite di Esercizio ................................................................................................................. 6

6. Verifiche condotte ................................................................................................................................. 7

6.1. Verifica del carico limite(SLU) ........................................................................................................ 7

6.2. Verifica del cedimento a 30 anni (SLE) ........................................................................................ 10

6.3. Verifica a taglio (SLU) ................................................................................................................... 13

6.4. Dimensionamento armature (SLU) .............................................................................................. 15

6.5. Ancoraggio delle barre ................................................................................................................ 16

6.6. Disposizione delle armature ........................................................................................................ 17

7. Allegati ................................................................................................................................................. 19

7.1. Parametri del terreno .................................................................................................................. 19

7.2. Calcolo qlim ................................................................................................................................. 20

7.3. Analisi prova CPT ......................................................................................................................... 21

7.4. Stima del cedimento in combinazione quasi permanente .......................................................... 22

7.5. Verifica parzializzazione della sezione ......................................................................................... 23

7.6. Verifica altezza sezione – direzione y .......................................................................................... 23

7.7. Verifica altezza sezione – direzione x .......................................................................................... 24

7.8. Dimensionamento armature – direzione y .................................................................................. 25

7.9. Dimensionamento armature – direzione x .................................................................................. 26

1. NORMATIVA DI RIFERIMENTO

D.M. 14/01/08 - Nuove norme tecniche per le costruzioni

ENV 1992-1-1 - Eurocodice 2 Progettazione delle strutture di calcestruzzo

2. CARATTERISTICHE DEI MATERIALI

Calcestruzzo per struttura di fondazione

Classe C 25/30

Resistenza caratteristica cubica a compressione �� = 30 �

Resistenza caratteristica cilindrica a compressione �� = 25 �

Acciaio per struttura di fondazione

Classe B450C

Tensione di snervamento caratteristica �� = 450 �

Tensione di snervamento di calcolo �� = 391 �

3. RIFERIMENTI BIBLIOGRAFICI

LANCELLOTTA Renato, COSTANZO Daniele, FOTI Sebastiano, Progettazione geotecnica, Milano, Hoepli, 2011.

LANCELLOTTA Renato, CALAVERA Josè, Fondazioni,Milano,McGraw Libri Italia srl,1999.

4. DESCRIZIONE DELL’OPERA

Verifica dimensioni e progetto armature di un plinto di fondazione soggetto a carico eccentrico su sabbia

leggermente limosa.

Le caratteristiche geometriche del plinto sono le seguenti (figura 4.1):

� = 2 �

� = 2.5 �

ℎ = 0.65 �

�� = 0.05 �

Il plinto è caricato da un pilastro quadrato di dimensioni 40x40 cm.

Sono state eseguite prove per ricavare i parametri geotecnici utili al calcolo, in particolare disponiamo di:

- Angolo di attrito a volume costante �� ! = 32°

- # = 19 $%/�'

- Prova in situ penetro metrica statica CPT i cui risultati sono riportati in figura 4.2

Figura 4. 2 – Geometria plinto

Figura 4. 1 – Risultati prova penetro metrica statica CPT

Non è stata rilevata falda per la profondità di interesse.

Il piano di imposta della fondazione è situato a 1.2 m dal piano campagna. Si ipotizza di eseguire lo

sbancamento del terreno prima della realizzazione dell’opera.

Successivamente alla realizzazione del plinto

verrà eseguito il reinterro ai lati della fondazione

per una altezza minima di 0.65 m come in figura

4.2 e si suppone che tale terreno non venga

rimosso nel corso di vita dell’opera. Il reinterro è

eseguito con terreno di riporto avente : #()*+(,+ = 16 $%�'

Figura 4. 2 – Indicazione reinterro

5. ANALISI DEI CARICHI

Il plinto è soggetto ad un carico avente eccentricità in una sola direzione di cui sono forniti i valori

caratteristici seguenti.

Tabella 5. 1 – Valori caratteristici delle azioni

G Q

Nk [kN] 740 395

Mk [kN] 108 124

5.1. STATO LIMITE ULTIMO

L’EuroCodice 7 e le NTC 2008 prevedono diverse categorie di Stati Limite Ultimi per ognuna delle

quali vengono prescritti dei gruppi di coefficienti parziali. La scelta dei gruppi di coefficienti di

sicurezza parziali per azioni, parametri geotecnici e resistenze dipende dall’approccio progettuale

che si adotta.

