Relazione geologica e geotecnica

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1 CONSORZIO DI BONIFICA NAVAROLO AGRO CREMONESE MANTOVANO CASALMAGGIORE (CR) via Roma 7 CAP Tel: Fax: E mail: info@navarolo.it Sito web: PIANO DI SVILUPPO RURALE MISURA 125A OPERE PUBBLICHE DI BONIFICA INTERVENTO DI DIFESA SPONDALE SUI MANDRACCHI DELL IMPIANTO DI SAN MATTEO DELLE CHIAVICHE Progetto esecutivo COSTRUZIONE DEI MANUFATTI DI COLLEGAMENTO IDRAULICO FRA I CANALI NAVAROLO-CERIANA E CERIANA-FOSSOLA Relazione geologica e geotecnica Casalmaggiore, 28 agosto 2010 L Ingegnere Progettista Dott. Ing. Giulio Daolio

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3 INDICE 1 PREMESSA NORMATIVA DI RIFERIMENTO INQUADRAMENTO GEOLOGICO, GEOMORFOLOGICO E IDROGEOLOGICO Valutazione del rischio idrogeologico INDAGINE GEOGNOSTICA Prove Penetrometriche Statiche (CPT) Rilievi di sismica passiva Modello geologico Parametrizzazione geotecnica del sottosuolo e modello geologico Sismica passiva ZONAZIONE SISMICA Azione sismica locale Magnitudo attesa FONDAZIONI Considerazioni geotecniche Cedimenti Sifonamento CONSIDERAZIONI CONCLUSIVE

4 1 PREMESSA La presente relazione, condotta su incarico e per conto del CONSORZIO DI BONIFICA NAVAROLO, riguarda la caratterizzazione geologica, geomorfologica, idrogeologica, sismica e geotecnica dei terreni che costituiscono i rilevati arginali in prossimità dell impianto idrovoro di San Matteo della Chiaviche, nel territorio comunale di Viadana (MN). Lo scopo è stato quello di definire il modello geologico del sito, oltre a costituire utile elemento di riferimento per il progettista per inquadrare i problemi geotecnici in ottemperanza al D.M. 14 gennaio 2008 Nuove norme tecniche per le costruzioni e alla Circ. MInistero LL.PP. 2 febbraio 2009, n. 617 Istruzioni per l applicazione delle nuove norme tecniche per le costruzioni. L indagine è stata condotta mediante esecuzione di: - n 2 prove penetrometriche statiche (CPT), spinte rispettivamente fino alla profondità di 20,00 e 30,00 m da p.c.; - n 2 stedimenti Re.Mi. per la valutazione delle V S,30 e n 1 test di Nakamura per determinare la frequenza della struttura geologica locale. Alla presente Relazione vengono allegati: grafici e diagrammi delle prove penetrometriche statiche; rapporto indagine sismica. 3

5 2 NORMATIVA DI RIFERIMENTO Nella redazione della presente relazione ci si è attenuti alle prescrizioni della Normativa vigente, in particolare: - D.M. LL.PP : "Norme tecniche riguardanti le indagini sui terreni e sulle rocce, la stabilità dei pendii naturali e delle scarpate, i criteri generali e le prescrizioni per la progettazione, l'esecuzione e il collaudo delle opere di sostegno delle terre e delle opere di fondazione"; - Circ. Min. LL.PP n : "Norme tecniche riguardanti le indagini sui terreni e sulle rocce; la stabilità dei pendii e delle scarpate, e le prescrizioni per la progettazione, l'esecuzione e il collaudo delle opere di sostegno delle terre e delle opere di fondazione. Istruzioni per l'applicazione"; - Circ. Min. LL.PP n. 218/24/3: "Legge 2 febbraio 1974 n. 64. Decreto Min. LL.PP. 11 marzo Istruzioni applicative per la redazione della relazione geologica e della relazione geotecnica.". - O.P.C.M. n del 20/03/2003: Primi elementi in materia di criteri generali per la classificazione sismica del territorio nazionale e di normative tecniche per le costruzioni in zone sismiche. - O.P.C.M. n 3519 del 28 aprile 2006 Criteri generali per l individuazione delle zone sismiche e per la formazione e l aggiornamento degli elenchi delle medesime zone. - D. M. Infrastrutture e trasporti del : Nuove norme tecniche per le costruzioni (NTC). - Circ. Min. LL. PP. 2 febbraio 2009 n. 617 Istruzioni per l applicazione delle nuove norme tecniche per le costruzioni 4

