OPERE PER L INCREMENTO DELL EFFICIENZA DEL SISTEMA DI DERIVAZIONE IRRIGUA IN DESTRA SESIA PER LE ROGGE COMUNALE E MARCHIONALE DI GATTINARA

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1 CONSORZIO DI BONIFICA DELLA BARAGGIA BIELLESE E VERCELLESE Vercelli OPERE PER L INCREMENTO DELL EFFICIENZA DEL SISTEMA DI DERIVAZIONE IRRIGUA IN DESTRA SESIA PER LE ROGGE COMUNALE E MARCHIONALE DI GATTINARA - 1 LOTTO STRALCIO - DATA 31 LUGLIO 014 AGGIORNAMENTI ATTIVITA DI PROGETTAZIONE: Relazione Geotecnica IL PROGETTISTA (Dott. Ing. Domenico CASTELLI).. PROGETTO ESECUTIVO MODIFICHE Aggiornamento AGGIORNAMENTI Data PRATICA N 1079E1 S.M. N 1079 CONTROLLO OPERATORE CONTROLLO APPROVAZIONE Firma MF GV DC

2 INDICE 1. PREMESSA INTERVENTI IN REALIZZAZIONE CON IL PRESENTE LOTTO ESECUTIVO FUNZIONALE.... NORMATIVA DI RIFERIMENTO CARATTERIZZAZIONE GEOTECNICA DEL SITO OGGETTO DEI LAVORI PARAMETRI GEOTECNICI DI RIFERIMENTO PERICOLOSITÀ SISMICA DI PROGETTO METODI DI CALCOLO E CRITERI DI VERIFICA CRITERI PROGETTUALI E DI VERIFICA ITERAZIONE E MODELLAZIONE TERRENO FONDAZIONI Calcolo del coefficiente di sottofondazione Stima preliminare dei cedimenti CALCOLO DELLA CAPACITÀ PORTANTE DEI TERRENI DI FONDAZIONE VERIFICA DELLE OPERE DI SOSTENGO Valutazione delle azioni del terreno Incremento della spinta del terreno in condizioni sismiche Spinta del terreno in presenza di falda Verifiche a scorrimento Verifiche a ribaltamento Verifiche di stabilità globale RISULTATI OTTENUTI E VERIFICHE GEOTECNICHE NODO B RIFACIMENTO DEL NODO IDRAULICO DI RIPARTIZIONE DELLE PORTATE IRRIGUE ROGGIA COMUNALE CANALE FIAT-PALLONE Stima dei cedimenti Determinazione della capacità portante e delle pressioni trasmesse al terreno NODO C RIFACIMENTO SFIORATORE LATERALE EDIFICIO DI SCARICO IN SESIA Stima dei cedimenti Determinazione della capacità portante e delle pressioni trasmesse al terreno NODO D NUOVA VASCA DI RESTITUZIONE IN ROGGIA Stima dei cedimenti Determinazione della capacità portante e delle pressioni trasmesse al terreno NODO E DEVIAZIONE E RIFACIMENTO DI ROGGIA ESISTENTE Stima dei cedimenti Determinazione della capacità portante e delle pressioni trasmesse al terreno NODO F NUOVA VASCA DI RIPARTIZIONE DELLE PORTATE IRRIGUE Stima dei cedimenti Determinazione della capacità portante e delle pressioni trasmesse al terreno NODO G NUOVA VASCA DI RESTITUZIONE IN ROGGIA DELLE PORTATE IRRIGUE Stima dei cedimenti Determinazione della capacità portante e delle pressioni trasmesse al terreno NODO H NUOVA VASCA DI RIPARTIZIONE DELLE PORTATE IRRIGUE Stima dei cedimenti Determinazione della capacità portante e delle pressioni trasmesse al terreno NODO I NUOVA VASCA DI RESTITUZIONE DELLE PORTATE IRRIGUE ALLA ROGGIA MARCHIONALE Stima dei cedimenti Determinazione della capacità portante e delle pressioni trasmesse al terreno RIFACIMENTO DI ALCUNI TRATTI DELLA ROGGIA ESISTENTE Stima dei cedimenti Determinazione della capacità portante e delle pressioni trasmesse al terreno RIFACIMENTO PONTI STRADALI E PASSERELLA PEDONALE ESISTENTI VERIFICA DI STABILITÀ DEI FRONTI SCAVO

3 5.1 VERIFICA DI STABILITÀ DELLE OPERE PROVVISIONALI A SOSTEGNO DEGLI SCAVI Fasi di analisi Coefficienti di spinta attiva e passiva Risultati ottenuti

4 1. Premessa La presente relazione riporta la caratterizzazione e le verifiche geotecniche del sito e delle opere previste in progetto finalizzate all incremento dell efficienza del sistema di derivazione irrigua in destra Sesia per le rogge Comunale e Marchionale di Gattinara. Tali interventi, tramite l impermeabilizzazione e l adeguamento della roggia Comunale di Gattinara, si pongono l obbiettivo di annullare l entità delle perdite idriche che attualmente ne caratterizzano l alveo, regolarizzando ed incrementando l efficienza e la funzionalità della sezione di deflusso affinché possa essere trasferita una portata idrica pari a 6,00 m 3 /s fino al sussidio della roggia Marchionale. Per quanto riguarda la caratterizzazione geologica del sito e le relative indagini si rimanda alla specifica Relazione geologica allegata al progetto. 1

5 1.1 Interventi in realizzazione con il presente lotto esecutivo funzionale In ottemperamento a quanto indicato nella progettazione generale definitiva datata maggio 014 ed approvata dal Provveditorato alle Opere Pubbliche del Piemonte e della Valle d Aosta, il progetto esecutivo, così come raccomandato del commi 6 e 7 dell art. 44 del D.L. 01/011, prevede la ripartizione dei lavori in due lotti funzionali esecutivi al fine di coinvolgere le P.M.I. locali nell esecuzione dell opera in questione, ferma restando la valutazione in ordine all economicità, alla finalizzazione ed all efficienza di cantierizzazione dell intervento. Conseguentemente a ciascun singolo lotto funzionale esecutivo di intervento compete una specifica parte delle opere e dei manufatti aventi valenza strutturale-geotecnica i quali, risultano, quindi, ripartiti nella seguente maniera: LOTTO 1 LOTTO Nodo B Nodo C Nodo D Nodo I Edifici tecnici di controllo relativi ai nodi B, C e D Nodo E Nodo F Nodo G Nodo H Edifici tecnici di controllo relativi ai nodi F, G e H Tratti di roggia oggetto di rivestimento e rifacimento parziale / integrale Infrastrutture di attraversamento roggia (ponti stradali e passerella pedonale) Interventi localizzati di risanamento e consolidamento dei manufatti esistenti Tabella 1 Ripartizione delle opere strutturali nei due lotti funzionali esecutivi di intervento. Si evidenzia, pertanto, in definitiva, che la presente Relazione geotecnica, pur comprendendo, per omogeneità e completezza di trattazione, tutte le opere a valenza strutturale-geotecnica previste nel progetto definitivo generale, va ritenuta, nello specifico, pertinente ai soli manufatti ricompresi nel Lotto esecutivo funzionale n. 1.

