CF02_RC-02-03_Rel. geotecnica.pdf - Nuove Acque

COMUNE DI CASTIGLION FIORENTINO 

(Provincia di Arezzo) 

APPROVVIGIONAMENTO IDRICO DELL’INVASO DI MONTEDOGLIO 

SCHEMA IDRAULICO DI CASTIGLION FIORENTINO 

COSTRUZIONE DELL’IMPIANTO DI POTABILIZZAZIONE DI 

CASTIGLION FIORENTINO 

PROGETTO DEFINITIVO 

Relazione geotecnica 

RTI: 

Physis s.r.l., Heurein, Ing. S. G. Morano, Ing. L. Duranti, Geol. P. Manini

Costruzione dell’impianto di potabilizzazione di Castiglion Fiorentino 

Progetto Definitivo 

Relazione 

Geotecnica RC‐02‐03 

Sommario 

1 PREMESSE .....................................................................................................................................2 

2 NORMATIVA DI RIFERIMENTO.......................................................................................................3 

3 CARATTERIZZAZIONE GEOTECNICA................................................................................................4 

4 CALCOLO DELLE SPINTE ...............................................................................................................11 

4.1 SPINTA DEL TERRENO ........................................................................................................................ 12 

4.2 SPINTA DELL’ACQUA.......................................................................................................................... 13 

4.3 SPINTA DEL SOVRACCARICO................................................................................................................ 14 

4.4 CALCOLO DELLE AZIONI SISMICHE SUL TERRENO ..................................................................................... 15 

5 VERIFICA DI PORTANZA E CEDIMENTI ..........................................................................................18 

RTI: 

Physis s.r.l., Heurein, Ing. S. G. Morano, Ing. L. Duranti, Geol. P. Manini 

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1 Premesse 

La presente relazione geotecnica si riferisce alla realizzazione di un impianto di potabilizzazione in 

località Castiglion Fiorentino (AR). Il progetto definitivo prevede la costruzione di un fabbricato con un 

piano interrato ed uno fuori terra, fondazione a platea in calcestruzzo armato gettato in opera e 

strutture in elevazione metalliche. 

La platea si fonda alla quota di ‐1,4 m rispetto al p.c. attuale, mentre le strutture in acciaio si impostano 

alla quota di +1,85 m dal p.c. (quota al grezzo del piano terra della struttura). Nello spazio ricavato tra le 

due quote si realizza il sistema di vasche interrato per il contenimento dell’acqua trattata e da trattare, 

con struttura a setti in C.A.. Il fabbricato ha forma irregolare ma è inscrivibile in un rettangolo di 

22,4x20,35 m, mentre la platea aggetta in genere di circa 1 m dal perimetro esterno del fabbricato. Lo 

spessore della platea è di 0,5 m, incrementato fino a 0,8 m nella zona del torrino di carico che contiene 

l’acqua in ingresso nell’impianto. L’altezza netta dei locali interrati è di 2,4 m e la quota dell’acqua ivi 

contenuta a regime è di 2,1 m dall’estradosso della fondazione. 

Dallo spiccato dei muri che costituiscono il perimetro e la partimentazione interna delle vasche si eleva 

la struttura fuori terra. Solo il torrino di carico, di dimensioni in pianta di 4,8x2,6 m, si eleva con struttura 

in cls fino alla quota di +10,0 m dal p.c. attuale, per un’altezza complessiva dallo spiccato dei muri delle 

vasche interrate di 8,15 m. Il massimo livello che si assume per l’acqua contenuta nel torrino è di 7,7 m 

da fondo vasca. 

Tutte le caratteristiche dei terreni interessati e la quota di falda sono desunte dalla relazione geologica 

redatta dal Dott. Geol. Pietro Manini (“Relazione Geologica ‐ Relazione Geotecnica”). 