Figura 5. 1 – Coefficienti parziali di sicurezza per le azioni, Tabella 2.6.I NTC 2008

Figura 5. 2 – Coefficienti parziali di sicurezza per i parametri geotecnici del terreno, Tabella 6.2.II NTC 2008

Figura 5. 3 – Coefficienti parziali di sicurezza per le fondazioni superficiali, Tabella 6.4.I NTC 2008

La normativa prevede che sia il progettista a determinare quale approccio adottare tra:

- DA1 : prevede due differenti combinazioni

� C1 : (A1+M1+R1) più severo nei confronti del dimensionamento strutturale

� C2 : (A2+M2+R2) più severo nei riguardi del dimensionamento geotecnico

- DA2 : è prevista una unico combinazione sia per le verifiche geotecniche che strutturali

(A1+M1+R3)

Per il tipo di opera progettata è stato scelto l’approccio DA2.

Si verifica che:

-� ≤ �� (da formula 6.2.1 NTC 2008)

Dove:

-� = - /#01�; 3�#4 ; �5 (da formula 6.2.2 a NTC 2008)

�� = 1#6 � /#01�; 3�#4 ; �5 (da formula 6.2.3 NTC 2008)

La combinazione delle azioni da adottare è la combinazione fondamentale così definita:

#78 ∙ :8 + #7< ∙ :< + #= ∙ > + #?8 ∙ @�8 + #?< ∙ AB< ∙ @�< + #?' ∙ AB' ∙ @�' + ⋯

(da formula 2.5.1 a NTC 2008)

5.2. STATO LIMITE DI ESERCIZIO

Viene determinato il valore dell’azione di calcolo 1� valutato con una delle combinazioni previste

dalla normativa (NTC 2008) per lo SLE. Viene adottata la combinazione quasi permanente.

:8 + :< + > + A<8 ∙ @�8 + A<< ∙ @�< + A<' ∙ @�' + ⋯ (da formula2.5.4 NTC 2008)

Si valuta perciò l’effetto

-� = -D1�; 3�; �E (da scheda1.2 Progettazione geotecnica)

Viene poi stabilito il valore limite dell’effetto della azioni F� nel nostro caso pari a 40 mm, valore

determinato a partire dal tipo di fondazione e dal tipo di terreno. Si verifica infine che:

-� ≤ F� (da scheda1.2 Progettazione geotecnica)

Figura 5. 4 – Valori dei coefficienti di combinazione, Tabella 2.5.I NTC 2008

6. VERIFICHE CONDOTTE

6.1. VERIFICA DEL CARICO LIMITE(SLU)

Viene utilizzata, per tale verifica, la formula di Brinch-Hansen (1970):

GH)I = 12 #′�%KLK�KMKNK + �′ %�L�O��M�N� + G′ %PLPOP�PMPNP (da formula2.9 Progettazione Geotecnica)

Dove:

# − �L� O�RR�ST�UàO� W�RS��

� − ML� O�RR ��TOX��T� �W�TUSR��TU� ��O�UU �� UU� O�R ��TU� �R�UU�TU�

� − ��L��T� �� O�R U��T�

G − L�W�� RU��R� RR ��TOX��T�

%K; %�; %P − ��TU� O� ��Uà ��UTU�

LK; L�; LP − �UU�� UU�W� �� TOX��T� T�T TLU��

�K; ��; �P − �UU�� UU�W� �� T�R�TX��T� O�R ��

MK; M�; MP − �UU�� UU�W� �� T�R�TX��T� O�RR ��TOX��T�

NK; N�; NP − �UU�� UU�W� �� T�R�TX��T� O�R �T� ��NT

O�; OP − �UU�� UU�W� �� L�X��T� O�RR ��TOX��T� �T LL�TX O� LMT��TU�

Il terreno con cui abbiamo a che fare è una sabbia leggermente limosa perciò nella formula scompare il

termine dovuto alla coesione in quanto c=0.

I coefficienti di capacità portante sono stati tabulati da Vesic (1975) in funzione dell’angolo di resistenza

a taglio del terreno.

