2 CAMPAGNA GEOGNOSTICA INTEGRATIVA CARATTERIZZAZIONE GEOTECNICA...16

Transcript

1

2 2 INDICE INDICE...2 PREMESSA DOCUMENTAZIONE DI RIFERIMENTO CAMPAGNA GEOGNOSTICA INTEGRATIVA STRATIGRAFIA DI RIFERIMENTO CARATTERIZZAZIONE GEOTECNICA STRATO DI LIMO SABBIOSO STRATO DI SABBIA Granulometria e classificazione Peso di volume Densità relativa Resistenza al taglio Grado di sovraconsolidazione Deformabilità Permeabilità STRATO COESIVO Granulometria e classificazione Peso di volume Grado di sovraconsolidazione Resistenza al taglio Resistenza a breve termine Resistenza a lungo termine Resistenza residua Deformabilità Permeabilità STRATO NON COESIVO PROFONDO Granulometria e classificazione STRATO COESIVO PROFONDO Granulometria e classificazione Peso di volume...60

3 Grado di sovraconsolidazione Resistenza al taglio Resistenza a breve termine Resistenza a lungo termine Resistenza residua Deformabilità Permeabilità COSTANTI DI WINKLER CATEGORIA SISMICA DEL TERRENO DI FONDAZIONE...71 RIFERIMENTI BIBLIOGRAFICI...72 INDICE DELLE FIGURE...74

4 4 PREMESSA L Autorità Portuale di Ancona ha affidato allo scrivente Dipartimento, nella persona del prof. ing. Erio Pasqualini, un incarico di consulenza geotecnica relativo ai lavori di seconda fase delle opere a mare previste nel vigente Piano Regolatore Portuale. Tale incarico, formalizzato inizialmente nel 2003 (Vs. prot /09/2003), è stato successivamente modificato nel 2006 (Vs. prot /10/2006) ed ha per oggetto la consulenza geotecnica relativa alla progettazione dell completamento della banchina rettilinea e al riempimento dei piazzali retrostanti. Alla luce della nuova normativa (D.M. 14/09/2005) è stata programmata ed eseguita una campagna geognostica integrativa con lo scopo di ottenere ulteriori dati per la caratterizzazione in campo statico, ma soprattutto dati in campo sismico, non disponibili nelle precedenti campagne di indagine. Il D.M. 14/09/2005 raccomanda infatti l esecuzione di uno studio di risposta sismica locale per definire l input sismico da applicare alla struttura e che, solo in mancanza di tale studio, è possibile riferirsi agli accelerogrammi e agli spettri di risposta riportati nel D.M stesso. L esecuzione dello studio di risposta sismico locale per un opera importante come la banchina portuale è certamente utile per la ottimizzazione del dimensionamento dell opera. E comunque facoltà del progettista, di concerto con il committente, non utilizzare tali dati e far riferimento all input sismico definito nel D.M. 14/09/2005. Sulla base delle precedenti considerazioni, la presente relazione consta di due parti distinte. La prima parte è dedicata alla caratterizzazione geotecnica dei terreni di fondazione ed è contenuta in questo rapporto. La seconda parte, per la quale ci si è avvalsi delle competenze di Eucentre di Pavia (Centro Europeo di Formazione e Ricerca in Ingegneria Sismica), è invece dedicata alla definizione dell input sismico per la zona del Porto di Ancona e può essere utilizzata a discrezione del progettista.

5 5 1 DOCUMENTAZIONE DI RIFERIMENTO La presente relazione si basa principalmente sulle risultanze della campagna geognostica integrativa eseguita nel 2006 e riassunta nel Rapporto Tecnico della ditta Methodo s.r.l. Inoltre l Autorità Portuale di Ancona ha messo a disposizione la documentazione relativa al progetto delle opere di seconda fase parzialmente realizzate, in particolare: - Relazione geologica definitiva redatta dal prof. Cotecchia nel 1997 per conto della GEOTRIVELL di Teramo; - Relazione geotecnica definitiva redatta dal prof. Cotecchia nel 1997 per conto della GEOTRIVELL di Teramo; - Certificati delle prove di laboratorio presentati dalla GEOTRIVELL di Teramo.

6 6 2 CAMPAGNA GEOGNOSTICA INTEGRATIVA Nel periodo settembre-ottobre 2006 è stata eseguita una campagna geognostica costituita dalle seguenti attività: - n 4 sondaggi a carotaggio continuo, spinti fino ad un massimo di 50 m dal piano campagna; - n 4 sondaggi a distruzione di nucleo; - n 6 prove penetrometriche statiche CPT; - n 11 prove penetrometriche dinamiche standard SPT; - n 4 prove sismiche cross-hole CHT; - n 14 campionamenti indisturbati con campionatori Shelby (2), Osterberg (6) e Mazier (6) - n 11 campionamenti disturbati; - n 9 prove di taglio diretto di cui 2 con valutazione della resistenza residua; - n 2 prove triassiali consolidate isotropicamente non drenate TXCIU; - n 9 prove edometriche; - n 2 prove di permeabilità eseguite presso il laboratorio di Geotecnica dell Università Politecnica delle Marche. L ubicazione dei sondaggi e delle prove CPT eseguiti nel 2006 è riportata in Figura 1. La posizione delle verticali di indagine è stata individuata attraverso un rilievo topografico a cura di nostro personale ed è riferita ai capisaldi presenti nell area portuale. Nella Figura 1 sono anche indicate le posizioni di altri sondaggi geognostici a carotaggio continuo eseguiti nell ambito di precedenti campagne di indagine; in particolare: - sondaggio P4/88 eseguito da IVALTUSA s.n.c. di Fano nell agosto 1988 nell ambito dello studio Margiotta-Zoppi, spinto fino a m dal livello medio mare; - sondaggio T2/88 eseguito da IVALTUSA s.n.c. di Fano nell agosto 1988 nell ambito dello studio Margiotta-Zoppi, spinto fino a 30 m dal livello medio mare

7 7 - sondaggio S1/83 eseguito nell ambito dello studio Lenzi-Cavazzana nel 1983 spinto fino a 33 m dal livello medio mare; - sondaggio S1/2005 eseguito dalla ditta Methodo nel luglio 2005 nell ambito del presente incarico, spinto fino a circa 38 m dal livello medio mare.