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2 NORMATIVA DI RIFERIMENTO 

I calcoli sviluppati nel seguito sono stati svolti nello spirito del metodo degli “stati limite” e nel rispetto 

della normativa vigente; in particolare si sono osservate le prescrizioni contenute nelle seguenti 

normative emesse dallo Stato Italiano: 

• Ministero delle infrastrutture ‐ D.M. 14.01.2008 : “Nuove norme tecniche per le costruzioni"; 

• Ministero delle infrastrutture ‐ Circ. 617 del 02.02.2009 : Istruzioni per l’applicazione delle 

“Nuove norme tecniche per le costruzioni" di cui al D.M. 14 Gennaio 2008; 

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3 Caratterizzazione geotecnica 

La caratterizzazione geotecnica dei terreni interessati dalle opere oggetto della presente relazione fa 

riferimento a quanto riportato nella Relazione Geologica allegata al presente progetto a firma del Dott. 

Geol. Pietro Manini. La caratterizzazione del terreno è stata effettuata facendo riferimento ai risultati di 

una specifica campagna geognostica in sito. 

In particolare sono state eseguiti n° 1 sondaggio a carotaggio continuo con 2 prove SPT in foro e due 

prove penetrometriche . Inoltre è stato fatto riferimento anche ad altre indagini già eseguite nella zona. 

L’indagine è stata completata con l’ausilio di una indagine sismica di tipo MASW al fine di determinare la 

classificazione del terreno mediante la valutazione della VS30. 

I risultati dettagliati delle indagini svolte sono raccolti negli allegati alla relazione Geologica 

summenzionata. 

Dalla indagine in sito è stato quindi possibile risalire alla successione stratigrafica del sottosuolo 

destinato ad accogliere le opere di progetto. 

Dal punto di vista della caratterizzazione geotecnica, al di sotto di uno strato di terreno vegetale 

superficiale di spessore pari a circa 0.80 m, è stato possibile individuare una successione di tre litotipi 

principali con caratteristiche sia fisiche che meccaniche diverse. 

Di seguito si riporta la sezione stratigrafica tratta dalla “Relazione Geologica – Relazione Geotecnica” del 

Dott.Geol. Pietro Manini: 

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Nel seguito della progettazione quindi si farà riferimento alla seguente successione stratigrafica: 

Terreno vegetale superficiale 

Terreni limosi sabbiosi sciolti permeabili fino a ‐3,0 m ca. da p.c. 

Terreni sabbiosi limosi normal consolidati fino a ‐6,0 m ca. da p.c. 

Terreni prevalentemente argillosi grigi e compatti fino ad almeno ‐15 m p.c. 

I parametri geotecnici “medi” attribuibili ai vari litotipi presenti sono stati valutati nella relazione 

geologica integrando i risultati delle indagini in sito con le risultanze delle prove penetrometriche 

dinamiche (SPT) e di laboratorio. 

Sono stati definiti: 

Peso di volume del terreno 

Angolo di resistenza al taglio in condizioni drenate 

Modulo edometrico dei terreni 

Dal punto di vista geotecnico si può quindi considerare la seguente successione stratigrafica: 

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DH 

[m] 

Peso di volume 

[Kg/m³] 

con DH = spessore dello strato. 

Angolo di resistenza al taglio 

in condizioni drenate 

[°] 

Modulo edometrico 

[Kg/cm²] 

0,8 1880,0 21 34,88 

1,6 1870,0 20 32,11 

1,6 1890,0 21,4 37,63 

2,2 1920,0 23,11 49,74 

8,8 1970,0 25,05 63,76 

Dalla relazione geologica, la falda risulta alla profondità di ‐1,6 m dal p.c., quindi più bassa della 

fondazione che si porrà a ‐1,4 m dal p.c.. 

Dall’analisi delle indagini M.A.S.W. sulle onde di taglio “SH” si è ricavata la caratterizzazione sismica dei 

terreni di fondazione attraverso la determinazione della velocità di propagazione delle onde di taglio 

Vs30 entro i primi 30 metri di profondità. Ne risulta una classificazione del terreno di tipo C come 

indicato nella “Relazione Geologica – Relazione Geotecnica” redatta dal Dott.Geol. Pietro Manini. 