6 . Normativa di riferimento Ai fini della presente progettazione geotecnica si è fatto riferimento alle seguenti norme in materia di costruzioni, di valenza nazionale: Ordinanza n. 374 del Presidente del Consiglio dei Ministri del e ss.mm.ii. Primi elementi in materia di criteri generali per la classificazione sismica del territorio nazionale e di normative tecniche per le costruzioni in zona sismica. D.M. 14 gennaio 008 Nuove Norme tecniche per le Costruzioni (N.T.C.). CIRCOLARE 0 febbraio 009 n. 617 Istruzioni per l applicazione delle Nuove norme tecniche per le costruzioni di cui al D.M. 14 gennaio 008. UNI EN e UNI EN 1990: Eurocodice 1 Azioni sulle strutture. UNI EN : Eurocodice 7 Progettazione geotecnica Regole generali. UNI EN / 3: Eurocodice 7 Progettazione geotecnica Progettazione assistita da prove di laboratorio e da prove in sito. UNI EN : Eurocodice 8 Progettazione delle strutture per la resistenza sismica Regole generali, azioni sismiche e regole per gli edifici. UNI EN : Eurocodice 8 Progettazione delle strutture per la resistenza sismica Fondazioni, strutture di contenimento ed aspetti geotecnica. Ad integrazione dei predetti riferimenti normativi si è fatto, inoltre, riferimento ai seguenti documenti di comprovata validità tecnica: Istruzioni del Consiglio Superiore dei LL. PP.. Linee guida del Servizio Tecnico Centrale del Consiglio Superiore dei LL.PP.. Linee guida per la valutazione e la riduzione del rischio sismico del Ministero dei Beni e le attività Culturali. Istruzioni e i documenti tecnici del Consiglio Nazionale delle Ricerche. Si evidenzia, in particolare, che la progettazione geotecnica è stata redatta in ottemperanza al D.M e alla D.G.R. 19 gennaio 010 n ; in tal senso le opere in progetto sono idonee a sopportare le azioni sismiche proprie del sito oggetto dei lavori classificato in zona sismica 4 ai sensi della suddetta D.G.R. e dell O.P.C.M. n. 374/003 e ss.mm.ii.. 3

7 3. Caratterizzazione geotecnica del sito oggetto dei lavori 3.1 Parametri geotecnici di riferimento L area di intervento è disposta al limite est dell abitato di Gattinara ed è già attualmente sede di costruzioni a carattere industriale, quali vasche di impianti di depurazione nonché dell attuale canale di derivazione, la roggia comunale di Gattinara. Sulla scorta dei sondaggi eseguiti e riportati in Relazione geologica, nonché dei dati disponibili relativi a pregresse prove in sito e a rilievi effettuati nel corso di lavori cantierati a breve distanza dall area in oggetto il terreno di fondazione può essere caratterizzabile con le seguenti caratteristiche geomeccaniche: Parametri geotecnici del terreno Peso di volume medio del terreno γ t 19,5 kn/m 3 Peso di volume medio del terreno saturo γ t 1,0 kn/m 3 Peso di volume secco del terreno γ t 17,5 kn/m 3 Coesione (drenata tensioni efficaci) c' 0 10 kpa Angolo di resistenza al taglio (drenato) φ' 38,0 Tabella Parametri geotecnici di riferimento. L angolo di resistenza al taglio riportato nella soprastante tabella, al fine di tenere conto di eventuali e possibili variazioni locali del terreno nonché del comportamento dello stesso in condizioni rimaneggiate durante la fase di reinterro, è stato cautelativamente ridotto di un ulteriore 10% circa e, pertanto, assunto pari a 34. Si evidenzia, infine, che per tutti manufatti in progetto è prevista, preventivamente alla realizzazione delle fondazioni, la stesa sul piano di imposta di uno strato di misto granulare stabilizzato avente uno spessore non inferiore a 30 cm, debitamente compattato e costipato secondo le prescrizioni di capitolato speciale d appalto e in modo tale da raggiungere valori di Modulo di compressibilità, (da verificarsi in corso d opera secondo specifiche prove di carico su piastra secondo le Norme CNR e le Norme svizzere SNV vigenti), idonei e compatibili con le opere in progetto e, comunque, non inferiori a 0,0 N/mm (00 kg/cm ). 4

8 3. Pericolosità sismica di progetto Con la D.G.R. n del la Regione Piemonte ha recepito la classificazione sismica introdotta dall O.P.C.M. 374/003, classificando tutti i Comuni interessati dai presenti lavori in zona sismica 4 (a g = 0,05g). Le Norme Tecniche per le Costruzioni di cui al D.M e relativa circolare 617/009, hanno, quindi, introdotto un nuovo criterio, sito-dipendente, per la valutazione delle azioni sismiche attese al sito. Data la sostanziale omogeneità sia della tipologia costruttiva delle opere che della pericolosità sismica del sito interessato dai lavori, nonché delle caratteristiche geomeccaniche del terreno di fondazione, la determinazione dei parametri di riferimento dell azione sismica è stata effettuata in riferimento alle coordinate del Comune amministrativo di riferimento, ovvero il Comune di Gattinara. In riferimento, quindi, alle prescrizioni di cui al paragrafo 3. del Decreto Ministeriale e alle specificità litografiche e stratigrafiche del sito desumibili dalle prove in sito eseguite e riportate nella Relazione geologica, si sono definiti i seguenti parametri dell azione e della pericolosità sismica del sito di progetto: sito di intervento: Comune di Gattinara (VC) categoria del sottosuolo: B (*) categoria topografica: T1 amplificazione stratigrafica: S S = 1, amplificazione topografica: S T = 1,0 zona sismica del sito: zona 4 coordinate del sito: Longitudine: ; Latitudine: accelerazione sismica orizzontale di riferimento: a g = 0,039 g. accelerazione sismica orizzontale massima di progetto (pericolosità sismica di progetto): a g = 0,0468 g 0,05 g. (*) Rocce tenere e depositi di terreni a grana grossa molto addensati o terreni a grana fina molto consistenti con spessori superiori a 30 m, caratterizzati da un graduale miglioramento delle proprietà meccaniche con la profondità e da valori di V s,30 compresi tra 360 m/s e 800 m/s (ovvero NSPT,30 > 50 nei terreni a grana grossa e cu,30 > 50 kpa nei terreni a grana fina). Per ulteriori dettagli e approfondimenti circa i parametri sismici di progetto si rimanda a quanto specificatamente riportato sulla Relazione geologica e sulla Relazione di calcolo strutturale allegate al progetto. 5