8 quota s.l.m.m. [m] CPT1/ CPT2/ CPT3/ CPT4/ CPT5/ CPT6/ S1/ S2/ S3/ S4/

9 9 3 STRATIGRAFIA DI RIFERIMENTO La campagna geognostica integrativa è stata integralmente eseguita a terra, sul riempimento a mare sostenuto da una coronella perimetrale (vedi Figura 1). Pertanto la stratigrafia dedotta nel corso dei sondaggi eseguiti nel 2006 evidenzia sempre la presenza dello strato superficiale di riporto costituito da sabbia di dragaggio. Con riferimento al progetto della banchina rettilinea, i terreni di interesse sono quelli al di sotto del riempimento. In particolare, sulla base dei sondaggi eseguiti nella recente indagine e nelle indagini precedenti, procedendo dall alto verso il basso a partire dal fondale marino si attraversano i seguenti terreni: - strato di limo sabbioso, di spessore presunto 1-2 m; - strato di sabbia fine limosa, di spessore 8-9 m; - strato di terreno coesivo, di spessore m - strato di terreno non coesivo, di spessore 1-2 m - strato di terreno coesivo consistente. Nelle Figure 2-7 sono riportate le sezioni stratigrafiche più rappresentative, due longitudinali e quattro trasversali all asse della banchina. In particolare la sezione longitudinale AA (Figura 2) si sviluppa in prossimità dello sviluppo della futura banchina, la sezione longitudinale BB (Figura 3) è a terra sul riempimento. Le sezioni trasversali sono in corrispondenza dei 4 sondaggi a carotaggio continuo eseguiti nella presente campagna di indagine. Nel seguito della presente relazione viene eseguita la caratterizzazione geotecnica dei vari strati sulla base dei risultati delle prove in sito e delle prove di laboratorio, al fine di individuare valori dei parametri di resistenza al taglio, deformabilità e permeabilità utili in fase di progetto.

10

11 quota s.l.m.m. [m] CPT1/ CPT2/ CPT3/ CPT4/ CPT5/ CPT6/ S1/ S2/ S3/ S4/

12

13

14

15

16 16 4 CARATTERIZZAZIONE GEOTECNICA 4.1 STRATO DI LIMO SABBIOSO Analizzando i sondaggi eseguiti a mare nelle precedenti campagne geognostiche e riportati nella relazione geologica del prof. Cotecchia del 1997 (in particolare il sondaggio S1/83 eseguito nell ambito dello studio Lenzi-Cavazzana ed i sondaggi T2/88 e P4/88 eseguiti nell ambito dello studio Margotta Zoppi) si osserva che sul fondale marino è presente uno strato di limo sabbioso. Lo spessore di tale strato sembra aumentare spostandosi dalla verticale del sondaggio S1/83 verso l estremità della banchina già realizzata, e raggiunge lo spessore massimo di 2 m in corrispondenza del sondaggio P4/88. Tuttavia, tenendo conto che tale stratigrafia è riferita a circa venti anni fa, è possibile che lo spessore dello strato sia nel frattempo variato. Quindi lo spessore indicato nella sezione AA (Figura 2) e nella sezione 3-3 (Figura 6) è da ritenersi puramente indicativo. I risultati dei 4 sondaggi a carotaggio continuo (S1/2006, S2/2006, S3/2006, S4/2006) e delle 6 prove penetrometriche statiche (CPT1/2006, CPT2/2006, CPT3/2006, CPT4/2006, CPT5/2006, e CPT6/2006) eseguiti nella recente campagna geognostica non chiariscono se tale strato di limo sabbioso sia presente anche al di sotto del riempimento. Infatti, sulla base dei sondaggi, in considerazione delle caratteristiche granulometriche del materiale di cui è costituito il riempimento, non è definibile il passaggio tra il riempimento stesso e lo strato sabbioso. Con riferimento ai risultati delle prove penetrometriche statiche, si osserva un brusco aumento della resistenza alla punta q c quando il penetrometro entra nello strato sabbioso, ma proprio a causa della brusca variazione di q c non è possibile chiarire se i bassi valori di resistenza alla punta misurati subito sopra sono relativi al riempimento o ad uno strato in posto di scarse caratteristiche meccaniche. Pertanto nella sezione stratigrafica BB (Figura 3) tale strato di limo sabbioso non è indicato. La caratterizzazione geotecnica di tale strato non è stata eseguita dal momento che i lavori di realizzazione della futura banchina prevederanno certamente la rimozione di tale strato.

17 STRATO DI SABBIA Come ben noto, la caratterizzazione geotecnica dei terreni incoerenti avviene soprattutto mediante le prove in sito, a causa dell impossibilità del campionamento indisturbato a meno di ricorrere a tecniche sofisticate e costose come il congelamento. Pertanto, con riferimento allo strato sabbioso di interesse, la caratterizzazione geotecnica deve basarsi sulle prove penetrometriche dinamiche SPT e/o sulle prove penetrometriche statiche CPT. Tenendo conto che i risultati delle prove SPT offrono valori di resistenza puntuali e possono essere fortemente influenzati dalla modalità esecutive e dalle condizioni ambientali, risulta più affidabile basare la caratterizzazione geotecnica dello strato in esame attraverso i risultati delle prove penetrometriche statiche CPT. I vantaggi dell utilizzo delle CPT sono essenzialmente due: i valori di resistenza alla penetrazione sono continui con la profondità (ogni 20 cm con la punta meccanica) ed i risultati (specie per la resistenza alla punta) sono meno influenzati dalle modalità esecutive (maggiore ripetibilità). L unico svantaggio rispetto alle prove SPT è costituito dall assenza di campionamento del terreno, ma in questo caso tale svantaggio è compensato dalla presenza dei sondaggi geognostici che permettono la conoscenza diretta del tipo di terreno attraversato, in particolare della sua granulometria Granulometria e classificazione La granulometria dello strato sabbioso è stata ottenuta attraverso analisi granulometriche eseguite su campioni disturbati prelevati con campionatore SPT durante l esecuzione dei 4 sondaggi a carotaggio continuo. In Figura 8 sono riportati i risultati delle analisi granulometriche per setacciatura eseguite su 9 campioni dello strato di sabbia. Si può osservare che la percentuale di fine (passante al setaccio #200 ASTM di apertura mm) è variabile tra il 13% ed il 42%. Lo strato è costituito essenzialmente (circa il 60%) da particelle di dimensioni comprese tra mm e 0.42 mm. Pertanto, in base al sistema di classificazione unificato (ASTM D 2487) si tratta di una sabbia fine limosa (silty sand, simbolo SM) con assenza di frazione ghiaiosa (> 4.76 mm).