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SLU ‐ Portanza 

Sempre dalla relazione geologica del Dott. Manini si riporta il calcolo condotto per la valutazione della 

portanza. Sulla base di tale valore si effettueranno le opportune verifiche ai sensi della normativa 

vigente. 

Autore: HANSEN (1970) (Condizione drenata) 

====================================================== 

Fattore [Nq] 9,59 

Fattore [Nc] 19,31 

Fattore [Ng] 5,74 

Fattore forma [Sc] 1,41 

Fattore profondità [Dc] 1,03 

Fattore inclinazione carichi [Ic] 1,0 

Fattore inclinazione pendio [Gc] 1,0 

Fattore inclinazione base [Bc] 1,0 

Fattore forma [Sq] 1,37 

Fattore profondità [Dq] 1,02 

Fattore inclinazione carichi [Iq] 1,0 

Fattore inclinazione pendio [Gq] 1,0 

Fattore inclinazione base [Bq] 1,0 

Fattore forma [Sg] 0,67 

Fattore profondità [Dg] 1,0 

Fattore inclinazione carichi [Ig] 1,0 

Fattore inclinazione pendio [Gg] 1,0 

Fattore inclinazione base [Bg] 1,0 

Fattore correzione sismico inerziale [zq] 0,94 

Fattore correzione sismico inerziale [zg] 0,94 

Fattore correzione sismico inerziale [zc] 0,98 

====================================================== 

Carico limite 

4,22 Kg/cm² 

SLE ‐ Cedimenti 

Dal calcolo dei cedimenti condotto nella relazione geologica dal Dott. Manini, conseguenti 

all’applicazione di una pressione pari 0,87 kg/cm 2 , valore delle pressioni massime in condizioni di 

esercizio valutate al capitolo 5, si osserva un valore finale pari a 8,27 cm che si raggiungerebbe in 

assenza di interventi di bonifica o consolidamento dei terreni di fondazione. 

RISCHI DI LIQUEFACIBILITA’ 

La relazione geologica riporta che, in assenza di interventi bonifica o di consolidamento, i terreni 

interessati sono a rischio di liquefazione in condizioni sismiche. 

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CONCLUSIONI SULLA CARATTERIZZAZIONE GEOTECNICA 

Visti i valori elevati dei cedimenti attesi e il rischio di liquefazione, la relazione geologica riporta la 

necessità di procedere al consolidamento dei terreni per mezzo di colonne di ghiaia. A seguito della loro 

realizzazione si dovranno effettuare prove di carico su piastra per valutare il reale grado di 

miglioramento che si è ottenuto con il consolidamento. 

Nelle figure seguenti si riporta la planimetria e una sezione delle colonne di ghiaia previste. Le colonne 

avranno un diametro di 80cm e saranno spinte per 8.0m al disotto della platea di fondazione (quota ‐ 

1.40 m dal piano camapagna attuale). 

Le colonne saranno disposte su una griglia con passo 1.80m a coprire l’intera superficie della platea. 

Le colonne sono costituite attraverso la perforazione di tereno scarso e la successiva compattazione di 

materiale migliore compattato per strati. L’azione del compattamento, effettuata da un martello, 

determina una compressione laterale del terreno naturale a confine della cavità, con un incremento 

dello sforzo laterale nella matrice del terreno. Le colonne sono così costituite dal pietrisco altamente 

densificato con elevata rigidezza ed elevato ancolo d’attrito interno. Il tempo di consolidamento è 

notevolemente ridott dalla costruzione nel terreno di colonne in ghiaia che agiscono da dreni verticali 

radiali. 

La posa in opera di colonne di ghiaia permette una significativa riduzione del potenziale di liquefazione 

dei terreni con la riduzione del carico e dei cedimenti che si possono verificare durante un sisma. 