9 4. Metodi di calcolo e criteri di verifica Le verifiche di progetto sono state condotte seguendo i criteri dell ingegneria geotecnica, in particolare secondo il metodo dei coefficienti di sicurezza parziali applicato all ingegneria geotecnica come introdotto al paragrafo 6..3 del D.M , Aggiornamento delle Norme Tecniche per le Costruzioni e dall Eurocodice 7, Progettazione Geotecnica UNI EN Tutte le verifiche geotecniche sono state condotte con riferimento al capitolo 6 del D.M , seguendo l Approccio 1 che prevede due combinazioni di gruppi di coefficienti parziali per le azioni (A1, A), per i parametri geotecnici e la resistenza dei materiali (M1, M) e per la resistenza globale del sistema (R1, R) da adottare in funzione del tipo di opera e delle verifiche per essa richieste. Per quanto riguarda le verifiche geotecniche nei confronti delle azioni sismiche, verrà, infine, fatto riferimento a quanto disciplinato dal paragrafo 7.11 delle N.T.C Criteri progettuali e di verifica L O.P.C.M. n. 374 del e le successive Norme Tecniche per le costruzioni del hanno introdotto un nuovo criterio di verifica, basato sugli stati limite, in analogia con quanto già previsto dagli Eurocodici. Le verifiche a rottura vengono effettuate allo Stato Limite Ultimo (SLU) sia in fase statica che in fase sismica, rispettando la condizione Ed Rd (1) dove: - Ed è il valore di progetto dell effetto delle azioni agenti; - Rd è la corrispondente resistenza di progetto, che associa tutte le proprietà dei materiali e delle sezioni resistenti con i rispettivi valori di progetto. Le verifiche sono, pertanto, state eseguite con il metodo dei coefficienti parziali previsto dalle N.T.C.-008 da applicare alle azioni esterne che agiscono nel modello e alle proprietà dei terreni interessati. Le caratteristiche geotecniche dei terreni, valutate attraverso opportune indagini geotecniche, sono definite valori caratteristici. 6

10 Coefficienti sulle Azioni γ G sulle azioni permanenti (sfavorevoli o favorevoli): G = γ G γ Q sulle azioni variabili (sfavorevoli o favorevoli): Q = γ Q Coefficienti parziali sui Parametri dei Terreni - γ γ sul peso di volume: γ γ d = γ γ d d G G - γ ϕ sull angolo d attrito (sulla tangente dell angolo di attrito): tgϕ tgϕ d = γ ϕ - γ c sulla coesione efficace: c' d c' = γ c' cu - γ cu sulla coesione non drenata: γ cu = γ Coefficienti parziali per le Resistenze R R k d = variabili a seconda del tipo di fondazione o sistema geotecnico. γ R Nel D.M vengono indicati i seguenti coefficienti parziali di calcolo: cu Tabella 3 Coefficienti parziali per le azioni (A). Tabella 4 Coefficienti parziali per i parametri geotecnici del terreno (M). 7

11 Il valore di progetto R d della resistenza si ottiene, infine, a partire dal valore caratteristico R k applicando i coefficienti parziali γ R delle tabelle seguenti, variabili in funzione del tipo di opera in esame: Tabella 5.1 Coefficienti parziali delle resistenze (R) per fondazioni. Tabella 5. Coefficienti parziali delle resistenze (R) per i muri di sostegno. Tabella 5.3 Coefficienti parziali delle resistenze (R) per opere in materiali sciolti e fronti di scavo. Le verifiche allo Stato Limite Ultimo devono, pertanto, essere effettuate sia nei confronti degli aspetti geotecnici (SLU di tipo geotecnico GEO) sia di quelli strutturali (SLU di tipo strutturale STR) tenendo conto dei valori dei coefficienti parziali riportati nelle tabelle 3, 4 e 5 (5.1 / 5. / 5.3) e seguendo almeno uno dei due seguenti approcci progettuali: Approccio 1: Combinazione 1: (A1+M1+R1); Combinazione : (A+M1+R). Approccio : Combinazione (A1+M1+R3). Opere di fondazione di tipo diretto Per quanto riguarda le fondazioni di tipo diretto, le Norme Tecniche per le costruzioni del impongono, in particolare, di verificare che esse siano verificate almeno nei confronti dei seguenti stati limite: 8

12 SLU di tipo geotecnico (GEO): collasso per carico limite dell insieme fondazione-terreno; collasso per scorrimento sul piano di posa (omessa per i manufatti di progetto confinati da terreno su entrambi i lati); stabilità globale; SLU di tipo strutturale (STR): raggiungimento della resistenza degli elementi strutturali, accertando che la condizione (1) sia soddisfatta per ogni stato limite considerato. La verifica a stabilità globale deve essere effettuata secondo l Approccio 1 con la Combinazione (A+M1+R), tenendo conto dei coefficienti parziali riportati nelle tabelle 3 e 4 per le azioni e i parametri geotecnici e nella tabella 5.1 per le resistenze globali. Le rimanenti verifiche devono essere effettuate, tenendo sempre conto dei valori dei coefficienti parziali riportati nelle tabelle suddette e seguendo almeno uno tra l Approccio 1 e l Approccio. Nelle verifiche effettuate con l Approccio che siano finalizzate al dimensionamento strutturale, il coefficiente γ R non deve essere portato in conto. Le verifiche agli stati limite ultimi in condizioni sismiche devono essere effettuate ponendo pari all unità i coefficienti parziali sulle azioni e impiegando i parametri geotecnici e le resistenze di progetto, con i valori dei coefficienti parziali indicati nelle tabelle 3 e 4, e imponendo un coefficiente γ R pari a 1,1, come previsto dal capitolo 7 del D.M (CD B ). Opere di sostegno In base a quanto previsto dal paragrafo del D.M , per le strutture di sostegno progettualmente previste (rivestimenti parziali roggia) si è provveduto ad eseguire le verifiche con riferimento ai seguenti stati limite: SLU di tipo geotecnico (GEO) e di equilibrio di corpo rigido (EQU): - scorrimento sul piano di posa; - ribaltamento; - collasso per carico limite dell insieme fondazione-terreno; - stabilità globale del complesso opera di sostegno-terreno; SLU di tipo strutturale (STR): - raggiungimento della resistenza negli elementi strutturali, 9