6 3 INQUADRAMENTO GEOLOGICO, GEOMORFOLOGICO E IDROGEOLOGICO L area in studio è ubicata lungo gli argini che separano i tre canali afferenti all impianto idrovoro di San Matteo delle Chiaviche. La zona è posta nel settore meridionale della pianura mantovana, ad una quota topografica è di circa 21 m s.l.m. (Figura 1). Figura 1 Estratto dalla CTR Ubicazione area in studio (scala 1:10.000) La morfologia dell area è pianeggiante, con blande ondulazioni che testimoniano percorsi relitti di antichi corsi acqua (paleoalvei). Secondo l analisi delle unità geomorfologiche, visualizzabili sul Geoportale della Regione Lombardia, l area in oggetto è morfologicamente posta sulle pianure alluvionali attuali e recenti ; poco ad Est, delimitata da un rilevato arginale, è posta la zona golenale del Po, compresa nelle aree esondabili. 5

7 20000 Pianure alluvionali attuali e recenti Aree esondabili paleoalvei Figura 2 Unità geomorfologiche Geoportale della Regione Lombardia La Carta Geologica d Italia Foglio 62 Mantova descrive i litotipi affioranti come costituiti da depositi post glaciali rappresentati da alluvioni sabbioso-argillose (ab) e da sabbie fini più o meno miste ad argille e ad humus (m); quest ultime costituiscono le bassure in ex alvei fluviali abbandonati che sono o furono paludi, sedi principali delle zone bonificate. Poco ad NE, all interno dell argine golenale, affiorano sabbie fini di golena in gran parte coltivate entro gli argini consorziali. 6

8 Mindel-Riss Singlaciale Würm Postglaciale Attuale Figura 3 - Estratto dalla Carta Geologica d Italia (scala 1: ) Foglio 62 Mantova 7

9 L andamento delle unità litologiche superficiali, consultabile sul Geoportale della Regione Lombardia, evidenzia la presenza nell area di unità a sabbie con depositi fini (limi e argille) e ghiaie (S3). Come indicato in figura 4, le unità affioranti sono prevalentemente di tipo misto, con prevalenza talora di depositi sabbiosi, in altri casi di depositi argillosi. A4 Unità ad argille dominanti L4 Unità a limi dominanti L5 Unità a limi frammisti a sabbie e ghiaie S1 Unità a sabbie dominanti S2 Unità a sabbie frammiste a locali depositi fini (limi e argille) e ghiaie S3 Unità a sabbie con depositi fini (limi e argille) e ghiaie Aree edificate/coperte Figura 4 Unità litologiche Geoportale della Regione Lombardia 8

10 In particolare la figura 5 definisce con maggior dettaglio le tipologie litologiche affioranti. Nel caso in oggettoi litotipi superficiali sono rappresentati da sabbie argillose (S3A N 3). S3A N 3 S3L C 1 S3L C 2 L45 C 2 S3L P 2 S2PA P 2 Sabbie argillose Sabbie limose Sabbie limose Limi con sabbia / Sabbie limose Sabbie poco gradate con argilla (giallo) Area urbanizzata Figura 5 Unità litologiche Geoportale della Regione Lombardia Dal punto di vista idrogeologico, la zona di San Matteo delle Chiaviche può essere inserita nel sottobacino idrogegeologico Adda-Oglio (Acque sotterranee in Lombardia Risorse Idriche e Servizi di Pubblica utilità - Regione Lombardia, 2001); la struttura idrogeologica di questo settore del sottobacino è sostanzialmente costituita da un acquifero monostrato, rappresentato dai depositi alluvionali del fiume Po, avente una trasmissività media pari a circa m 2 /s. Secondo Baraldi & Pellegrini (1976), la prima falda è invece individuata ad una profondità di m da p.c., con spessori che in quest area dovrebbero essere di circa m; essa ha sede in un livello di sabbie medio-fini, spesso grossolane, talora con intercalazioni di livelli 9

11 sabbioso-ghiaiosi. Segue un bancone, potente in media m, costituito da argille grigie chiare. Al termine delle indagini il livello di falda è strato riscontrato ad una profondità compresa tra 2,80 e 5,75 m da p.c.; tale livello potrebbe comunque registrare oscillazioni stagionali, anche in funzione delle precipitazioni atmosferiche e della variazione del livello dei canali. 3.1 Valutazione del rischio idrogeologico La Legge 3 Agosto 1998 n 267 e successive modifich e ed integrazioni prevede che le autorità di bacino di rilievo nazionale e interregionale e le regioni per i restanti bacini adottano, piani stralcio di bacino per l assetto idrogeologico che contengano in particolare la perimetrazione delle aree a rischio idrogeologico e la perimetrazione delle aree da sottoporre a misure di salvaguardia Il metodo per la valutazione del rischio, dipendente dai fenomeni di carattere idrogeologico, viene indicato dal D.P.C.M. 29 settembre 1998, mentre la legge 11 dicembre 2000 n 365, individua una nuova procedura per l approvazione dei P.A.I. e sancisce una data limite per l adozione degli stessi; quest ultima deve avvenire entro e non oltre sei mesi dalla data di adozione del relativo progetto di piano. In tale quadro normativo, l AUTORITÀ DI BACINO DEL FIUME PO, ente competente per il territorio comunale di Viadana, ha elaborato il PROGETTO DI PIANO STRALCIO PER L ASSETTO IDROGEOLOGICO. Per quanto riguarda la zona in studio, essa ricade nella fascia C del PAI, come indicato in figura 6. L area posta all interno delle aree golenali, a NE dell area in studio, oltre l impianto idrovoro, ricadono invece nella fascia A. 10