Il carico giunge alla fondazione non inclinato perciò i fattori correttivi per inclinazione del carico sono

nulli.

La fondazione viene realizzata su piano orizzontale perciò i fattori correttivi per inclinazione della

fondazione sono nulli.

Il piano campagna risulta n on inclinato perciò i fattori correttivi per inclinazione del piano campagna

sono nulli.

La fondazione viene realizzata dopo aver eseguito lo sbancamento perciò anche i fattori correttivi per

posizione della fondazione risultano nulli.

Essendo la fondazione non nastriforme devono essere invece calcolati i coefficienti correttivi per

fondazione non nastriforme.

Determinazione coefficienti di sicurezza per SLU

� Parametri geotecnici : set M1

�′� = 32°

#� = #� ∙ 1 = 19 $%/�'

#�,()*+(,+ = #�,()*+(,+ ∙ 1 = 16 $%/�'

� Azioni : set A1

%� = %�,7 ∙ 1.3 ;

�� ,7 ∙ 1.3

G′� � G′� ∙ 1 � #

� Sicurezza per fondazioni

#6 � 2.3

Scelta dell’angolo di attrito

A seconda della densità relativa della sabbia è possibile distinguere in sabbie dense e sabbie sciolte.

Dai diagrammi di resistenza

è possibile disporre di un angolo di resistenza a taglio coincidente con lo stato di deformazione a

volume costante � !. Per la sabbia densa è invece possibile disporre di un angolo di resistenza a

taglio detto angolo di picco

si ha un decadimento della resistenza e si arriva ad una situazione equivalente a quella delle sabbie

sciolte, ovvero di deformazione a volume costante. In questa situazione l’angolo di resistenza a

taglio della sabbia diventa pari a

materiale con cui si ha a che fare.

geotecnica,1986) è possibile

partire da prove CPT come quella a nostra disposizione. Non conoscendo però il grado di sovra

consolidazione della sabbia non è possibile stabilire a priori se possiamo disporre o meno di tale

resistenza e perciò utilizzeremo come angolo di resistenza quello a volume costante.

Secondo l’approccio DA2 , essendo tale angolo scelto già in maniera cautelativa dal progettista, non

si applica alcun coefficiente correttivo (

Fattori di capacità portante

Tali fattori sono funzione unicamente dell’angolo di resi

(1975).

Figura 6. 1 – Coefficienti di capacità portante, Tabella 2.1 Progettazione geotecnica

; %�,? ∙ 1.5 � 1554.5 $%

; ��,? ∙ 1.5 � 326.4 $%�

#�,()*+(,+ ∙ �(Z)[,Z((+ ∙ 1 � 10.4 $%/�<

Sicurezza per fondazioni superficiali : set R3

Scelta dell’angolo di attrito


Dai diagrammi di resistenza \ Q ] di queste due sabbie è possibile notare che per la sabbia


. Per la sabbia densa è invece possibile disporre di un angolo di resistenza a

taglio detto angolo di picco �*. più elevato del precedente. Producendo però spostamenti elevati,



taglio della sabbia diventa pari a � ! e perciò possiamo dire che tale angolo è una proprietà del

materiale con cui si ha a che fare. Attraverso la relazione di Bolton

) è possibile ricavare empiricamente l’angolo di resistenza di picco di una sabbia a



zeremo come angolo di resistenza quello a volume costante.

�� 32°

, essendo tale angolo scelto già in maniera cautelativa dal progettista, non

a alcun coefficiente correttivo (§Figura 5.2).

Fattori di capacità portante

Tali fattori sono funzione unicamente dell’angolo di resistenza a taglio e sono tabulati da Vesic

^_ � `a. bc

^d � b`. ce

Coefficienti di capacità portante, Tabella 2.1 Progettazione geotecnica


di queste due sabbie è possibile notare che per la sabbia è sciolta


. Per la sabbia densa è invece possibile disporre di un angolo di resistenza a

ato del precedente. Producendo però spostamenti elevati,



e perciò possiamo dire che tale angolo è una proprietà del

(cap. 1 Progettazione

resistenza di picco di una sabbia a



zeremo come angolo di resistenza quello a volume costante.