13 accertando sempre che la condizione Ed Rd (1) sia soddisfatta per ogni stato limite considerato. Lo stato limite di ribaltamento non prevede la mobilitazione della resistenza del terreno di fondazione e deve essere trattato come uno stato limite di equilibrio come corpo rigido (EQU), utilizzando i coefficienti parziali sulle azioni della tabella 3 e adoperando coefficienti parziali del gruppo (M) per il calcolo delle spinte. La verifica di stabilità globale del complesso opera di sostegno-terreno deve essere effettuata secondo l Approccio 1 Combinazione (A+M+R), tenendo conto dei coefficienti parziali riportati nelle tabelle 3, 4 sopra riportate per le azioni e i parametri geotecnici, e nella tabella 5.3 per le verifiche di sicurezza di opere di materiali sciolti e fronti di scavo. Le rimanenti verifiche, sempre in riferimento al paragrafo del D.M saranno effettuate secondo l Approccio 1: Combinazione 1: (A1+M1+R1); Combinazione : (A+M+R). In generale, le ipotesi di calcolo delle spinte devono essere giustificate sulla base dei prevedibili spostamenti relativi manufatto-terreno, ovvero determinate con un analisi dell interazione terreno-struttura. Le spinte terranno in conto, ove potenzialmente presente, del sovraccarico e dell inclinazione del piano campagna, dell inclinazione del paramento rispetto alla verticale, delle pressioni interstiziali e degli effetti della filtrazione nel terreno. Ai fini della verifica alla traslazione sul piano di posa di muri di sostegno con fondazioni superficiali, non verrà in generale considerato il contributo della resistenza passiva del terreno antistante il muro. Fronti scavo Con riferimento alle condizioni statiche e sismiche, le verifiche devono essere condotte secondo l Approccio 1, con la Combinazione (A+M+R), tenendo conto dei valori dei coefficienti parziali riportati nelle tabelle 3, 4 e 5.3. La verifica di stabilità sarà, pertanto, superata se il rapporto tra le forze resistenti e le forze agenti (γ R ) risulterà superiore a 1.1. Il progetto tiene in conto, ove presenti, dell esistenza di opere e sovraccarichi in prossimità dello scavo, esaminando l influenza dello scavo sul regime delle acque superficiali garantendo la stabilità e la funzionalità delle costruzioni preesistenti nell area interessata dai 10

14 lavori. Per scavi in trincea a fronte verticale di altezza superiore ai m, nei quali sia prevista la permanenza di operai, e per scavi che ricadano in prossimità di manufatti esistenti, deve sarà prevista un armatura di sostegno delle pareti di scavo. Le verifiche devono essere svolte nei confronti degli stati limite ultimi (SLU) e nei confronti degli stati limite di servizio (SLE), quando pertinenti. Le azioni dovute al terreno, all acqua e ai sovraccarichi, anche transitori (per esempio dovuti ai mezzi di cantiere) devono essere calcolate in modo da pervenire, di volta in volta, alle condizioni più sfavorevoli tra quelle corrispondenti alle diverse fasi costruttive, al termine della costruzione e all esercizio dell opera. Le opere con valenza geotecnica in progetto, ove pertinente e ritenuto necessario sono, inoltre, state verificate nei confronti degli stati limite di esercizio, con riferimento a quanto previsto dal paragrafo del D.M A tale scopo, il progetto deve esplicitare le prescrizioni relative agli spostamenti (cedimenti) compatibili e le prestazioni attese per le opere stesse, in relazione all importanza e all uso a cui sono destinate. Per ciascun stato limite di esercizio deve essere, quindi, rispettata la condizione: E d C d () dove E d è il valore di progetto dell effetto delle azioni e C d è il prescritto valore limite dell effetto delle azioni. Quest ultimo deve essere stabilito in funzione del comportamento della struttura in elevazione. Considerata, infine, la tipologia di opere, caratterizzate da vasche e manufatti di canalizzazione interrati e confinati da ambo i lati, la morfologia e la litologia del terreno in sito nonché la non rilevante potenzialità della falda, la cui quota di soggiacenza, nel caso peggiore, può essere stimata ad almeno,0 m rispetto al piano campagna (generalmente al di sotto del piano di imposta della maggior parte delle fondazioni in progetto), si è ritenuto non necessario svolgere particolari verifiche in esercizio riguardanti gli stati limite ultimi di tipo idraulico (sifonamento e sollevamento) di cui al paragrafo del D.M , in quanto caratterizzati da scarsa valenza e sussistenza fisica. Può essere, pertanto, ritenuta giustificata l omissione di tali tipi di verifiche. Si evidenzia che la presente relazione riporta le verifiche delle opere in progetto con riferimento agli stati limite di tipo geotecnico (GEO) rimandando, in tal senso, le verifiche di tipo strutturale (STR) alla specifica Relazione di calcolo allegata al progetto. 11

15 4. Iterazione e modellazione terreno fondazioni 4..1 Calcolo del coefficiente di sottofondazione Le opere previste in progetto sono costituite da fondazioni di tipo diretto a platea, in grado di distribuire ottimamente ed in maniera uniforme le sollecitazioni trasmesse dalle azioni di calcolo. L iterazione tra dette strutture di fondazione e il terreno assunta ai fini di calcolo nel modello numerico agli elementi finiti è stata, quindi, rappresentata mediante una schematizzazione su suolo elastico alla Winkler (1867). Sono stati, quindi, utilizzati dei vincoli elastici costituiti da molle traslazionali, reagenti linearmente ed aventi un modulo di reazione verticale k w variabile in funzione sia della forma e delle dimensioni delle fondazioni che del loro piano di posa (approfondimento) rispetto al piano di riferimento nonché dall entità dei carichi applicati. Il modulo di reazione orizzontale, per simulare anche l effetto dell attrito alla base tra terreno e fondazione, con la conseguente notevole riduzione degli spostamenti in direzione x e y, rispetto a quelli in direzione z, è stato convenzionalmente assunto di un ordine di grandezza superiore rispetto a quello verticale, ovvero pari a circa 10 volte rispetto a quest ultimo. Il modello di Winkler, caratterizza, quindi, il sottosuolo attraverso una relazione lineare tra il cedimento di un punto dell interfaccia terreno-fondazione, e la pressione σ T (x) agente nello stesso punto: σ T (x) = k w δ(x) (3) dove k w [F/L³] è detta costante di sottofondo o coefficiente di reazione verticale del terreno ed è valutabile in funzione del tipo di terreno e δ(x) è la funzione abbassamento, ovvero cedimento, della fondazione di calcolo. In tal senso la tensione massima trasmessa dalla platea di fondazione sul terreno si ottiene direttamente dall analisi numerica moltiplicando l abbassamento o cedimento massimo di calcolo per la costante di sottofondo k w di Winkler assunta. Tale valore è direttamente confrontabile con quello di capacità portante della fondazione desunto dalla relazione geotecnica di progetto e calcolato secondo la teoria di Terzaghi e il metodo di Brinch Hansen, per la condizione di stato limite assunta. La stima del modulo di reazione verticale del terreno da inserire nel modello numerico è stata effettuata utilizzando la formula proposta da Bowles (1974) e calcolando preliminarmente l ipotetico cedimento a tempo infinito delle diverse fondazioni in progetto 1