12 Figura 6: Ubicazione zone a rischio idraulico censite dal PAI (fonte: SIT Autorità di bacino del Fiume Po) 11

13 4 INDAGINE GEOGNOSTICA La natura del sottosuolo, i parametri di resistenza del terreno e la risposta sismica locale sono stati desunti attraverso una campagna geognostica così articolata: - esecuzione di n 2 prove penetrometriche statiche (CPT), spinte rispettivamente fino alla profondità di 20,00 e 30,00 m da p.c.; - esecuzione di una rilievo di sismica passiva, nel corso della quale sono state eseguite n 2 profili Re.Mi. (Refraction Microtremor) e n 1 te st di Nakamura. Nella figura seguente sono indicate le ubicazioni delle suddette indagini. Canale Navarolo Canale Ceriana CPT 2 ReMi 2 Canale Fossola ReMi 1 Nakamura CPT 1 Figura 7: Ubicazione indagini 12

14 4.1 Prove Penetrometriche Statiche (CPT) In data 22 luglio 2010 sono state realizzate n 2 p rove penetrometriche statiche (CPT) mediante penetrometro PAGANI. La prova penetrometrica statica CPTU consiste nella misura della resistenza alla penetrazione di una punta conica di dimensioni e caratteristiche standardizzate, infissa nel terreno a velocità costante (v = 2 cm / sec ± 0,5 cm / sec ); durante la penetrazione vengono misurate separtatamente ma con continuità lo sforzo necessario per la penetrazione della punta e l adesione terreno-acciao di un manocotto posto al di sopra della punta. Le dimensioni della punta / manicotto sono standardizzate, e precisamente: - diametro di base del cono Ø = 35,7 mm - area di punta conica Ap = 10 cm 2 - angolo di apertura del cono α = 60 - superficie laterale del manicotto Am = 150 cm 2 Nei diagrammi e tabelle allegate sono riportati i seguenti valori di resistenza (rilevati dalle letture dei manometri, durante l'infissione dello strumento) : - qc (kg / cm 2 ) = resistenza alla punta (conica) - fs (kg / cm 2 ) = resistenza laterale (manicotto) 4.2 Rilievi di sismica passiva Per la caratterizzazione sismica del sottosuolo di fondazione ai fini della definizione dell azione sismica di progetto, in data 6 agosto 2010 sono stati eseguiti: n 2 profili Re.Mi. (Refraction Microtremor) n 1 test di Nakamura. Mediante l indagine Re.Mi si è ricostruito il modello verticale in Vs per calcolare il parametro V S,30 ed attribuire al sito la categoria che gli compete; il test di Nakamura ha permesso di definire la risposta elastica del terreno per valutare la frequenza di risonanza dell area in funzione della struttura geologica. 13

15 4.3 Modello geologico La natura litologica dei terreni può essere desunta per correlazione tra i valori di resistenza alla punta e l attrito laterale, misurati nel corso della prove penetrometriche. Sulla base di tali correlazioni si osserva, in entrambe le prove, la presenza superficiale di terreni prevalentemente coesivi argilloso-limosi, che costituiscono tutto o in parte il rilevato arginale. Lo spessore del livello coesivo varia da circa 4 m in CPT 1 a 8 m in CPT 2. Secondo le indicazioni fornite dal progettista, la quota bocca foro di CPT 1 è di 20,43 m s.l.m., sostanzialmente corrispondente a quella della sommità arginale, mentre la quota di CPT 2 è di 21,95 m s.l.m., coincidente con la porzione più elevata dell arginatura, mentre la banca principale dell argine è posta ad una quota di circa 21 m s.l.m. Pertanto la quota del letto dello strato coesivo è posto in CPT 1 ad una quota di circa 16,2 16,4 m s.l.m. mentre in CPT 2 ad una quota di 14 m s.l.m. Al di sotto dello strato coesivo si osserva un bancone sabbioso potente almeno fino alla massima profondità d indagine (circa 30 m da p.c. in CPT 1), con grado di addensamento variabile e talora intercalato da sottili livelli limoso-argillosi, aventi dubbia continuità laterale. Al termine delle indagini la quota di falda è stata misurata ad una profondità di 2,80 da p.c. in CPT 1 e 5,75 m da p.c. in CPT 2; traducendole in quote assolute si avrà in CPT 1 una quota di circa 17,6 m s.l.m. e in CPT 1 di 16,2 m s.l.m. La quota di falda di CPT 1 è comparabile con quella del Canale Fossola (17,78 m s.l.m.) ma non con quella del canale Ceriana (18,55 m s.l.m.), entrambi adiacenti, mentre la quota di falda di CPT 2 è inferiore sia a quella del Ceriana che a quella del terzo canale, il Navarolo (17,98 m s.l.m.). Si consideri comunque che sia la presenza di terreni argillosi superficiali, aventi basse velocità di flitrazione, sia la diversa profondità massima raggiunta dalle due indagini, che potrebbe aver messo in comunicazione falde sovrapposte diversamente risalienti e separate da livelli relativamente meno permeabili, possono indurre differenze tra i livelli statici. 14