18 passante (%) S1-SPT m S1-SPT m S1-CR m S2-SPT m S2-SPT m S3-SPT m S3-SPT m S3-SPT m S3-SPT m diametro (mm) Figura 8 Risultati delle analisi granulometriche per setacciatura eseguite su 9 campioni prelevati nello strato sabbioso Peso di volume Non avendo prelevato campioni indisturbati sullo strato di sabbia il peso di volume è stimato tenendo conto della Relazione geotecnica definitiva redatta dal prof. Cotecchia nel 1997, basata su campionamenti anche sullo strato di sabbia, sebbene i sondaggi non siano situati nella zona in esame. Analizzando i pesi di volume misurati sui suddetti campioni si ricava un valore del peso di volume compreso tra 18.1 e 20.2 kn/m 3 con un valore medio di 18.8 kn/m Densità relativa La densità relativa della sabbia limosa viene stimata attraverso i risultati delle 6 prove penetrometriche statiche CPT eseguite nel corso della recente indagine. Da rilevare che le precedenti campagne geognostiche hanno previsto l esecuzione di

19 19 prove penetrometriche SPT, le quali, come sottolineato in precedenza, sono caratterizzate da una minore ripetibilità e da una maggiore dipendenza dei risultati dalle modalità esecutive. Le correlazioni esistenti in letteratura tra resistenza alla punta q c e densità relativa sono prevalentemente basate sui risultati di prove in camere di calibrazione e tengono conto dello stato tensionale agente in sito alla profondità di prova. E ormai ampiamente accettato che il valore di q c è maggiormente influenzato dalle tensioni orizzontali efficaci piuttosto che dalle tensioni verticali efficaci; pertanto le correlazioni più affidabili richiedono la conoscenza dello stato tensionale completo (σ vo e σ ho ). La stima delle tensioni orizzontali in sito è uno dei problemi più difficili da risolvere in campo geotecnico e quindi in questa sede è stato assunto un ragionevole intervallo di variazione del coefficiente di spinta a riposo K 0 (= σ ho /σ vo ) tra 0.5 e 0.8. Per entrambi i valori di K 0 è stata stimata la densità relativa del deposito sabbioso attraverso due correlazioni proposte in letteratura ricavate da dati in camera di calibrazione. La prima relazione è quella di Baldi et al. (1986) secondo cui: D R 1 = ln q c ( ) 0.55 σ ' mo dove q c = resistenza alla punta (in kpa) misurata durante la prova CPT, σ mo = (1+2K 0 )/3 σ v0 = tensione efficace media (in kpa). La seconda correlazione è quella proposta da Jamiolkowski et al. (2003): D R = q ln c ( ) 0.46 σ ' mo q c = resistenza alla punta (in bar) misurata durante la prova CPT, σ vo = tensione efficace media (in bar). Nelle Figure 9-14 sono riportati i valori di densità relativa stimati nelle 6 verticali di misura al variare della profondità riferita al livello medio mare.

20 20 CPT 2006/1 densità relativa (%) 0% 20% 40% 60% 80% 100% Baldi et al.(1986) k0 = 0.8 Baldi et al. (1986) k0=0.5 Jamiolkow ski et al. (2003) k0 = Jamiolkow ski et al. (2003) k0 = 0.5 profondità s.l.m.m. (m) Figura 9. Stima della densità relativa con le relazioni di Baldi (1986) e Jamiolkowski et al. (2003) in base ai valori di resistenza alla punta misurati nella prova penetrometrica CPT 1.

21 21 CPT 2006/2 densità relativa (%) 0% 20% 40% 60% 80% 100% Baldi et al.(1986) k0 = 0.8 Baldi et al. (1986) k0 = 0.5 Jamiolkow ski et al. (2003) k0 = Jamiolkow ski et al. (2003) k0 = 0.5 profondità s.l.m.m. (m) Figura 10. Stima della densità relativa con le relazioni di Baldi (1986) e Jamiolkowski et al. (2003) in base ai valori di resistenza alla punta misurati nella prova penetrometrica CPT 2.

22 22 CPT 2006/3 densità relativa (%) 0% 20% 40% 60% 80% 100% Baldi et al. (1986) k0=0.8 Baldi et al. (1986) k0=0.5 Jamiolkow ski et al. (2003) k0=0.8 6 Jamiolkow ski et al. (2003) k0=0.5 profondità s.l.m.m. (m) Figura 11. Stima della densità relativa con le relazioni di Baldi (1986) e Jamiolkowski et al.(2003) in base ai valori di resistenza alla punta misurati nella prova penetrometrica CPT 3.

23 23 CPT 2006/4 densità relativa (%) 0% 20% 40% 60% 80% 100% Baldi et al.(1986) k0=0.8 Baldi et al. (1986) k0=0.5 Jamiolkow ski et al. 2003) k0=0.8 Jamiolkow ski et al. (2003) k0=0.5 profondità s.l.m.m. (m) Figura 12. Stima della densità relativa con le relazioni di Baldi (1986) e Jamiolkowski et al. (2003) in base ai valori di resistenza alla punta misurati nella prova penetrometrica CPT 4.

24 24 CPT 2006/5 densità relativa (%) 0% 20% 40% 60% 80% 100% Baldi et al.(1986) k0=0.8 Baldi et al. (1986) k0=0.5 Jamiolkow ski et al. (2003) k0=0.8 6 Jamiolkow ski et al. (2003) k0=0.5 profondità s.l.m.m. (m) Figura 13. Stima della densità relativa con le relazioni di Baldi (1986) e Jamiolkowski et al. (2003) in base ai valori di resistenza alla punta misurati nella prova penetrometrica CPT 5.

25 25 CPT 2006/6 densità relativa (%) 0% 20% 40% 60% 80% 100% Baldi et al. (1986) k0=0.8 Baldi et al. (1986) k0=0.5 Jamiolkow ski et al. (2003) k0=0.8 6 Jamiolkow ski et al. (2003) k0=0.5 profondità s.l.m.m. (m) Figura 14. Stima della densità relativa con le relazioni di Baldi (1986) e Jamiolkowski et al. (2003) in base ai valori di resistenza alla punta misurati nella prova penetrometrica CPT 6.