16 nei confronti dei carichi statici agenti. k w = 40 Q ult FS (,54 / δ) (4) dove: - Q ult è la pressione ultima del terreno corrispondente ad un cedimento di un pollice (,54 cm); - 40 è un coefficiente sperimentale introdotto da Bowles corrispondente valevole per il suddetto cedimento limite di un pollice (,54 cm); - FS è il fattore di sicurezza (safety factor), assunto pari a 3; - δ è il cedimento di calcolo, per le cui stima si rimanda al paragrafo successivo.. La tabella seguente riporta, quindi, per ciascun manufatto progettualmente previsto, i relativi valori della costante di sottofondo recepiti nel modello di calcolo e determinati secondo le modalità sopra descritte: Costante Sigla manufatto di sottofondo [kn/m 3 ] Nodo B platea roggia 9000 Nodo B platea vasca di carico Nodo B platea pozzetto di derivazione Nodo C 3000 Nodo D Nodo E Nodo F platea roggia e vasca di carico 000 Nodo F platea pozzetto di derivazione Nodo G platea superiore Nodo G platea inferiore Nodo H platea roggia e vasca di carico 000 Nodo H platea pozzetto di derivazione Nodo I platea superiore Nodo I platea inferiore Ponticelli e passerella pedonale Nuovi tratti rivestiti con canale in c.a Tabella 6 Costante di sottofondo applicata per la modellazione dei manufatti in progetto. 13

17 4.. Stima preliminare dei cedimenti Per quanto riguarda la stima preliminare dei cedimenti, funzionale alla determinazione della costante di sottofondo di cui al paragrafo precedente, si è fatto riferimento al metodo di Burland and Burbidge (1985), valido per terreni incoerenti (sabbie) sulla scorta dei risultati ottenuti dalle prove penetometriche dinamiche (Nspt, 30 ) disponibili in prossimità del sito oggetto dei lavori (si veda a tal proposito la Relazione Geologica allegata al progetto) e in funzione delle dimensioni delle fondazioni e del loro approfondimento: 0,7 I c 0,7 δ = σ ' v0 B + ( q' σ ' v0 ) B I c [ mm] (5) 3 dove: - δ è il cedimento di calcolo; - I c è l indice di compressibilità, correlato al valore N delle prove penetometriche dinamiche e pari a: 1,7 / N 1,4 ; - N è il risultato delle prove penetometriche disponibili, assunto pari a 30; - q è il carico unitario, espresso in kn/m (carico distribuito sulla platea di fondazione dovuto al peso proprio e ai carichi permanenti portati dalla struttura); - σ v0 è la tensione litostatica nel caso in cui la fondazione sia posta ad una profondità cui corrisponde una tensione di preconsolidazione; - B è la larghezza della fondazione la quale determina una corrispondente profondità d influenza secondo il seguente grafico: Figura 1 Grafico per le determinazione della profondità d influenza in funzione della larghezza della fondazione. 14

18 4.3 Calcolo della capacità portante dei terreni di fondazione Per fondazione si intende una struttura adatta a trasmettere il peso del fabbricato e le altre forze agenti sulla sovrastruttura al terreno. I carichi trasmessi da una struttura al terreno di fondazione non devono superare la massima resistenza al taglio mobilitabile dal terreno stesso. Nel caso ciò avvenisse la conseguenza sarebbe la rottura degli strati portanti, che si manifesterebbe con ampie deformazioni non tollerabili dalla sovrastruttura. Il valore della resistenza al taglio massima mobilitabile, e quindi il carico massimo teorico che può essere applicato dal fabbricato, viene definito capacità portante limite del terreno di fondazione. Vengono definite superficiali le fondazioni in cui sia verificata la disuguaglianza: D < 4 B; in cui D è la profondità di posa della fondazione dal piano campagna e B la dimensione del lato corto della fondazione stessa. Il comportamento teorico del terreno di fondazione sottoposto all'applicazione di un carico viene generalmente schematizzato secondo le indicazioni di Terzaghi (1943). Si suppone quindi che, per una fondazione ruvida, nel terreno caricato del peso del fabbricato si possano individuare 3 zone a comportamento meccanico e reologico differente (come indicato nella figura seguente): 1. zona, geometricamente assimilabile ad un cuneo (in figura indicata con il triangolo AEB), in cui il terreno mantiene un comportamento elastico e tende a penetrare negli strati sottostanti, solidalmente con la fondazione; questo cuneo forma un angolo uguale a φ (φ = angolo di resistenza al taglio del terreno su cui poggia la fondazione) rispetto all'orizzontale secondo Terzaghi, uguale a 45 + φ/ secondo Meyerhof, Vesic e Brinch Hansen;. zona di scorrimento radiale (in figura, settori AFB e ECB), rappresentabile graficamente da una serie di archi di spirale logaritmica per φ > 0 o di cerchio per φ = 0, dove avviene la trasmissione dello sforzo applicato dal cuneo di materiale che costituisce la zona 1; 3. zona che si oppone alla penetrazione del cuneo della zona 1 nel terreno (in figura, triangoli AGF e ECD); si assume teoricamente che assuma la forma di un triangolo isoscele con un'inclinazione dei due lati uguali rispetto all'orizzontale di 45 - φ/; sulla superficie di questa zona agisce, con effetto stabilizzante, il peso del terreno sopra il piano di posa della fondazione ed altri eventuali sovraccarichi. 15

19 Si ha la rottura del terreno di fondazione quando il carico applicato dal cuneo della zona 1 supera la resistenza passiva della zona 3. In questo caso la zona 1 penetrerà nel terreno di fondazione, che tenderà a rifluire lateralmente lungo la zona di scorrimento plastico, dando luogo a rigonfiamenti superficiali. Si può giungere alla rottura del terreno attraverso tre modalità differenti: a) rottura di tipo generalizzato: in terreni addensati e/o consolidati la resistenza al taglio mobilitata aumenta rapidamente per piccoli incrementi di deformazione; al superamento della portanza limite il terreno si rompe e subisce grosse deformazioni; riportando in grafico gli sforzi applicati e le deformazioni relative risulta facilmente identificabile il valore della resistenza al taglio massima; b) rottura di tipo locale: in terreni sciolti e/o scarsamente consolidati la resistenza al taglio mobilitata aumenta gradualmente in relazione a significativi incrementi di deformazione; risulta difficile individuare in questo caso la resistenza al taglio massima, superata la quale si ha la rottura del terreno, in quanto qui il fenomeno avviene con maggiore gradualità; c) rottura di tipo intermedio: presenta caratteristiche intermedie fra la rottura di tipo generalizzato e locale. Numerose sono le relazioni analitiche proposte per valutare la capacità portante di una fondazione superficiale. Le più utilizzate ed attendibili sono quelle di Terzaghi, Meyerhof, Vesic e Brinch-Hansen. Tra tutte le suddette formule, quella più corretta da utilizzare nel caso in esame è risultata essere la formula di Brinch-Hansen, così come indicato nei recenti Eurocodice 7 (progettazione geotecnica Parte 1: Regole generali) ed Eurocodice 8 (indicazioni progettuali per la resistenza sismica delle strutture - Parte 5: Fondazioni, strutture di contenimento ed aspetti geotecnici), valida per terreni sciolti di qualunque natura e per tipologie di fondazione sia superficiali che profonde. 16