16 4.4 Parametrizzazione geotecnica del sottosuolo e modello geologico La natura litologica e la parametrizzazione geotecnica completa dei terreni attraversati, suddivisi per livelli di 20 cm, è visibile in allegato. Di seguito viene proposta una modellazione geotecnica schematica del sottosuolo (almeno per la porzione di terreno indagata) per ogni singola prova eseguita, riportando i principali parametri accorpandoli per strati il più possibile omogenei per resistenza alla punta e comportamento prevalente. Per quanto rigurda il valore dell angolo di attrito, vengono indicati i valori medi dei metodi proposti da Caquot, Koppejan, De Beer e Durgunoglu & Mitchell. CPT 1 CPT 2 profondità m da p.c. Descrizione qc kg/cm² 0,0 1,0 118 γ nat t/m 3 γ t/m 3 c u kg/cm² 1,0 4,2 Argille e limi 16 1,85 0,91 0, ,2 5,4 Sabbie limose e limi sabbiosi 32 0, ,4 6,6 Sabbie limose e limi sabbiosi 49 0, ,6 10,6 Sabbie 83 0, ,6 11,0 Argille e limi 21 0,91 0, , Sabbie 103 1, ,8 21,4 Argille e limi 21 0,91 0, ,4 24,0 Sabbie e sabbie limose 88 0, ,0 25,4 Argille e limi con livelli sabbiosi 48 0,96 1, ,4 26,0 Sabbie 145 1, ,0 27,8 Argille e limi 28 0,95 0, ,8 30,0 Sabbie e sabbie limose 96 1, profondità m da p.c. Descrizione Tabella 1 qc kg/cm² 0,0 0,6 20 γ nat t/m 3 γ t/m 3 c u kg/cm² 0,6 2,8 Argille e limi 13 1,85 0, ,8 3,8 Argille e limi con livelli misti a sabbie 20 1,85 0, ,8 6,0 Argille e limi 10 1,85 0,68 0, ,0 8,2 Argille e limi 14 0,92 0, ,2 9,6 Sabbie e sabbie limose 54 0, ,6 20,0 Sabbie e sabbie limose 95 0, Tabella 2 φ ( ) φ ( ) M kg/cm² M kg/cm² LEGENDA COLORI Comportamento prevalentemente coesivo Comportamento prevalentemente granulare Comportamento misto granulare - coesivo Dove: 15

17 qc = resistenza alla punta γ nat = peso di volume del terreno naturale γ = peso di volume efficace (= γ sat - γ a ) γ sat = peso di volume del terreno saturo γ a = peso di volume dell acqua ( 1 t/m 3 ) φ = angolo di attrito c u = coesione non drenata M = modulo edometrico 4.5 Sismica passiva Sintetizzando i risultati ottenuti mediante i rilievi di sismica passiva, peraltro ampiamente descritti nella relazione specialistica allegata, si può affermare che: la determinazione delle V S,30 ha permesso di attribuire il sottosuolo in oggetto alla categoria C: Depositi di terreni a grana grossa mediamente addensati o terreni a grana fina mediamente consistenti, con spessori superiori a 30 m, caratterizzati da un graduale miglioramente delle proprietà meccaniche con la profondità a da valori di V S,30 compresi tra 180 m/s e 360 m/s (ovvero 15 < N SPT,30 < 50 nei terreni a grana grossa e c u,30 < 70 kpa nei terreni a grana fina) l esecuzione dei test di Nakamura (HVSR) ha determinato l identificazione di un picco molto netto e di ampiezza significativa che suggerisce una f 0 di 0,7 Hz, che corrisponde ad un periodo T=1,3 s. 16