26 26 In base alla correlazione di Baldi et al. (1986) si deduce che la sabbia si trova in uno stato molto addensato con valori di densità relativa mediamente superiori all 80%. La correlazione di Jamiolkowski et al. (2003) fornisce risultati più cautelativi con valori di densità relativa di circa il 70%. In ogni caso le correlazioni utilizzate indicano che lo strato di sabbia limosa si trova in uno stato di addensamento medio-alto Resistenza al taglio La resistenza al taglio dei materiali granulari è caratterizzata essenzialmente dall angolo di resistenza al taglio φ. Per il ben noto problema della difficoltà di campionamento indisturbato (tipo Q5 secondo la classificazione AGI 1977) la stima di φ è basata sui risultati delle prove in sito. Per analizzare i dati dal punto di vista statistico si è ritenuto opportuno fare riferimento alle prove CPT che consentono di ricavare un valore di φ ogni 20 cm. Il valore di φ è stato ricavato attraverso la seguente relazione proposta da Robertson e Campanella (1983): φ ' = tan log σ ' q c vo dove q c = resistenza alla punta misurata durante la prova CPT, σ vo = tensione verticale efficace alla profondità di misura. In Figura 15 sono riportati i valori di φ in base ai valori di resistenza alla punta misurati nelle 6 diverse verticali CPT. Si può osservare che i valori di φ sono compresi tra 40 e 45 con andamenti pressoché costanti al variare della profondità. In Figura 16 i valori di φ ottenuti sono analizzati in termini statistici, attraverso la frequenza cumulata. Nel grafico viene anche riportata la frequenza cumulata ottenuta ipotizzando una distribuzione normale dei 234 valori ottenuti, con media di 43.5 e deviazione standard di Facendo riferimento ad un frattile del 5%, si possono individuare valori caratteristici di φ pari a 41.8 e a 42.3 sulla base rispettivamente della frequenza cumulata reale e di quella normale.

27 27 Pertanto è ragionevole assumere un valore caratteristico dell angolo di resistenza al taglio di picco φ p,k = 42. L angolo di resistenza in condizioni di volume costante, che per i terreni sabbiosi è assimilabile all angolo di resistenza residuo, può essere considerato pari a φ cv,k = 32 (Lancellotta, 2004).

28 28 0 angolo di resistenza al taglio φ' ( ) profondità ripsetto a livello medio mare (m) CPT 1 CPT 2 CPT 3 CPT 4 CPT 5 CPT Figura 15. Valori di dell angolo di resistenza al taglio (φ ) ricavati con la formula di Robertson e Campanella (1983) dai valori di resistenza alla punta delle prove CPT.

29 29 100% 90% 80% cumulativa reale distribuzione normale frequenza cumulata (%) 70% 60% 50% 40% 30% 20% 10% 0% φ' (gradi) Figura 16. Analisi statistica dei valori dell angolo di resistenza al taglio dello strato sabbioso ricavati dalle prove penetrometriche statiche: frequenza cumulata reale e frequenza cumulata distribuzione normale Grado di sovraconsolidazione La storia tensionale di un terreno può essere espressa attraverso il grado di sovraconsolidazione (OCR), definito, ad una generica profondità, come il rapporto tra la massima tensione verticale agente nella storia del deposito (σ v,max ) e la tensione verticale efficace attuale (σ v0 ). Se tale rapporto vale 1 il deposito si definisce normal consolidato, mentre se è maggiore di 1 il deposito si definisce sovraconsolidato. La corretta individuazione di OCR è molto importante perché la storia tensionale di un terreno influenza sia lo stato tensionale corrente (in particolare il coefficiente di spinta orizzontale a riposo K 0 ) sia la deformabilità e la resistenza al taglio. Il problema del campionamento indisturbato per i terreni incoerenti rende in pratica inutilizzabili le procedure di laboratorio finalizzate alla stima della pressione di preconsolidazione (σ v,max ). Pertanto per stimare il grado di sovraconsolidazione

30 30 vengono necessariamente utilizzate correlazioni empiriche basate su prove in sito oppure, come in questa sede, si procede per via indiretta, sempre basandosi sui risultati delle prove in sito. Janbu (1985), per limi e sabbie normalconsolidati, in base a prove in camera di calibrazione, suggerisce la seguente relazione tra modulo edometrico e tensione verticale efficace: E p ed a = m σ ' p vo a dove p a = pressione atmosferica, σ vo = tensione verticale efficace; m = coefficiente funzione del tipo di terreno e della porosità (vedi Figura 17). Il modulo edometrico può essere stimato dalla resistenza alla punta della prova CPT attraverso la seguente relazione: E = α ed q c Il coefficiente α aumenta all aumentare del grado di sovraconsolidazione e al diminuire della densità relativa del deposito (Jamiolkowsi et al., 1988). Assumendo che il terreno sia normal consolidato, per ottenere un valore cautelativo del modulo edometrico si utilizza un valore di α pari a 3, che corrisponde ad una densità relativa pari all 80% (Mayne & Kulhavy, 1990). Con i valori di E ed così ottenuti è possibile ricavare il valore di m della formula di Janbu. E m = p ed a σ ' vo 3qc σ ' = p p p a a vo a In Figura 18 sono riportati i valori di m calcolati con tale procedura. Si osserva che tali valori di m sono mediamente superiori ai valori massimi previsti dal grafico di Janbu di Figura 17 riferito a terreni normal consolidati. Pertanto si può ragionevolemente desumere che il terreno sabbioso sia sovraconsolidato.

31 31 Figura 17. Relazione tra coefficiente m e porosità per terreni normal consolidati (da Janbu, 1985). m profondità (m) CPT 1 CPT 2 CPT 3 CPT 4 CPT 5 CPT Figura 18. Valori di m ottenuti ipotizzando E ed = 3q c.

32 Deformabilità Anche in questo caso l impossibilità di prelevare campioni indisturbati di alta qualità suggerisce di stimare la deformabilità dello strato di sabbia sulla base dei risultati delle prove in sito, nella fattispecie le prove penetrometriche statiche. Come discusso in precedenza, la resistenza alla punta q c misurata durante le CPT viene generalmente correlata al modulo edometrico della sabbia secondo una relazione del tipo: E = α ed q c Per le considerazioni svolte nel paragrafo precedente, occorre utilizzare valori di α relativi a terreni sovraconsolidati. Nel caso in esame si assume un valore di α pari a 5 che corrisponde ad una densità relativa dell 80% per i terreni sovraconsolidati (Mayne & Kulhavy, 1990). Tale valore è inoltre raccomandato da Lunne et al. (1997). In Figura 19 i valori del modulo edometrico ricavati attraverso la suddetta relazione sono riportati in funzione della tensione verticale efficace nelle 6 verticali CPT. Come è lecito attendersi, il modulo edometrico aumenta all aumentare dello stato tensionale (e quindi della profondità). Tuttavia bisogna tenere conto che lo stato tensionale nelle verticali CPT indagate è più alto rispetto a quello agente nella zona della futura banchina in cui manca il riempimento. Per tenere conto di questo aspetto, ai fini pratici si può ragionevolmente estrapolare l andamento del modulo edometrico ai livelli tensionali agenti sulla sabbia presente nel fondale facendo riferimento alla retta interpolante i valori ottenuti a livelli tensionali più alti. In particolare si può considerare, come valore medio: E ed dove = 800 σ ' vo σ ' vo = tensione verticale efficace agente nella sabbia nella configurazione progettuale analizzata (considerando quindi la profondità del fondale dopo l eventuale scavo). Assumendo poi un coefficiente di Poisson del terreno pari di 0.25 si può stimare il modulo di Young mediante la relazione ( 1+ ν )( 1 2ν ) Eed ( 1 ν ) 1. 2 E ' = E = ed