20 Affinché una fondazione possa resistere al carico di progetto con sicurezza nei riguardi della rottura generale deve essere soddisfatta la seguente disuguaglianza: Vd Rd Dove Vd è il carico di progetto, normale alla base della fondazione, comprendente anche il peso della fondazione stessa; mentre Rd è il carico limite di progetto della fondazione nei confronti di carichi normali, tenendo conto anche dell effetto di carichi inclinati od eccentrici. Nella valutazione analitica del carico limite di progetto Rd si devono considerare le situazioni a breve e a lungo termine nei terreni a grana fine. CAPACITÀ PORTANTE IN CONDIZIONI DRENATE Metodo di Terzaghi (1955) Terzaghi, proseguendo lo studio di Caquot, ha apportato alcune modifiche per tenere conto delle effettive caratteristiche dell'insieme opera di fondazione-terreno. L'espressione del carico limite risulta: q lim = A γ h + B c + C γ b in cui C è un coefficiente che risulta funzione dell'angolo di attrito del terreno posto al di sotto del piano di posa e dell angolo φ prima definito; b è la semilarghezza della striscia. Inoltre, basandosi su dati sperimentali, Terzaghi passa dal problema piano al problema spaziale introducendo dei fattori di forma. Un ulteriore contributo è stato apportato da Terzaghi sull'effettivo comportamento del terreno. In un terreno molto sciolto, invece, la relazione carichi-cedimenti presenta un tratto curvilineo accentuato fin dai carichi più bassi per effetto di una rottura progressiva del terreno (rottura locale); di conseguenza l'individuazione del carico limite non è così chiara ed evidente come nel caso dei terreni compatti. Per i terreni molto sciolti, Terzaghi consiglia, quindi, di prendere in considerazione il valore di carico limite che si calcola con la formula precedente introducendo però dei valori ridotti delle caratteristiche meccaniche del terreno e precisamente: tanϕ rid = tanϕ e c rid = c 3 3 Esplicitando i coefficienti della formula precedente, la formula di Terzaghi può essere scritta: 17

21 18 γ γ γ N B N D N c q q c + + = 1 lim dove N c, N q, N γ sono i fattori di capacità portante, dipendenti dall angolo di resistenza al taglio e così definiti: + = ' 4 tan ' tan ϕ π ϕ π e N q ' tan 1 ϕ = q c N N ( ) ' tan 1 ϕ γ = q N N Formula di Brinch Hansen (1970) Rappresenta un ulteriore estensione della formula di Terzaghi; che prevede l introduzione di una serie di coefficienti correttivi che tengono conto di vari fattori, espressa dalla seguente formula generale: γ γ γ γ γ γ γ γ γ g b i d s s N B g b i d s N D g b i d s N c q q q q q q q c c c c c c + + = 1 lim dove: - N c, N q, N γ = fattori di capacità portante, dipendenti dall angolo di resistenza al taglio e precedentemente definiti; - s c, s q, s γ = fattori di forma della fondazione; - i c, i q, i γ = fattori correttivi che tengono conto dell inclinazione del carico; - b c, b q, b γ = fattori correttivi che tengono conto dell inclinazione della base della fondazione; - d c, d q, d γ = fattori dipendenti dalla profondità D del piano di posa della fondazione; - g c, g q, g γ = fattori correttivi che tengono conto dell inclinazione del piano campagna. La formula di Brinch Hansen vale per qualsiasi rapporto D/B, quindi, sia per fondazioni superficiali che profonde, ma lo stesso autore introdusse dei coefficienti per meglio interpretare il comportamento reale della fondazione, senza di essi, infatti, si avrebbe un aumento troppo forte del carico limite con la profondità:

22 Per valori di D/B < 1 d c = d q N 1 d c q tanϕ' ( 1 sin ') d q ϕ = 1+ tan ' ϕ d γ = 1 D B Per valori di D/B > 1 d c = d q N 1 d c q tanϕ' ( 1 sin ') tan 1 d q = 1+ tanϕ ' ϕ Fattore di forma (formulazioni in riferimento ai risultati ottenuti da De Beer): d γ = 1 D B s c = 1 + N N q c B L B s q = 1+ tanϕ' L sγ = NB: nel caso di fondazione nastriforme i suddetti coefficienti risultano pari all unità. B L Fattore di inclinazione di carico: i c = i q 1 iq N tanϕ' c i q = 1 H N + BLc' cot gϕ' m i γ = 1 H N + BLc'cot gϕ' m+ 1 19

23 + m = 1+ Fattore di inclinazione del piano di fondazione: B L B L b q = ( 1 α tanϕ' ) b c = b q 1 bq N tanϕ' c b = b q γ con α = angolo di inclinazione del piano di fondazione. Fattore di inclinazione del terreno (piano campagna): g q = ( 1 tanω) g c = g q 1 gq N tanϕ' c g = γ g q Con ω = angolo di inclinazione del piano campagna. CAPACITÀ PORTANTE IN CONDIZIONI NON DRENATE Nel caso di fondazioni su terreni a grana fine, per le difficoltà legate alla previsione degli incrementi di pressione neutra, è prassi condurre l analisi in termini di tensioni totali. Essa viene definita analisi a breve termine e il criterio di rottura assunto per il terreno è quello di un materiale puramente coesivo, dotato di una resistenza non drenata τ f = c U. L applicazione dei teoremi della plasticità fornisce la soluzione esatta del coefficiente di capacità portante N c : = + π ed il carico limite di progetto in condizioni non drenate si calcola come: N c 0

24 q lim = cu N c sc d c ic bc g c + q dove: - c U : coesione non drenata; - q: pressione litostatica totale sul piano di posa; Fattore di forma (De Beer, 1967; Vesic, 1970): 0 B s c = per fondazioni rettangolari L s 0 c = 1. per fondazioni quadrate o circolari Fattore correttivo per l inclinazione del carico (Vesic, 1975): i 0 c m H = 1 B L c N U c Fattore di profondità (Mayerhof, 1951; Skempton, 1951; Brinch-Hansen, 1971): 0 D d c = (per D B) B D = tan (per D > B) B 0 1 d c Fattore d inclinazione della base (Brinch-Hansen, 1971): 0 b c α = 1 + π Fattore d inclinazione del piano campagna (Brinch-Hansen, 1971): 0 g c ω = 1 + π Nel caso, infine, in cui il piano campagna sia inclinato occorre aggiungere all equazione il seguente ulteriore temine: 1 B γ B ω L ( ) 1