18 5 ZONAZIONE SISMICA L evoluzione della normativa antisismica nazionale ha subito un punto di svolta nel 2003, con l emanazione dell Ordinanza del Presidente del Consiglio dei Ministri (OPCM) n 3274 del 20 marzo In essa è contenuta una nuova classificazione sismica del territorio italiano, su basi comunali, che attribuisce un grado di pericolosità sismica all intera penisola, a differenza della precedente normativa che classificava come sismica solo una parte del territorio nazionale. L OPCM n 3274 definisce, oltre alla nuova classifi cazione sismica del territorio italiano, le norme procedurali per la progettazione in aree sismiche, individuando esplicitamente gli obiettivi da raggiungere in termini di danni accettati a fronte di livelli di azione sismica stabiliti. Secondo l Ordinanza del Presidente del Consiglio dei Ministri (OPCM) n 3274 del 20 marzo 2003, il territorio comunale di Viadana è compreso in Zona 3. zona Accelerazione orizzontale con probabilità di superamento pari al 10% in 50 anni [a g /g] Accelerazione orizzontale di ancoraggio dello spettro di risposta elastico (Norme Tecniche) [a g /g] 1 > 0,25 0,35 2 0,15-0,25 0,25 3 0,05-0,15 0,15 4 <0,05 0,05 Tabella 3 Tuttavia, la OPCM n 3519 del 28 aprile 2006 dispone l utilizzo di una nuova mappa di pericolosità sismica del territorio nazionale (All 1b); quest ultima, individua 12 zone definite da un range di valori delle accelerazioni orizzontali (a g /g) di ancoraggio dello spettro di risposta elastico. Ciascuna zona viene individuata secondo valori di accelerazione di picco orizzontale del suolo (a g ) con probabilità di superamento del 10% in 50 anni, riferita a suoli rigidi. Secondo tale normativa, il territorio comunale di Viadana si colloca nella fascia caratterizzata da valori di a g /g compresi tra 0,075 e 0,

19 Figura 8: stralcio della mappa di pericolosità sismica del territorio nazionale, secondo valori di accelerazione di picco orizzontale del suolo (a g ) con probabilità di superamento del 10% in 50 anni, riferita a suoli rigidi. 5.1 Azione sismica locale Le azioni sismiche di progetto, da usare nelle verifiche agli stati limite secondo il DM 14 gennaio Norme Tecniche per le Costruzioni, si definiscono a partire dalla pericolosità sismica di base del sito. La pericolosità sismica è definita in termini di accelerazione orizzontale massima attesa a g ed è descritta dalla probabilità che, in un fissato intervallo di tempo, in detto sito, si verifichi un evento sismico di entità almeno pari ad valore prefissato. Nell intento di definire in modo puntuale la pericolosità sismica, le NTC fanno riferimento a n. 4 stati limite per l azione sismica, ognuno definito da una probabilità di eccedenza del periodo di riferimento P VR. e da un periodo di ritorno T R, espresso in anni. Non essendo nota, allo stato attuale, la strategia progettuale che verrà adottata, si propone in tabella 6 i valori dei parametri a g, F 0, T C per i periodi di ritorno T R di riferimento (interpolazione per superficie rigata) elaborati mediante il programma Spettri di Risposta 18

20 ver disponibile presso il sito on-line del Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici. Le coordinate del sito in studio, sono: Longitudine 10,63259 Latitudine 45,02090 Figura 9 Valori dei parametri a g, F 0, T C per i periodi di ritorno T R di riferimento (interpolazione per superficie rigata) Dove: a g /g = accelerazione orizzontale massima attesa. F 0 = fattore che quantifica l amplificazione spettrale massima, su sito di riferimento rigido orizzontale ed ha valore minimo pari a 2.2. T C = è il periodo corrispondente all inizio del tratto a velocità costante dello spettro. 5.2 Magnitudo attesa La valutazione della magnitudo attesa è stata d effettuata consultando il seguente documento, elaborato dall INGV (Istituto Nazionale di Geofisica e Vulcanologia): Gruppo di Lavoro (2004). Redazione della mappa di pericolosità sismica prevista dall Ordinanza PCM del 20 marzo Rapporto conclusivo per il Dipartimento della Protezione Civile, INGV, Milano-Roma, aprile 2004, 65 pp. + 5 appendici. In esso è disponibile una nuova zonazione sismogenetica, denominata ZS9, costituita da 36 zone-sorgente, a cui vanno aggiunte 6 zone-sorgente per le quali non verrà valutata la pericolosità sismica. 19

21 L area in studio dista circa 17 km dal limite con la la zona sismogenetica più vicina (912 Dorsale Ferrarese) alla quale è associata una M Wmax1 =6,14. 20