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4 Calcolo delle spinte 

La spinta del terreno è valutata in base alle caratteristiche del terreno utilizzato per il rinterro e desunte 

dalla relazione geologica. In particolare, sono assunti: 

Peso terreno/unità di volume p t = 18,50 kN/m 3 

Coesione c' = 0,00 kN/m 2 

Angolo d’attrito interno terreno φ = 20° 

Peso di volume dell’acqua p w = 10,00 kN/m 3 

Ai fini del calcolo delle spinte del terreno si utilizza la teoria di Rankine, trascurando l’effetto dell’attrito 

muro‐terreno e considerando la superficie del terreno orizzontale. Occorre distinguere due fasi della vita 

dell’opera, che portano a considerazioni diverse per il calcolo delle spinte. 

. Fase 1 : scavo rinterrato, solaio del piano terra non ancora eseguito 

Nella Fase 1 la sottostruttura in calcestruzzo armato mancherà dell’elemento di solaio del piano 

terra e pertanto le pareti si troveranno a sostenere il terreno del rinterro, messo in opera prima 

del completamento della struttura, attraverso un comportamento di mensola incastrata alla 

base, per cui è sembrato opportuno condurre il calcolo della spinta in condizioni di spinta attiva. 

. Fase 2 : normale esercizio dopo l’esecuzione del solaio del piano terra 

Nella fase 2, invece, tutte le pareti sono collegate tra loro per mezzo di solaio e fondazione e la 

struttura risulta completamente immersa nel terreno, pertanto gli spostamenti sono minimi e si 

è ritenuto più idoneo riferirsi alle spinte a riposo. 

In fase di progettazione definitiva, per il dimensionamento delle pareti controterra in c.a. si è 

cautelativamente fatto riferimento a un comportamento a mensola e a condizioni di spinta a riposo. 

In generale l’andamento delle pressioni laterali del terreno sulle pareti del serbatoio sarà lineare con 

massimo valore alla base e il valore complessivo della spinta sulle pareti della struttura si valuta con la 

seguente espressione: 

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S = 1 2 . k . p t . h 2 

dove: 

k = coeff. di spinta 

h 

altezza per la quale si calcola la spinta 

K = K 0 = 1 – sin (Φ) 

k 0 = 0,66 Coefficiente di spinta a riposo 

qacc 

s1 

H 

s2 

4.1 Spinta del terreno 

Il calcolo della spinta del terreno viene condotto nell’ipotesi di completo rinterro delle sottostrutture in 

c.a.: 

‣ H = 2,70 m 

s 1 = 0 kN/m 2 

s 2 = k 0 . p t . H = 33 kN/m 2 

Il termine H si riferisce alla quota del terreno rispetto all’estradosso della fondazione. 

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4.2 Spinta dell’acqua 

Si considera la spinta dovuta alla pressione idrostatica dell’acqua contenuta all’interno delle vasche in 

c.a., nell’ipotesi di vasche completamente piene, cioè un altezza idrica di 2,4 m. Nel torrino si assume 

come massimo livello dell’acqua contenuta al suo interno quello di 7,7 m da fondo vasca, 

corrispondente alla presenza di una valvola di sicurezza di “troppo pieno”. La spinta totale si valuta con: 

S = 1 2 . p w . h 2 

‣ Muri vasche interrate: 

H = 2,40 m 

s 1 = 0 kN/m 2 

s 2 = pw . H = 24 kN/m 2 

‣ Muri torrino di carico : 

H = 7,70 m 

s 1 = 0 kN/m 2 

s 2 = pw . H = 77 kN/m 2 

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4.3 Spinta del sovraccarico 

L’eventuale presenza di sovraccarico sul terrapieno in prossimità dell’opera realizzata induce 

un’ulteriore componente di spinta sulle pareti del serbatoio. Tali spinte orizzontali si valutano con la 

seguente espressione: 

S = k . q . h 

Il carico accidentale q che rappresenta il sovraccarico sul terrapieno, si assume con valore pari a 10 

kN/m 2 . 