25 Fattori correttivi sismici: Per tener conto degli effetti inerziali indotti dal sisma sulla determinazione del q lim vengono, infine, introdotti i seguenti fattori correttivi: z q 1 k tan ' = h ϕ 0.35 z = 1 0, 3 c k h z = γ z c dove k h è il coefficiente sismico orizzontale definito al paragrafo della presente relazione. 4.4 Verifica delle opere di sostengo I manufatti in progetto verranno, inoltre, sollecitati dalle azioni verticali ed orizzontali rispettivamente trasmesse in fase di esercizio dal terreno di ricoprimento e da quello di rinfianco per il quale, sulla base delle indicazioni fornite dalla Relazione Gologica di progetto e con riferimento alle caratteristiche geotecniche riportate in tabella Valutazione delle azioni del terreno Azione verticale dovuta al terreno di ricoprimento (applicata sulle solette di copertura e sulla suola di monte delle opere di sostegno): q v, terreno = h γ t in cui h è l altezza del terreno di ricoprimento dell opera e γ t il relativo peso di volume. Azione orizzontale dovuta al terreno di rinfianco (applicata sulle pareti laterali delle opere): tale azione si traduce in carico uniformemente distribuito variabile linearmente con la profondità, la cui risultante è una spinta S dipendente dalle caratteristiche geomeccaniche del terreno e per la cui determinazione ci si è avvalsi della teoria di Coulomb. Tale metodo ipotizza superfici di scorrimento piane passanti per la base della parete e le cui espressioni dei coefficienti di spinta possono essere ottenute analizzando l equilibrio limite di un cuneo di terreno delimitato dal paramento interno della parete, dalla superficie di scorrimento e dalla superficie limite del terrapieno.

26 Il calcolo delle spinte con tale metodologia comporta l assunzione delle seguenti ipotesi: - materiale omogeneo ed isotropo dotato di solo attrito; - superficie di rottura piana; - superficie limite del terrapieno piana (anche inclinata ma non irregolare); - resistenza di attrito uniformemente distribuita lungo la superficie di rottura; - attrito non nullo tra terreno e muro; - paramento del muro non necessariamente verticale; - condizioni di stato di equilibrio limite; - condizioni di rottura in stato di deformazione piana. Pertanto per un terreno incoerente, in condizioni di assenza di falda, la spinta S del terreno può essere determinata con la seguente espressione: S 1 = γ t k a h mentre il carico distribuito avrà intensità massima, in corrispondenza del piede della parete, pari a: q h, terreno = k a h γ dove: k a = coefficiente di spinta attiva, determinato tramite l equazione di Muller Breslau: k a = cos β cos ( β + δ ) cos 1 + h = altezza della parte interrata di parete; ϕ = angolo di resistenza a taglio che caratterizza il terreno t ( ϕ' β ) sen( δ + ϕ' ) sen( ϕ' i) cos( β + δ ) cos( β i) 4.4. Incremento della spinta del terreno in condizioni sismiche Ai fini dell analisi della spinta delle terre sotto l azione sismica, in riferimento alle indicazioni fornite dal D.M e dall Eurocodice 8 parte 5 (UNI EN ), verrà utilizzato il metodo pseudo-statico di Mononobe Okabe, quale estensione in campo dinamico del criterio di Coulomb precedentemente illustrato. Tale metodo considera che il cuneo di terreno compreso tra la superficie di rottura e la parete del muro ( cuneo di rottura ) si comporti come un corpo rigido soggetto ad un accelerazione orizzontale a h e verticale a v uniformi all interno 3

27 del cune stesso e così espresse: a h = k k g a v = k v g in cui: - k h è il coefficiente di intensità sismica orizzontale; - k v è il coefficiente di intensità sismica verticale; - g è l accelerazione gravitazionale. Le N.T.C.-008 impongono che, in assenza di studi specifici, i suddetti cofficienti di intensità sismica siano cosi determinati: k v ag = ± 0,5 kh = ± 0,5 β s S g dove: - a g è l accelerazione massima attesa su sito di riferimento rigido relativo allo stato limite di calcolo; - S S e S T sono i coefficienti di amplificazione stratigrafica e topografica precedentemente definiti; - β s è un fattore di riduzione dell accelerazione massima, dipendente dallo spostamento ammissibile dell opera, i cui valori, per pareti libere di muoversi, sono riportati nella tabella 7.11.II del D.M sotto riportata: S S T Per pareti o muri impediti di muoversi β s sarà posto = 1,0. Detto W il peso del cuneo di rottura, l effetto sismico è, quindi, portato in conto come una forza statica equivalente di componenti k h W in orrizontale e ± k v W in verticale. Essendo le opere in progetto delle strutture rigide, con pareti verticali e terrapieno orizzontale, l azione di incremento dinamico della spinta del terreno vale, pertanto: q Sh, terreno = k h h γ t q Vh, terreno = ± 0, 5 k h h γ t 4

28 Pertanto il valore della spinta complessiva del terreno in condizioni sismiche (statica + sismica) vale: S tot 1 = γ t ( 1± k ) k h Nel caso specifico, invece, in cui il terreno a tergo delle strutture possa essere considerato in condizioni prossime a quelle di riposo, ovvero per le strutture rigide a sezione scatolare previste per la realizzazione dei ponti stradali e della passerella pedonale, l incremento dovuto al sisma relativo al terreno è stato stimato attraverso l espressione proposta da Wood, la quale risulta indipendente dai parametri di resistenza del terreno che si assume ancora in campo elastico e che, per tali tipi di strutture (rigide appunto) difficilmente raggiunge le condizioni limite di rottura: ag S = S s γ H g v a con: - a g /g l accelerazione sismica di progetto; - S s il fattore correttivo stratigrafico. Il carico sismico sarà, in tal caso, equiparabile ad un carico distribuito applicato linarmente sulle pareti delle strutture, con intensità pari a: q sis = S / H Spinta del terreno in presenza di falda In presenza di falda, per la porzione di terreno posta al di sotto di quest ultima, verrà applicata un aliquota di spinta esercitata dal terreno, da valutarsi in termini di tensioni efficaci, e da un aliquota aggiuntiva dovuta dall azione dall acqua in termini idrostatici. Con riferimento ai sondaggi svolti e i cui risultati sono riportati nella Relazione Geologica di progetto, è stato cautelativamente assunto, per tutti i manufatti, una quota di falda posta a -,0 m rispetto al piano campagna di riferimento. Si evidenzia, inoltre, in considerazione delle caratteristiche litologiche e stratigrafiche del terreno in sito, che l azione esercitata a tergo delle pareti delle strutture, è stata cautelativamente valutata assumendo il terreno permeabile in condizioni dinamiche di falda, portando in conto, oltre all azione idrostatica della falda, anche l effetto idrodinamico, 5