22 6 FONDAZIONI In considerazione della differente composizione del sottosuolo, almeno della porzione interessata dalla posa delle fondazioni, saranno eseguite due verifiche basate sulla modellazione geotecnica definita dalle prove penetrometriche, ognuna ritenuta rappresentativa per il manufatto corrispondente. Come indicato dal progettista, il manufatto tipo consiste in canne scatolari rettangolari in calcestruzzo armato di lunghezza variabile e sezione utile di 3,0 x 2,5 m; la larghezza B in fondazione del manufatto è di circa 5,0 metri. La struttura dovrà inoltre essere idonea al transito dei carichi previsti per le strade di I a categoria. Gli scatolari saranno inoltre muniti di una paratoia d intercettazione, che verrà utilizzata per effettuare eventuali travasi di portata tra un canale e l altro. La base d imposta della fondazione è posta ad una quota di circa 15,00 s.l.m., mentre l estradosso dello scatolare è a quota 18,45 m s.l.m. Secondo i dati forniti dal progettista, le quote del piano campagna delle prove CPT sono le seguenti: CPT 1 20,43 m s.l.m. CPT 2 21,95 m s.l.m. Considerando la quota d imposta della fondazione (circa 15,00 m da p.c.), essa poggierà su terreni posti alle seguenti profondità dal piano d inizio della prova: Fondazione in CPT1 Fondazione in CPT2 5,5 m da p.c. 7,0 m da p.c. Nel caso di CPT 1 la base della fondazione sarà posta su terreni sabbiosi, mentre in CPT 2 su terreni prevalentemente coesivi (limoso-argillosi), sovrastanti per circa 1 metro il banco sabbioso sottostante. Pertanto il calcolo della capacità portante verrà eseguito assumendo, per la fondazione con riferimento a CPT 1, i parametri geotecnici relativi allo strato compreso tra 5,4 6,6 m da p.c. di tabella 1, mentre con riferimento a CPT 2, i parametri geotecnici dello strato compreso tra 21

23 6,0 8,2 m da p.c. di tabella 2, in entrambi i casi riducendo il valor medio a favore di sicurezza. 6.1 Considerazioni geotecniche La normativa vigente prevede che le verifiche della sicurezza e delle prestazioni, eseguite mediante l identificazione degli stati limite, debbano essere eseguite con il metodo dei coefficienti parziali di sicurezza espresso dalla equazione formale (D.M par. 2.3): R d E d dove: R d è il valore di progetto della resistenza del sistema geotecnico; E d è il valore di progetto dell azione o dell effetto dell azione. In mancanza di indicazioni in merito all effetto delle azioni e ai relativi approcci verranno proposte, a titolo puramente indicativo, alcune verifiche finalizzate solo ad orientare le scelte progettuali, adottando l approccio 2 (A1+M1+R3), in cui è prevista un'unica combinazione di gruppi di coefficienti da usare sia nelle verifiche strutturali che in quelle geotecniche. In tale approccio, le NTC del 2008 definiscono i coefficienti A1 e M1 pari a 1, mentre il coefficiente relativo ad R3 è pari a γ R = 2.3. Il calcolo della resistenza Rd viene eseguito nelle condizioni statiche nell ipotesi di carichi verticali e centrati utilizzando la formula di Brinch - Hansen (1970), sotto riportata. q ult = cn c s c d c i c g c b c + qn q s q d q i q g q b q + 0.5γBN γ s γ d γ i γ g γ b γ Dove: q ult = capacità portante ultima (nel nostro caso = Rd) c = coesione q =pressione geostatica efficace γ = peso di volume B = lato minore della fondazione Nc Nq Nγ sono fattori dipendenti dall angolo di attrito φ s c s q s γ sono i fattori di forma, d c d q d γ sono i fattori di profondità i c i q i γ sono i fattori di inclinazione del carico b c b q b γ fattori di inclinazione del piano di fondazione g c g q g γ fattori di inclinazione del terreno 22

24 In questa fase, non conoscendo i carichi agenti sulle fondazioni, saranno di seguito riportate, a titolo puramente indicativo e solo per orientare le scelte progettuali, le resistenze calcolate secondo l approccio scelto, in condizioni statiche e considerando l applicazione di carichi verticali e centrati con le geometrie fondazionali e i parametri geotecnici di seguito indicati. La profondità d incastro D viene considerata, a favore di sicurezza pari a 0,5 m. Fondazione su CPT 1 Considerando l Approccio 2 il valore di progetto dell angolo d attrito rimane uguale al valore caratteristico Φ d = Φ k = 27 ; applicando il coefficiente parziale (R3), γ R = 2.3, si ottengono le le seguenti resistenze: B (m) D (m) L (m) Rd (kpa) 5,0 0, ,0 0, Tabella 4 Fondazione su CPT 2 Anche in questo caso il valore di progetto della coesione non drenata rimane uguale al valore caratteristico c u d = c u k = 40 kpa; applicando il coefficiente parziale (R3), γ R = 2.3, si ottengono le le seguenti resistenze: B (m) D (m) L (m) Rd (kpa) 5,0 0, ,0 0, Tabella 5 Tali valori dovranno essere ricalcolati una volta note le tensioni normali, tangenziali ed i momenti indotti dalla struttura, negli stati limite previsti dalla normativa. 23