, essendo tale angolo scelto già in maniera cautelativa dal progettista, non

stenza a taglio e sono tabulati da Vesic

bc

ce

Fattori correttivi per fondazione non nastriforme

Si adottano le espressioni proposte da Meyerhof (1951)

f_ = fd = 1 + 0.1 �� UT< g45 + ��2 h = c. `c (da Formula2.11 Progettazione geotecnica)

Sovraccarico laterale alla fondazione

Il sovraccarico laterale è un carico di tipo :<, ovvero un carico permanente non strutturale. La

normativa specifica però (§Figura 5.1)che, nel caso in cui si è certi che il carico sia sempre presente

nel periodo di durata della struttura, sia possibile tenere conto di tale carico come se fosse un

carico permanente strutturale. Tale carico è favorevole in quanto va ad aumentare la capacità

portante del terreno e perciò viene considerato con coefficiente di sicurezza # = 1.

d′i = # ∙ 0.65 = ca. j klm

Determinazione base ridotta

�6 = � − 2� = 2.08� (da Formula2.10 Progettazione geotecnica)

� = �o�%o� = 0.209 �

Ai fini del calcolo attraverso la formula di Brinch Hansen la base risulta essere la lunghezza minore

tra la base ridotta e l’altra dimensione del plinto.

p = b. aa q

Calcolo del carico limite

Dalle considerazioni fatte precedentemente il calcolo risulta il seguente:

drsq = 12 #�%KLK + G %PLP = cata klm #6 = 2.3 (§Figura 5.3)

^rsq = GH)I ∙ u#6 = cv`w k^ Verifica del carico limite

%o� = 1554.5 $%

%6� = 1936 $%

^xi^yi = a. ea < c

Dimensione della fondazione verificata

6.2. VERIFICA DEL CEDIMENTO A 30 ANNI (SLE)

È stato fornito un cedimento massimo pari a 40 mm. La prova in situ eseguito è una prova penetro

metrica dinamica(CPT). Da tale prova si è ricavato un diagramma in cui è rappresentata la resistenza G�

all’avanzamento della punta. Il metodo utilizzato per il calcolo del cedimento è quello proposto da

Schmertmann(1970):

{ = F8 ∙ F< ∙ |G� } ~�) ∙ |�)-′) (da formula2.44 Progettazione Geotecnica)

Dove:

F8 − �UU�� UU�W� �� TO��TU� ��L�UU� R �T� ��NT ��N�T��

F< − �UU�� UU�W� �� WRSUX��T� ��O��TU� O��U� T�R U��

|G� = G� − \′�B − U��T� ��TU� O�RR ��TLX��T� O�WSU R ��L� O� L��

|�) − ��TO�Uà O�RR� LU�U� ��TL�O��U�

-� = 2.5 G� – �� O��X��T� LL�RL��U�� (da cap.2 Progettazione Geotecnica)

~�) – ��TU� O� �T�RS�TX ��WU� �U�� OR N�� T ��NS� 6.2 L��TO �ℎ� R

��TOX��T� L� GSO�U � TLU�� .

Figura 6. 2 – Coefficiente di influenza Iz, Schmertmann et al.(da figura 2.15 Progettazione geotecnica)

Siccome la fondazione in oggetto è rettangolare il cedimento verrà calcolato come media tra

cedimento per fondazione quadrata e fondazione nastriforme.

Il procedimento per il calcolo della sommatoria presente nella formula del cedimento è il seguente:

- Vengono individuati strati aventi valore di G� costante

- Per ogni strato si individua dal risultato della prova CPT il valore di G� e il conseguente valore E’

- Si individua lo spessore di ogni strato |�)

- Per ogni strato viene preso il valore ~�) relativo alla profondità media dello strato

Calcolo cedimento per fondazione quadrata

Sono stati individuati strati fino ad una profondità dal piano di imposta della fondazione pari a 2B

ovvero 4.0 m al di sotto del piano di imposta della fondazione come indicato in figura 6.3 .