33 33 E ed = 5q c (MPa) inviluppo superiore CPT 1 CPT 2 CPT 3 CPT 4 CPT 5 CPT 6 60 inviluppo inferiore tensione verticale efficace (kpa) E ed (MPa)=0.8 σ ' v0 (kpa) 200 Figura 19. Valori del modulo edometrico (assunto pari a 5 volte la resistenza alla punta misurata nelle 6 verticali CPT) funzione della tensione verticale efficace.

34 Permeabilità Non sono state eseguite prove di permeabilità in sito né in laboratorio. In base a dati di letteratura, considerando la granulometria del terreno, si può stimare un valore di permeabilità di cm/s.

35 STRATO COESIVO Al di sotto dello strato di sabbia fine limosa densa è presente uno strato di terreno coesivo non uniforme di colore variabile da avana a grigio, riscontrabile sia nei 4 sondaggi a terra eseguiti nel corso della presente campagna geognostica, sia nel sondaggio S1 eseguito a terra nel 2005, sia nei 2 sondaggi a mare eseguiti rispettivamente nel 1983 (sondaggio S1/83 dello studio Lenzi Cavazzana) e nel 1988 (sondaggio T2 dello studio Margotta-Zoppi). Nelle verticali indagate tale strato ha uno spessore compreso tra 5.5 e 7.0 metri ed è caratterizzato da valori di resistenza alla punta misurati nelle prove CPT di kg/cm 2 nel tratto superiore (2-3 metri) mentre nel restante tratto i valori di q c sono in genere compresi tra 40 kg/cm 2 e 100 kg/cm 2. Anche i valori di resistenza laterale (f s ) misurati sul manicotto sono inferiori a 2 kg/cm 2 nei primi 2-3 m, mentre sono superiori a 4 kg/cm 2 nella parte sottostante. Nella Tabella 1 vengono riportate le profondità alle quali si trova il tetto di tale strato, in cui si osserva che lo strato si rinviene a profondità crescenti procedendo verso l estremità della banchina a cassoni già realizzata. All interno dello strato sono stati prelevati 8 campioni indisturbati e sono state eseguite le prove di laboratorio riportate in dettaglio nella Tabella 2. Tabella 1. Profondità del tetto dello strato coesivo in base ai sondaggi disponibili Sondaggio Profondità*(m) S1/ S2/ S3/ S4/ S1/ S1 Lenzi-Cavazzana (1983) 17.5 P4 Margiotta-Zoppi (1988) non raggiunto T2 Margiotta Zoppi (1988) 18.5 * riferita al livello medio mare

36 36 Tabella 2. Dettaglio delle prove di laboratorio eseguite su campioni dello strato coesivo. contenuto d acqua PROVE DI LABORATORIO sondaggio campione prof. (m) S1/2006 SH X X X X X X X X S1/2006 SH a disposizione S2/2006 OS a disposizione S2/2006 OS X X X X X X X S3/2006 OS X S3/2006 OS X X X X X X S4/2006 OS X X X X X X S4/2006 OS X X X X X X peso di volume peso specifico grani limiti di Atterberg granulometria taglio diretto (picco) taglio diretto (residuo) triassiale CIU edometrica permeabilità Granulometria e classificazione In Figura 20 sono riportate le curve granulometriche ottenute in laboratorio (tramite setacciatura e sedimentazione) sui 5 campioni rappresentativi dello strato. Tutti i campioni hanno una frazione fine (passante al setaccio #200 ASTM mm) superiore all 85%. La frazione argillosa ricavata dalle analisi per sedimentazione varia tra il 20 e il 40%. Il limite liquido varia tra il 33 e il 55% mentre l indice plastico varia tra 8 e 29%. Riportando i punti rappresentativi dei 5 campioni nella carta di plasticità di Casagrande adattata al Sistema Unificato (Figura 21), ne deriva una classificazione non omogenea con due campioni classificati come ML (limo), due campioni classificati come CL (argilla magra con sabbia) ed un campione come CH (argilla grassa). L indice di consistenza è mediamente pari a 1 con un massimo di Per quanto riguarda la mineralogia della frazione argillosa si fa riferimento all indice di attività A definito da Skempton come il rapporto tra l indice di plasticità e la percentuale di argilla (< mm). Il valore di A è compreso tra 0.44 e 0.85 (vedi Figura 22) ed indica un terreno da inattivo a normalmente attivo con probabile prevalenza della caolinite tra i minerali argillosi.

37 37 In Tabella 3 sono riassunte le caratteristiche fisiche dei diversi campioni analizzati passante (%) S1-Sh m; LL=43 LP=28 S2-Os m; LL=33 LP=25 S3-Os m; LL=55 LP=26 S4-Os m; LL=41 LP=23 S4-Os m; LL=46 LP= diametro (mm) Figura 20. Curve granulometriche relative ai campioni appartenenti allo strato coesivo. Tabella 3. Risultati delle prove di classificazione eseguite sui campioni dello strato coesivo prof. fraz arg. LL IP class W sond. N Camp. (m) % fine % (%) (%) UCSC Attività (%) IC IL S1/2006 SH ML S2/2006 OS ML S3/2006 OS CH S4/2006 OS CL S4/2006 OS CL

38 A-line U-line CH OH 40 IP 30 CL OL S3/2006 OS2 20 S4/2006 OS2 S4/2006 OS1 S1/2006 SH1 MH OH 10 S2/2006 OS2 CL-ML ML OL LL Figura 21. Posizione dei campioni dello strato coesivo analizzati sulla carta di plasticità di Casagrande adattata al Sistema Unificato A = 1.25 indice di plasticità attiva S3/2006 OS2 normalmente attiva A = S4/2006 OS2 10 S2/2006 OS2 S2/2006 OS1 S1/2006 SH1 inattiva frazione argillosa < mm (%) 60 Figura 22. Posizione dei campioni dello strato coesivo analizzati sulla carta di attività di Skempton.