In particolare si ricavano i valori di pressione per metro lineare, calcolati secondo la seguente formula: 

s = k . q 

qacc = 10 kN/m 2 s 1 = s 2 = k a . qacc = 6,58 kN/m 2 

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4.4 Calcolo delle azioni sismiche sul terreno 

Le azioni sismiche date dal terreno sulle pareti controterra in c.a. del fabbricato sono determinate in 

accordo con la norma vigente (NTC 2008). Essa ammette che l’analisi di sicurezza dei muri di sostegno in 

condizioni sismiche possa essere condotta mediante metodi pseudostatici. A vantaggio di sicurezza 

possiamo assimilare le pareti controterra ad un muro di sostegno data la loro funzione di sostentamento 

rispetto al terreno. 

I parametri necessari per la valutazione delle azioni sismiche sono, secondo le NTC 2008, i seguenti: 

Sito 

Comune di Castiglion Fiorentino (AR) 

V N (vita nominale della costruzione) 

50 anni 

Coeff. d’uso della costruzione 2 

Stato Limite considerato 

SLV (Stato Limite salvaguardia della Vita) 

SLD (Stato Limite di Danno) 

SLO (Stato Limite di Operatività) 

Categoria di sottosuolo 

Tipo C (da relazione geologica) 

Categoria Topografica 

T1 

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Si assume quindi: 

Nell’analisi pseudostatica, l’azione sismica é rappresentata da una forza statica equivalente pari al 

prodotto delle forze di gravità del cuneo di terreno a tergo dell’opera per un opportuno coefficiente 

sismico. In particolare, per la verifica allo stato limite ultimo, i valori di tali coefficienti orizzontali k h 

possono essere valutati con le seguenti espressioni: 

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k h = β m . a max 

g 

dove, per il sito in esame: 

a max = S . a g accelerazione orizzontale massima attesa al sito; 

S = S . S S T = 1,413 coeff. che tiene conto dell’amplificazione stratigrafica S S e 

dell’amplificazione topografica S T ; 

a g = 0,195 g accelerazione massima attesa sul sito di riferimento rigido 

g = accelerazione di gravità; 

β m = 1 coeff. di riduzione dell’azione massima attesa. Nel caso di muri 

non in grado di subire spostamenti non vi è riduzione (β m = 1) 

k h = 0,275/g 

Il cuneo di terreno sottoposto all’azione dinamica è quello determinato in funzione dell’altezza delle 

pareti controterra e dell’angolo d’attrito del terreno. Considerando: 

H = 2,7 m 

φ = 20° 

altezza del serbatoio a partire dallo spiccato delle di fondazione 

angolo d’attrito del terreno 

Si ottiene: 

L = H/tg φ ≈ 7,4 m 

dove L rappresenta la lunghezza del cuneo di terreno di altezza H. 

Si ricava l’azione sismica applicando il coefficiente di sovraspinta sismica k h di valore pari a 0,275/g alla 

massa del cuneo di terreno individuato a monte della parete. L’azione che dovrà essere applicata sul 

muro avrà andamento lineare, con valore massimo in sommità e nullo alla base. 

s 1 = k h . p t . L = 37,7 kN/m 2 

s 2 = 0 kN/m 2 

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5 Verifica di portanza e cedimenti 

La verifica di portanza del terreno di fondazione è condotta in accordo al D.M. 14/01/2008 tenendo 

presenti le specifiche caratteristiche geotecniche del terreno. Si è seguito l’approccio 2 con la relativa 

combinazione dei coefficienti parziali su Azioni, Materiali e Resistenze. 

‣ Approccio 2: 

‐ Combinazione : (A1+M1+R3) 

La verifica viene condotta controllando che la tensione massima sul terreno sia inferiore al valore di 

progetto. 