25 6.2 Cedimenti L entità dei cedimenti può essere valutata con precisione solo attraverso indagini di laboratorio. La stima dei cedimenti indotti sul terreno dalle strutture in progetto può indicativamente essere determinata attraverso metodi che utilizzano i parametri geotecnici desunti dalle prove penetrometriche statiche. Considerando la sostanziale predominanza, al di sotto del piano di fondazione, di terreni sabbiosi, nel caso in studio il calcolo dei cedimenti è stato effettuato applicando il metodo di Schmertmann, valido per terreni granulari. Il metodo proposto da Schmertmann (1970), e da Schmertmann et al. (1978), utilizza la seguente espressione: Dove si ha: S = C 1 C 2 H I z z q' in cui: E' q' = pressione efficace netta; σ'vo = tensione verticale efficace agente alla quota d'imposta della fondazione; C1 = coefficiente che tiene conto dell'approfondimento relativo della fondazione e vale: C1 = (1-0,5 - σ'vo/ q'); C2 = coefficiente che tiene conto del cedimento secondario a lungo termine e vale: C2 = 1 + 0,2 log(t/0,1) E' = modulo elastico 0 Il coefficiente di influenza Iz varia con la profondità in funzione della geometria della fondazione e dell'entità della pressione applicata σ. La profondità significativa all'interno della quale si hanno deformazioni è assunta pari a 4B nel caso di fondazioni nastriformi e pari a 2B nel caso di fondazioni quadrate o circolari. Il modulo di deformazione E' è stato valutato in base ai risultati delle prove penetrometriche statiche, ed è assunto pari a 2,5 Rp nel caso di fondazioni quadrate o circolari, mentre è pari a 3,5 Rp nel caso di fondazioni nastriformi. Tenendo conto della variazione di Iz e della resistenza di punta Rp, l'applicazione del metodo richiede la suddivisione in una serie di strati di spessore z, nell'ambito dei quali i valori di Iz e del modulo di deformazione possono ritenersi costanti. Ipotizzando carichi lordi pari alle resistenze Ed ottenute dalla verifica agli stati limite, si otterrebbero, nel caso di fondazioni nastriformi, i seguenti cedimenti (S): 24

26 Prova di riferimento B (m) Rd (kpa) S (cm) CPT 1 5, CPT 2 5, Tabella 6 Nelle condizioni reali, il carico netto alla base delle fondazioni dovrà essere depurato, almeno nella sua porzione centrale, dalla tensione indotta dal peso del terreno rimosso nelle fasi di scavo (circa 5,5 m nella zona definita da CPT 1 e circa 6-7 m nella zona definita da CPT 2) e dalla presenza della falda. In tal caso il cedimento diventa praticamente trascurabile e dovranno essere valutate attentamente le condizioni di esercizio, che potrebbero prevedere controspinte non indifferenti alla base della fondazione. 25

27 6.3 Sifonamento La necessità di realizzare uno scavo sotto falda in adiacenza di canali, dovrà necessariamente prevedere la messa in opera di una palancolata metallica perimetrale a protezione del cantiere, infissa ad una profondità tale da impedire il fenomeno del sifonamento. Come precedentemente descritto, la profondità dello scavo sarà posta ad una quota di circa 15,0 m s.l.m., mentre la sommità della palancolata è prevista ad una quota di 19,5 m s.l.m. La situazione geologica, in rapporto alla profondità di posa della palancolata, è differente tra le 2 verticali d indagine. Nel caso definito dalla CPT 1 il piano di scavo è posto all interno del terreno sabbioso, con totale asportazione dello strato coesivo che costituisce la porzione superficiale del rilevato arginale. Nell area definita da CPT 2 il piano di scavo è invece posto all interno dello stato limosoargilloso, circa 1 m sopra il tetto del bancone sabbioso. In questo caso, la scarsa permeabilità del livello limoso-argilloso fornisce, teoricamente, una protezione all eventuale innesco del fenomeno del sifonamento. Tuttavia non si conosce, allo stato attuale, la continuità laterale di tale livello che, se correlato con la CPT 1, tende a restremarsi progressivente. Pertanto si ritiene opportuno dimensionare le palancole in modo analogo nei due casi, assumendo come riferimento la situazione di CPT 1, considerando sostanzialmente simile nei due casi la struttura del bancone sabbioso. Il meccanismo del sifonamento per sollevamento è prodotto da un eccesso di pressione dell acqua che riduce le tensioni efficaci all interno del terreno. L acqua filtrante, in presenza di un elevato eccesso di pressione, tende ad allargare lo spazio intergranulare della sabbia, aumentando la permeabilità e quindi velocità di flusso; in tal caso si produce a valle la fuoriuscita di una miscela di acqua e sabbia. Secondo Terzaghi, il fenomeno interessa un tratto di sabbia a valle della palancolata per una lunghezza D/2. La rottura avviene in un prisma di sabbia di profondità D e larghezza D/2 quando la pressione effettiva all interno del prisma risulta nulla. 26