39 Peso di volume Le determinazioni ad hoc del peso di volume sui 5 campioni analizzati forniscono valori del peso di volume compresi tra kn/m 3 con un valore medio di 18.8 kn/m 3. I valori del peso di volume dei provini soggetti alle prove di laboratorio (edometrie, taglio diretto e triassiali) ricadono all interno del suddetto intervallo Grado di sovraconsolidazione Avendo a disposizione campioni indisturbati è teoricamente possibile ricavare il grado di sovraconsolidazione attraverso prove di laboratorio. Il metodo più utilizzato per determinare la tensione di preconsolidazione (σ v,max ) è attraverso la prova edometrica secondo metodologie proposte da vari autori. La procedura più diffusa è quella di Casagrande, secondo cui si individua il punto di massima curvatura della curva di compressibilità e si tracciano la tangente alla curva in tale punto ed una retta orizzontale passante per esso. L intersezione della bisettrice dell angolo individuato dalle prime due rette con quella del tratto di compressione fornisce una stima di σ v,max. In Tabella 4 sono riportati i valori della pressione di preconsolidazione stimata in base alle curve di compressibilità relative ai cinque provini analizzati. Ne emerge un quadro non chiaro della storia tensionale del deposito, con valori della pressione di preconsolidazione variabili in un intervallo troppo ampio per indicare con certezza il grado di sovraconsolidazione (in certi casi la σ v,max è addirittura minore della pressione verticale efficace in sito). Probabilmente ciò è attribuibile agli effetti del disturbo in fase di campionamento come mostrato anche dalla forma delle curve di compressibilità nelle quali, in certi casi, non è facile individuare il punto di massima curvatura sul quale si basa la costruzione grafica suggerita da Casagrande. Tenendo conto che sia lo strato sabbioso sovrastante sia lo strato coesivo sottostante sono sovraconsolidati, anche lo strato in esame dovrebbe essere sovraconsolidato.

40 40 Tabella 4. Stima della pressione di preconsolidazione con la procedura di Casagrande sui campioni dello strato coesivo. campione Sh1 S1 Os2 S2 Os2 S3 Os1 S4 Os2 S4 prof. media (m) σ v,max (kpa) Resistenza al taglio La resistenza al taglio dei terreni coesivi (a bassa permeabilità) viene valutata a breve termine (in condizioni non drenate) e a lungo termine (in condizioni drenate) Resistenza a breve termine E noto che la resistenza a breve termine di un terreno coesivo non è una proprietà del materiale, bensì un parametro di comportamento. Basti pensare che la teoria dello stato critico prevede, a parità di condizioni di prova, una relazione univoca tra resistenza non drenata e volume specifico (oppure contenuto d acqua). E inoltre ampiamente accettato (cfr, ad esempio, Mayne e Kulhawy, 1990) che il tipo di prova standard per determinazione della resistenza non drenata (c u ) debba essere almeno la prova di compressione triassiale, consolidata isotropicamente non drenata (TX- CIU), mentre le altre prove (triassiali non consolidate non drenate TX-UU o prove di compressione ad espansione laterale libera, vane test o penetromero tascabile) risultano meno affidabili e il progetto non dovrebbe basarsi esclusivamente su di esse. Le attuali conoscenze scientifiche indicano che il valore della resistenza non drenata aumenta all aumentare dallo stato tensionale efficace. Pertanto è lecito attendersi che lo strato di terreno coesivo indagato nella presente campagna geognostica a terra fornisca in situ valori di resistenza non drenata superiori a quelli che lo stesso terreno ha al di sotto del fondale marino (dove sarà realizzata la banchina) in cui, non essendo presente il riempimento, lo stato tensionale efficace è certamente minore. Alla luce delle precedenti considerazioni si ritiene opportuno stimare la c u sulla base dei risultati delle due prove di compressione triassiale di tipo CIU eseguite.

41 41 In Figura 23 sono riportati i valori di c u misurati al variare della pressione efficace di consolidazione. Emerge chiaramente la tendenza della c u ad aumentare all aumentare della tensione efficace. Si può osservare che le linee di tendenza indicate dai due campioni non sono sovrapponibili, denotando in particolare, a parità di pressione efficace di consolidazione, una minore resistenza per il campione prelevato nel sondaggio S2/2006 a m (c u /σ = ), rispetto a quella del campione prelevato nel sondaggio S3/2006 a profondità m (c u /σ = ). Per i terreni normal consolidati il rapporto c u /σ varia in genere tra 0.19 e 0.27 da cui deriva che il terreno analizzato risulta sovraconsolidato, confermando quanto affermato al In letteratura si trova la seguente relazione: 0. 8 ( c σ ' ) = ( ) OCR u vo OC ± Sulla base dei risultati ottenuti, tenendo conto della consolidazione anisotropa in sito rispetto alla consolidazione isotropa della prova triassiale, si può ragionevolemente stimare il valore di c u dello strato coesivo in esame posizionato al di sotto del fondale marino attraverso la seguente correlazione: c u = 0.4σ ' vo Nell ipotesi che lo strato coesivo di spessore 6 m, si trovi al di sotto di 2 metri di limo sabbioso e di 8 metri di sabbia, la tensione verticale efficace varierà approssimativante tra 90 e 150 kpa e la resistenza non drenata aumenterà linearmente tra 36 kpa e 60 kpa.

42 S3/2006 Os2; m 200 S2/2006 Os m cu (kpa) c u =0.61 σ' c u =0.29 σ' σ' (kpa) Figura 23. Valori della resistenza non drenata misurati nelle prove triassiali su campioni dello strato coesivo. In Figura 24 sono riportati i valori di resistenza non drenata stimati sulla base delle misure eseguite in sito sulle carote di terreno con il penetrometro tascabile (pocket). Tali valori di c u sono espressi in funzione della tensione verticale efficace agente in sito prima del carotaggio. Si può osservare che circa la metà dei valori di c u dedotti dal penetrometro tascabile si colloca all interno dell intervallo individuato sulla base delle prove triassiali. Inoltre la correlazione proposta si rivela a vantaggio di sicurezza dal momento che la maggior parte dei valori di c u stimati dal pocket supera i valori previsti dalla correlazione stessa.

43 43 0 c u (kpa) estremo inferiore da TX-CIUC S1/2006 S2/2006 S3/2006 S4/2006 tensione verticale efficace (kpa) curva proposta c u = 0.4σ' vo estremo superiore da TX-CIUC Figura 24. Valori di resistenza non drenata relativi allo strato coesivo stimati dalle misure con il penetrometro tascabile al variare della tensione verticale agente.