Effetto A1 A2 

Favorevole 1,0 1,0 

q pp 

Sfavorevole 

γ f 

1,3 1,0 


q perm 

Sfavorevole 

γ f 

1,5 1,3 


q acc 

Sfavorevole 

γ f 

1,5 1,3 

M1 

M2 

Tangente dell’angolo di resistenza a taglio tan ϕ’ k γ M 1,0 1,25 

Coesione efficace c’ k γ M 1,0 1,25 

Resistenza non drenata c uk γ M 1,0 1,4 

Peso dell’unità di volume p t γ M 1,0 1,0 

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R1 R2 R3 

Capacità portante γ R 1,0 1,8 2,3 

La tipologia di sottostruttura prevista, con platea e numerosi setti in c.a. disposti secondo le due 

direzioni principali e collegati in testa da un solaio anch’esso in c.a., garantisce un comportamento 

scatolare rigido della fondazione. Ciò premesso, si valutano le tensioni sul terreno nell’ipotesi di 

comportamento fondazione rigida su terreno elastico. Il calcolo delle tensioni viene condotto in varie 

configurazioni di riempimento delle vasche interrate, in modo da valutare il massimo valore delle 

pressioni che agiscono localmente sul terreno. 

Nel calcolo delle tensioni sul terreno sono stati considerati tutti i carichi propri, permanenti e 

accidentali, così come definiti nella “Relazione di Calcolo Strutturale”. È stata ipotizzata la presenza di 

acqua nei serbatoi secondo 6 macrozone e considerando diverse condizioni di carico, assumendo 

sempre assenza di acqua nella zona 5 come da schema che segue. 

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Le condizioni di carico considerate sono le seguenti: 

Totale : acqua max livello in ogni vasca 

Acc1 : acqua max livello in zona 1 e 2 

Acc2 : acqua max livello in zona 1, 2, 3 e 4 



Acc5 : acqua max livello in zona 6 

Inoltre sono state considerate le condizioni di carico sismiche con tutte le vasche piene: 

SSx : acqua max livello in ogni vasca + sisma direzione X 

SSy : acqua max livello in ogni vasca + sisma direzione Y 

Le tensioni sono state valutate nei punti più esterni della fondazione e le massime pressioni si osservano 

nella zona del torrino di carico (zona 1). Si sono utilizzati gli opportuni coefficienti di amplificazione dei 

carichi per la determinazione delle azioni nei due casi di SLU e SLE, come indicato nelle NTC2008 e 

riportato sulla “Relazione di Calcolo Strutturale”. 

Si riportano di seguito le massime pressioni riscontrate nelle due condizioni di SLU e SLE. La condizione 

che produce le massime pressioni sul terreno è sempre quella “Acc2”: 

SLU 

N 33.480 kN бa 115,43 kN/mq бd 104,97 kN/mq 

My ‐11.450 kNm бb 118,18 kN/mq бe 34,49 kN/mq 

Mx ‐58.496 kNm бc 117,53 kN/mq бf 48,93 kN/mq 

SLE 

N 24.815 kN бa 84,86 kN/mq бd 77,11 kN/mq 

My ‐8.344 kNm бb 86,78 kN/mq бe 26,55 kN/mq 

Mx ‐41.986 kNm бc 86,26 kN/mq бf 37,07 kN/mq 

Con N, My e Mx si indicano le massime sollecitazione che agiscono al livello del piano di posa sulla 

fondazione considerata come corpo rigido. 

Assumendo come corretto il valore della portanza ultima ricavato dalla teoria di Hansen e riportato nella 

relazione geologica, si osserva che: 

q d = q k / γ R3 = 422/2,3 = 183 kN/m 2 > q max 120 kN/m 2 

Verifica di portanza soddisfatta 

RTI: 


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Il valore dei cedimenti calcolati nella relazione geologica pari a 8,28 cm viene ritenuto eccessivo viste le 

caratteristiche della struttura. Tenuto conto anche dell’analoga indicazione presente nella relazione 

geologica si ritiene necessario un consolidamento del terreno con l’esecuzione di colonne di ghiaia, sia ai 

fini della limitazione dei cedimenti che a causa della possibilità di liquefazione dei terreni in conseguenza 

di un evento sismico. Dopo l’esecuzione del consolidamento sarà necessario effettuare le relative prove 

di carico su piastra per accertare il miglioramento ottenuto. 

RTI: 


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