28 A Figura 10 Fonte: Elementi di Geotecnica, Colombo (1974). Si avrà pertanto: γ a h a D 2 = 1 D 2 2 γ' La sovrappressione può essere calcolata mediante il reticolo di filtrazione di figura 11, dove si avrà: h a = h Dove: 1 h 1 = 4,5 m n = 6 N = 10 n N h 1 numero del campo entro il quale si vuole determinare la sovrappressione numero totali di campi in cui è stato suddiviso il canale di flusso Nel caso in studio, si assume una palancolata lunga 12 m infissa nel terreno per una profondità D=7,5 m (quota sommità 19,5 m s.l.m. e quota posa 7,5 m s.l.m.), che contiene un altezza d acqua pari a 4,5 m, cioè fino al culmine della sua capacità, ipotizzando lo scavo asciutto con quota di falda corrispondente al piano di scavo (15,0 m s.l.m.). 27

29 A Figura 11 Fonte: Elementi di Geotecnica, Colombo (1974). Da cui si avrà: 6 h a = 4,5 4,5 = 1,8 m 10 Quindi il coefficiente di sicurezza è dato dal rapporto: G = γ 1 D 2 a h a γ' Dγ' = D γ aha 2 2 Dove si ha: = 3,75 γ = 9 kn/m 3 peso di volume immerso del terreno sabbioso γ a = 10 kn/m 3 D = 7,5 m peso di volume dell acqua infissione della palancola L accettabilità del valore del coefficiente di sicurezza dovrà essere attentamente valutata dal progettista. Tuttavia, considerando le difficoltà nel modellizzare eterogeneità e anisotropie del terreno, è raccomandato in letteratura l uso di fattori di sicurezza pari a 4-5 (Harr, 1962; Taylor, 1948). Nel nostro caso, qualora si ritenga opportuno aumentare il coefficiente di sicurezza, si potrà operare diminuendo il livello d acqua nei canali oppure aumentare la lunghezza delle palancole. 28

30 7 CONSIDERAZIONI CONCLUSIVE Alla luce degli elementi sopraesposti, si ritiene di poter fare le seguenti considerazioni: i risultati forniti dalle prove penetrometriche eseguite hanno evidenziato la presenza superficiale di terreni prevalentemente coesivi argilloso-limosi, che costituisco tutto o in parte il rilevato arginale; al di sotto dello strato coesivo si osserva un bancone sabbioso potente almeno fino alla massima profondità d indagine (circa 30 m da p.c. in CPT 1), a grado di addensamento variabile e talora intercalato da sottili livelli limoso-argillosi, aventi dubbia continuità laterale; al termine delle indagini la quota di falda è stata misura ad una profondità di 2,80 da p.c. in CPT 1 e 5,75 m da p.c. in CPT 2; traducendole in quote assolute si avrà in CPT 1 una quota di circa 17,6 m s.l.m. e in CPT 1 di 16,2 m s.l.m., la determinazione delle V S,30 ha permesso di attribuire il sottosuolo in oggetto alla categoria C: Depositi di terreni a grana grossa mediamente addensati o terreni a grana fina mediamente consistenti, con spessori superiori a 30 m, caratterizzati da un graduale miglioramente delle proprietà meccaniche con la profondità a da valori di V S,30 compresi tra 180 m/s e 360 m/s (ovvero 15 < N SPT,30 < 50 nei terreni a grana grossa e c u,30 < 70 kpa nei terreni a grana fina); l esecuzione dei test di Nakamura (HVSR) ha stimato una frequenza propria di vibrazione del terreno pari a 0,7 Hz; la necessità di realizzare uno scavo sotto falda in adiacenza di canali, dovrà necessariamente prevedere la messa in opera di una palancolata metallica perimetrale a protezione del cantiere, infissa ad una profondità tale da impedire il fenomeno del sifonamento. Remedello 20 agosto