44 44 La resistenza non drenata c u dello strato coesivo in esame può essere anche stimata attraverso i risultati della prove CPT secondo la seguente relazione: c u q = c σ N k vo dove q c = resistenza alla punta misurata durante la prova CPT, σ vo = tensione verticale totale agente alla prondità di misura; N k = coefficiente variabile tra 9 e 20 a seconda della teoria utilizzata. In Figura 25 i valori di c u per le 6 verticali CPT, calcolati cautelativamente per N k = 20, sono riportati in funzione delle tensioni verticali efficaci agenti alla profondità di misura di q c. Si può osservare chiaramente la tendenza della c u ad aumentare con la tensione verticale efficace. Inoltre si individua una zona meno resistente di spessore pari a 2-3 metri con valori della c u, inferiori a 100 kpa, contenuti nell intervallo di variazione stimato dai risultati delle prove triassiali. I valori della resistenza a breve termine nel restante tratto sono invece molto più alti rispetto a quelli stimati attraverso la relazione proposta, che quindi è da ritenersi molto cautelativa.

45 45 0 c u (kpa) tensione verticale efficace (kpa) inviluppi dedotti da prove triassiali CPT 1 CPT 2 CPT 3 CPT 4 CPT 5 CPT Figura 25. Valori di resistenza non drenata dello strato coesivo stimati dai valori di resistenza alla punta delle CPT al variare della tensione verticale agente.

46 Resistenza a lungo termine Assumendo un criterio di rottura alla Mohr-Coulomb, i parametri di resistenza in condizioni drenate sono rappresentati dalla coesione intercetta c e dall angolo di resistenza al taglio φ. Tali parametri possono essere stimati in base alle prove triassiali consolidate drenate (TX-CID), triassiali consolidate non drenate (TX-CIU) e prove di taglio diretto (TD). Su provini rappresentativi dello strato in esame sono state eseguite due prove triassiali CIU e 3 prove di taglio diretto. L interpretazione di tali prove fornisce i parametri di resistenza al taglio c e φ indicati in Tabella 5. In Figura 26 si riportano sul piano di Mohr tutti i risultati ottenuti. Per le prove triassiali si riportano i cerchi riferiti alla condizione di massima obliquità (ossia massimi valori di σ 1 /σ 3 ). I valori sperimentali ottenuti, specialmente quelli relativi alle prove triassiali, confermano che all interno dello strato possono trovarsi materiali con resistenza diversa. In fase progettuale si ritiene opportuno far riferimento ai valori ottenuti da un inviluppo di rottura cautelativo, rappresentato da c k = 4 kpa e φ k = 26 Tabella 5. Parametri di resistenza al taglio dedotti da prove di laboratorio su campioni dello strato coesivo. campione Prova Intervallo tensionale c (kpa) φ ( ) efficace (kpa) Os 2 S2 TX -CIU Os 2 S3 TX CIU Sh 1 S1 TD Os 1 S4 TD Os 2 S4 TD

47 47 tensione tangenziale (kpa) S1-Sh1 taglio diretto S4-Os1 taglio diretto S4-Os2 taglio diretto S2-Os2 triassiale-ciu S3-Os2 triassiale-ciu τ (kpa) = 4 + σ' tan tensione normale efficace (kpa) Figura 26. Rappresentazione sul piano di Mohr delle prove di taglio diretto e delle prove triassiali eseguite sui provini dello strato coesivo Resistenza residua Se il terreno subisce elevate deformazioni i valori dei parametri di resistenza diminuiscono fino ad un valore minimo, funzione essenzialmente della mineralogia del terreno stesso. La resistenza residua dei terreni può essere valutata attraverso la prova di taglio diretto. Nella recente campagna di indagine è stata valutata la resistenza residua del campione Sh1 prelevato nel corso del sondaggio S1/2006. In condizioni residue la coesione vera (ossia la resistenza corrispondente a tensione verticale nulla) è pari a zero. Tuttavia eseguendo le prove di taglio su 3 provini a tensioni verticali non nulle è possibile che la retta interpolante individui una coesione intercetta positiva. Nella prova eseguita i valori ottenuti sono c R = 0.6 kpa e φ R = 21. Considerando, a vantaggio di sicurezza, l inviluppo inferiore dei punti sperimentali (Figura 27) si ricava c = 0 e φ R = 20.5.

48 48 In Figura 28 il valore dell angolo di resistenza al taglio residua viene inserito nel grafico di Skempton (1985) in funzione della frazione argillosa (CF = 34%). Si può osservare che il valore assunto risulta leggermente superiore al campo di variazione suggerito da Skempton. 160 tensione tangenziale residua (kpa) tensione verticale (kpa) τres = σ' tan20.5 Figura 27. Risultati della prova di taglio diretto nelle condizioni residue sul campione Sh1 del sondaggio S1/ φ R ( ) frazione argillosa CF (%) Figura 28. Grafico di Skempton per la stima dell angolo di resistenza residuo con posizione del punto sperimentale relativo al campione Sh1 prelevato nel sondaggio S1/2006.

49 Deformabilità La deformabilità dei terreni dipende da diversi fattori tra cui, sicuramente, lo stato tensionale e la storia tensionale, rappresentata sinteticamente dal grado di sovraconsolidazione. Quindi anche nell ipotesi di conoscere esattamente la storia tensionale di uno strato di terreno il modulo di deformazione non può essere assunto costante ma è funzione dello stato tensionale corrente. I parametri di deformabilità indipendenti dallo stato tensionale sono il rapporto di ricompressione RR, il rapporto di compressione CR ed il rapporto di rigonfiamento SR. Tali rapporti esprimono la pendenza di tre tratti caratteristici della curva di compressibilità individuata in base ai risultati di una prova edometrica nel piano ε v -logσ v. In genere il valore del rapporto di ricompressione RR è assimilabile a quello del rapporto di rigonfiamento SR, mentre il rapporto di compressione CR assume sempre valori più alti. Le caratteristiche di deformabilità dello strato coesivo in esame sono state valutate attraverso 5 prove edometriche. Si osserva in certi casi una forma delle curve di compressibilità sul piano ε v -logσ v in cui non si evidenzia chiaramente un cambio di pendenza e ciò potrebbe dipendere dal disturbo del campione con conseguente sovrastima della compressibilità del materiale. Per ridurre l effetto del disturbo, la pendenza del tratto di compressione vergine (CR) è stata valutata interpolando gli ultimi 3 punti della curva di compressibilità relativi a pressioni di 8, 16 e 32 kg/cm 2 (vedi Figura 29). I valori del rapporto di compressione CR ottenuti in questo modo variano tra e (si precisa che i valori delle pendenze riportati nelle equazioni del grafico sono riferiti a logaritmi neperiani mentre CR è definito in termini di logaritmo in base 10). Per quanto riguarda i valori del rapporto di scarico (SR) i risultati sperimentali indicano valori compresi tra e (vedi Figura 30). Sulla base di questi dati, nella ragionevole ipotesi che la pendenza nel ramo di scarico coincida con quella nel ramo di ricompressione (SR = RR), è possibile stimare il modulo edometrico dello strato al variare della tensione verticale efficace attraverso le seguenti correlazioni:

50 50 E E 2.3 CR ' ( 15 24) ' vo ed, NC = σ vo = σ 2.3 SR ' ( ) ' vo ed, OC = σ vo = σ E ed, NC E ed, OC dove = modulo edometrico per terreno normalconsolidato; = modulo edometrico per terreno sovraconsolidato. Per stimare il modulo edometrico si può fare riferimento anche ai risultati delle prove penetrometriche statiche. In particolare, analogamente alle sabbie, il modulo edometrico viene in genere correlato alla resistenza alla punta secondo una relazione del tipo: E = α ed q c Il coefficiente α varia in questo caso tra 0.4 e 8, con la maggior parte dei valori suggeriti in letteratura compresi tra 1 e 3 (Mitchell e Gardner, 1975, Kulhawy e Mayne, 1990). Conseguentemente, in questa sede si è assunto il valore di α = 2. In Figura 31 i valori del modulo edometrico stimati attraverso la suddetta relazione sono riportati al variare della tensione verticale efficace. Si osserva che esiste un intervallo tensionale (corrispondente ad uno spessore di circa 2-3 m) in cui i valori del modulo edometrico si collocano all interno dell intervallo relativo ai terreni normalconsolidati stimato in base alle prove edometriche. Al di sotto di tale intervallo i valori del modulo edometrico si collocano, con una maggiore dispersione, attorno al limite inferiore dell intervallo relativo ai terreni sovraconsolidati. Pertanto, ai fini progettuali, lo strato coesivo in termini di deformabilità può essere suddiviso in due sottostrati: la parte superiore di spessore pari a 3 m con un modulo edometrico E ed vo E ed = 60σ '. = 20σ ' e la parte inferiore, più rigida, caratterizzata da vo

51 51 tensione verticale efficace (kpa) deformazione verticale (%) S1-Sh m; LL=43 IP=15 S2-Os m; LL=33 IP=8 S3-Os m; LL=55 IP=29 S4-Os m; LL=41 IP=18 S4-Os m; LL=46 IP=23 y = Ln(x) R 2 = y = Ln(x) R 2 = y = Ln(x) R 2 = y = Ln(x) R 2 = y = Ln(x) R 2 = 1 25 Figura 29. Interpretazione delle prove edometriche sui campioni dello strato coesivo tenero. Deduzione del rapporto di compressione deformazione verticale (%) tensione verticale efficace (kpa) y = Ln(x) R 2 = y = Ln(x) R 2 = y = Ln(x) R 2 = S1-Sh m; LL=43 IP=15 S2-Os m; LL=33 IP=8 S3-Os m; LL=55 IP=29 S4-Os m;LL=41 IP=18 S4-Os m; LL=46 IP=23 y = Ln(x) R 2 = y = Ln(x) R 2 = Figura 30. Interpretazione delle prove edometriche sui campioni dello strato coesivo tenero. Deduzione del rapporto di scarico

52 52 0 E ed (kpa) intervallo di variazione per terreni OC CPT 1 CPT 2 CPT 3 CPT 5 CPT 6 CPT 4 tensione verticale efficace (kpa) intervallo di variazione per terreni NC E ed =62 σ' v0 E ed =143 σ' v E ed =15 σ' v0 E ed =24 σ' v0 240 Figura 31. Stima del modulo edometrico attraverso i valori di resistenza alla punta.

53 Permeabilità Dal campione prelevato tra 19.0 e 19.5 m nel sondaggio S3/2006 (Os1) è stato ricavato un provino di altezza 3.5 cm sul quale è stata eseguita una prova diretta di permeabilità nel permeametro a pareti flessibili del Laboratorio di Geotecnica dell Università Politecnica delle Marche. Il valore di permeabilità verticale misurato, alla pressione efficace di 100 kpa, è di circa cm/s.

54 STRATO NON COESIVO PROFONDO Al di sotto dello strato coesivo tenero è stata rilevata la presenza di uno strato non coesivo indicato come ghiaia e/o sabbia nelle stratigrafie di sondaggio. Sulla base dei sondaggi eseguiti a terra, lo spessore di tale strato varia da un minimo di 0.8 m ad un massimo di 2.6 m. Si osserva inoltre che spostandosi verso l estremità della banchina già realizzata il tetto dello strato si approfondisce e si riduce lo spessore dello stesso. I sondaggi a mare eseguiti nell ambito di precedenti studi ed il sondaggio a terra eseguito nel 2005 confermano la presenza di tale strato, evidenziando uno spessore massimo di 3 m. Anche le prove penetrometriche statiche eseguite nella recente campagna di indagine rilevano la presenza di tale strato, in corrispondenza del quale le resistenze alla punta misurate hanno valori maggiori di 300 kg/cm 2. Nella Tabella 6 vengono riportate le profondità alle quali si trova il tetto di tale strato. Ai fini ingegneristici, per il dimensionamento dei pali a carico verticale, lo strato in esame può essere cautelativamente trascurato. Nelle analisi dei pali a forze orizzontali invece la diversa rigidezza tra lo strato non coesivo e lo strato coesivo sovrastante va considerata perché implica maggiori sollecitazioni sui pali stessi. E chiaro inoltre che la presenza dello strato di terreno incoerente all interno degli strati coesivi va attentamente valutata nella scelta delle modalità esecutive della realizzazione dei pali di fondazione della banchina Granulometria e classificazione Durante i sondaggi eseguiti nella presente campagna geognostica sono stati prelevati due campioni disturbati all interno di tale strato. In Figura 32 sono riportate le curve granulometriche ottenute in laboratorio tramite setacciatura. Entrambi i campioni hanno una frazione fine (passante al setaccio #200 ASTM mm) di circa il 10%, un coefficiente di uniformità di ed un coefficiente di curvatura di Pertanto la classificazione secondo il Sistema Unificato USCS è SP-SM (sabbia scarsamente gradata sabbia limosa).