Figura 6. 3 – Individuazione grafica parametri per metodo di Schmertamnn, fondazione quadrata

\′�),I�� = �X)I*+�,� + �2� ∙ #,Z((Z[+ = 45.6 $>

~I�� = 0.5 + 0.1 ∙ g |G�\′�),I��hB.� = 0.69

Da tali valori è stato possibile ottenere graficamente i parametri relativi ad ogni strato ed usando il

metodo di Schmertmann otteniamo un cedimento pari a:

� = 22.6 ��

Calcolo cedimento per fondazione nastriforme

Sono stati individuati strati fino ad una profondità dal piano di imposta della fondazione pari a 4B

ovvero 8.0 m al di sotto del piano di imposta della fondazione come indicato in figura 6.4 .

Figura 6. 4 - Individuazione grafica parametri per metodo di Schmertamnn, fondazione quadrata

\′�),I�� = �X)I*+�,� + �2� ∙ #,Z((Z[+ = 60.8 $>

~I�� = 0.5 + 0.1 ∙ g |G�\′�),I��hB.� = 0.65

Da tali valori è stato possibile ottenere i valori relativi ad ogni strato graficamente ottenendo così un

cedimento pari a:

� = 28.9 ��

Correzioni per approfondimento rispetto al piano campagna e il tempo

F8 = 1 − 0.5 ��P� = 0.89 ≥ 0.5 (da formula2.45 Progettazione Geotecnica)

F< = 1 + 0.2 ∙ R�N � ,B.8� = 1.5 30 TT� (da formula2.46 Progettazione Geotecnica)

Verifica cedimento

Il valore medio di cedimento tra fondazione nastriforme e quadrata è pari a:

� = 25.7 ��

Applicando i coefficienti correttivi si ottiene:

��`a m��s� = `�. w qq

Fondazione verificata allo SLE.

6.3. VERIFICA A TAGLIO (SLU)

Le caratteristiche geometriche della sezione sono:

ℎ = 0.65 �

�� = 0.05 �

O = 0.6 �

Si verifica che:

�6� ≥ �o� (da formula 4.1.13 NTC 2008))

Dove:

�6� = �0.18 ∙ $ ∙ �100�8��8/' # ⁄ + 0.15 ∙ \ =�M� ∙ O ≥ �6�,I)[ = ��I)[ + 0.15 ∙ \ =�M� ∙ O

(da formula 4.1.14 NTC 2008)

$ = 1 + �200O ≤ 2

�I)[ = 0.035 ∙ $�� ∙ ��

O − RU�XX SU�R� O�RR L�X��T�

\ = = %o�u� ≤ 0.2 ∙ �� − U�TL��T� ��O� O� ��LL��T� T�R �R��LU�SXX�

M� − R�Nℎ�XX �LL�� L�X��T�

La verifica viene fatta confrontando il taglio agente al �6�,I)[ in quanto è comunque il valore minimo

che può avere �6�.

Verifica in direzione y

Essendo la sezione presso inflessa viene, per

prima cosa, calcolata l’eccentricità dello

sforzo, in modo da capire se la sezione

risulta parzializzata o meno.

� = 4 ¡¢ ¡ = 0.2 � < £¤ = 0.42

Lo sforzo risulta applicato entro il terzo

medio e perciò la sezione non è

parzializzata.

Si procede al calcolo del taglio sollecitante �o� seguendo la procedura in figura 6.5.

¥ = �� − �/2 = 1.05 �

M = � − ¥ − − O = 0.45 �

M� = � = 2 �

Figura 6. 5 – Distribuzione tensioni agenti nella direzione y

\,,I�� = %u + �¦ ∙ �2 = 467.6 $%/�<

\,,I)[ = %u − �¦ ∙ �2 = 154.2 $%/�<

\∗ = \,,I)[ + ¨\,,I�� − \,,I)[© ∙ �� − M�� = 411.2 $%/�<

�o� = \∗ ∙ M ∙ � + �\,,I�� − \∗� ∙ M ∙ �2 = 395.4 $%

ªyi,qs� = jcw k^ > ªxi

Fondazione verificata al taglio in direzione y.

Verifica in direzione x

In questa direzione la sezione risulta

compressa. Ci riferiamo, per il calcolo del

taglio agente alla figura 6.6 .

¥ = �� − �/2 = 0.8 �

\, = %u = 310.9 $%/�<

M = � − ¥ − − O = 0.2 �

M� = � = 2.5 �

�o� = \, ∙ M ∙ � = 155.45 $%

ªyi,qs� = �ba k^ > ªxi

Fondazione verificata al taglio in direzione x.

Figura 6. 6 - Distribuzione tensioni agenti nella direzione y

6.4. DIMENSIONAMENTO ARMATURE (SLU)

Il plinto è definito come plinto rigido se:

¥ < 2ℎ (da cap. 8.2.2 Fondazioni))

In questo caso viene adottato un meccanismo resistente Strut and Tie composto da bielle compresse

di calcestruzzo e da tiranti implementati attraverso le armature.

Il plinto progettato risulta essere rigido in entrambe le direzioni.

Dimensionamento in direzione y

¥ = 1.05� < 2ℎ = 1.3�

Il plinto in questa direzione risulta soggetto ad un carico eccentrico. Dal calcolo eseguito(§cap. 6.3) la

sezione non risulta parzializzata. Il meccanismo resistente adottato è quello schematizzato in figura

6.7.

Figura 6. 7 – Meccanismo resistente plinto rigido soggetto a carico eccentrico non parzializzato (da Figura 8.12, Fondazioni)

L’armature viene dimensionata a partire dal tiro seguente:

¬� = �8� ∙ 8 − 0.25 ∙ 80.85 ∙ O = 1081.7 $% (da Formula 8.11 Fondazioni))

Dove:

8 = 0.4 �

O = 0.6 �

� = �2 = 1.25 �

\�F1� = �\,,I)[ + ¨\,,I�� − \,,I)[© ∙ �� ∙ � = 621.8 $%/� �8� = \�F1� ∙ � + \,,I�� − \�F1�2 ∙ � = 973 $%

�8� = \�F1� ∗ �<2 + \,,I�� − \�F1�2 ∙ � ∙ 23 ∙ � = 649 $%�

8 = �8��8� = 0.67 �

u�,,Z+()�� = ¬�� = 2766 ��<

u�,Z®®Z,,)�� = 2770.9 ��<

Ottenuta attraverso 18 φ14.

Dimensione in direzione x

¥ = 0.8 � < 2ℎ = 1.3�

Il plinto in questa direzione risulta soggetto ad un carico centrato. Il meccanismo resistente adottato è

quello schematizzato in figura 6.8.

Figura 6. 8 - Meccanismo resistente plinto rigido soggetto a carico centrato (da Figura 8.8, Fondazioni)

L’armature viene dimensionata a partire dal tiro seguente:

¬� = %o�8 �< − 8� 10.85 ∙ O = 609.6 $% (da Formula 8.1 Fondazioni))

Dove:

< = � = 2 �

8 = 0.4 �

O = 0.6 �

u�,,Z+()�� = ¬�� = 1560 ��<

u�,Z®®Z,,)�� = 1693 ��<

Ottenuta attraverso 11 φ14.

6.5. ANCORAGGIO DELLE BARRE

Come suggerito dal testo Fondazioni nel caso di plinto rigido occorre ancorare le barre eseguendo un

piego a 90°, computando la lunghezza di ancoraggio a partire dal punto A rappresentato in figura 6.9.

Figura 6. 9 – Ancoraggio delle armature per plinto rigido (da Figura 8.13, Fondazioni)

La lunghezza di tale ancoraggio è pari a:

R* = � ¯R°3 ; 10±; 200��²

Dove:

R° = T ∙ ±

T = 32 �� R��LU�SXX� O� �RLL� F25/30

± = O��U�� M��

In entrambe le direzioni risulta

R* = 200 ��

6.6. DISPOSIZIONE DELLE ARMATURE

In entrambe le direzioni il plinto è

considerato un plinto basso. Per questo

motivo è consigliato infittire l’armatura in

una zona sottostante il plinto pari a:

+ 2ℎ = 1.7 �

Dove:

= 0.4 � − R�Nℎ�XX �RLU��

ℎ = 0.65 � − RU�XX R�TU�

u�,)[®),,),� = 2�� + � u�,Z®®Z,,)��

In pianta le armature verranno disposte

come illustrato in figura 6.10.

Figura 6. 10 – Disposizione in pianta armature

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relazione di calcolo plinto