29 determinato tramite la seguente espressione di Westergaard: dove: - k h è il coefficiente di intensità sismica orizzontale; - γ w è peso per unità di volume dell acqua; - Hw è il livello massimo previsto entro la vasca considerata; Tale spinta agisce a 0,4 H w dalla base della struttura, come nel seguito rappresentato: Figura Spinta idrodinamica dell acqua in condizioni sismiche. L Eurocodice 8 suggerisce di sommare alla spinta idrostatica quella idrodinamica considerandola sia in un verso che nell altro e, quindi, una volta sommata e l altra sottratta alla pressione idrostatica. L incremento di spinta nelle combinazioni sismiche, verrà, pertanto, applicato considerandolo agente alternativamente lungo due direzioni tra loro ortogonali; si considereranno nello specifico come direzioni attive, le +X e le +Y, senza considerare le omologhe in direzione opposta, visto la apprezzabile simmetria della struttura ed anche in considerazione del fatto che i contributi apportati da tali spinte avranno intensità marginale se rapportati con quelli relativi alle altre azioni simultaneamente presenti. Alla luce di questo ulteriore fattore, la spinta complessiva assunta nei calcoli, in condizioni sismiche, al di sotto della potenza di falda e con terreno permeabile in condizioni dinamiche di ques ultima, risulta data dalla seguente espressione: 1 1 S tot = γ t + ( 1± kv ) ka h + γ w H Ewd 6

30 4.4.4 Verifiche a scorrimento Per le verifiche a scorrimento delle opere di sostegno in progetto il valore dell azione di calcolo E d è la componente parallela al piano di posa H d = T max del carico risultante in fondazione, da confrontare con la componente parallela al piano di posa della forza che esprime la resistenza del terreno: H d R d = N d tanδ d γ R dove δ d rappresenta l angolo di attrito tra fondazione e terreno, che viene assunto pari a /3 dell angolo di attrito del terreno di calcolo φ c Verifiche a ribaltamento Per le verifiche geotecniche a ribaltamento delle opere di sostegno in progetto, deve risultare che il valore di progetto dell azione instabilizzante o ribaltante M r, combinazione di azioni permanenti (G inst,d ) e variabili (Q inst,d ), non sia maggiore della combinazione dei valori di progetto delle azioni stabilizzanti M s : M r M s Le azioni stabilizzanti nei confronti del ribaltamento sono dovute, in particolare, al peso proprio dell opera e al peso del terreno di ricoprimento gravante sulla suola di fondazione di monte, ove presente. Tali azioni generano, nel complesso, un momento stabilizzante riferito al fulcro di rotazione alla base della fondazione, nei confronti del possibile ribaltamento. Le verifiche in argomento, in relazione a quanto specificato al paragrafo delle N.T.C., sono state svolte secondo lo stato limite ultimo di equilibrio di corpo rigido (EQU) adottando i coefficienti parziali sulle azioni della tabella.6.i del D.M e adoperando i coefficienti parziali del gruppo (M) Verifiche di stabilità globale Tali verifiche riguardano sia la stabilità globale del complesso opera di sostegno terreno sia la stabilità dei fronti scavo durante la fase di esecuzione delle opere e per la posa della condotta di derivazione irrigua. La stabilità globale dell insieme manufatto-terreno di fondazione è stata verificata nella 7

31 situazione finale di esercizio dell opera, a reinterro avvenuto, mentre la verifica dei fronti scavo farà riferimento alla condizione transitoria di cantiere. Entrambe le verifiche saranno trattate in termini di tensioni efficaci considerando, ove potenzialmente presente, un sovraccarico uniformemente distribuito sul ciglio superiore dello scavo variabile da 0 a 5 kn/m a seconda dei contesti e della presenza della falda a,0 m dal piano campagna. Il metodo di calcolo utilizzato per tali verifiche è quello di Bishop (1955). L analisi di stabilità che adotta tale metodo è quella dell equilibrio limite globale. La verifica si conduce, quindi, esaminando un certo numero di possibili superfici di scivolamento per ricercare quella che rappresenta il rapporto minimo tra la resistenza a rottura disponibile e quella effettivamente mobilitata; il valore di questo rapporto costituisce il coefficiente di sicurezza del pendio. Scelta quindi una superficie di rottura, la si suddivide in conci la parte instabile, studiando dapprima l equilibrio della singola striscia e poi la stabilità globale. Le ipotesi del metodo in questione sono: il coefficiente di sicurezza è definito come il rapporto tra la resistenza al taglio lungo un ipotetica superficie di scorrimento e lo sforzo di taglio mobilitato lungo la stessa superficie; la rottura avviene, per il raggiungimento della resistenza limite, contemporaneamente in tutti i punti della superficie di scorrimento; il coefficiente di sicurezza è costante in tutti i punti della superficie di scorrimento; la resistenza al taglio è espressa dal criterio di Coulomb. Nell utilizzare tale metodo di calcolo si fa sempre riferimento ad un problema piano nel quale, quindi, la superficie di scorrimento è rappresentata da una curva, trascurando ogni effetto dovuto alle sezioni adiacenti. Tali schematizzazioni sono giustificabili se le proprietà meccaniche dei terreni sono omogenee in direzione trasversale e quando l estensione del pendio è predominante sulla dimensione trasversale. In generale la massa di terreno compresa tra la superficie di scorrimento e la superficie del suolo viene suddivisa in conci e le forze che agiscono su ciascuna striscia possono essere calcolate imponendo le condizioni di equilibrio. L equilibrio dell intera massa 8

32 è dato poi dalla composizione delle forze che agiscono su ciascuna striscia ( Metodo delle strisce ). Figura 3 schematizzazione di calcolo del metodo delle strisce. Le forze agenti su ciascun concio sono, con riferimento alla figura precedente: Il peso W, l azione tangenziale alla base T, l azione normale efficace alla base N, la spinta dell acqua sulla base U, gli sforzi tangenziali X e quelli normali E sulle superfici laterali (forze d interfaccia). Le condizioni di equilibrio di ciascun concio sono date dalle tre equazioni della statica, pertanto, ammettendo di suddividere il volume di terreno in esame in n conci, si hanno a disposizione 3n equazioni, mentre le incognite del problema risultano essere (5n-) così composte: n valori per l azione delle forze normali efficaci alla base; n-1 valori per ciascuna delle forze d interfaccia (X ed E); n-1 valori per il punto di applicazione delle forze d interfaccia in direzione orizzontale; n valori per il punto di applicazione degli sforzi normali efficaci alla base. 1 valore del coefficiente di sicurezza (valore minimo). 9

33 Come accennato, dal bilancio fra le equazioni disponibili e il numero delle incognite risulta che si hanno (n-) incognite sovrabbondanti e quindi il problema risulta staticamente indeterminato; per riportarlo a staticamente determinato e rendere possibile la soluzione del sistema di equazioni che descrivono l equilibrio della massa di terreno potenzialmente instabile, è necessario introdurre alcune ipotesi semplificative che consentono di ridurre il numero delle incognite del problema. La prima tra tutte, che risulta, tra le altre cose, comune a tutti i metodi, è quella di considerare centrata la forza agente alla base della striscia, il che è accettabile nel caso in cui i conci siano di larghezza limitata. Le altre ipotesi necessarie per risolvere il sistema di equazioni sono diverse a secondo del metodo di calcolo considerato. 30

34 5. Risultati ottenuti e verifiche geotecniche Il presente capitolo riporta i calcoli e le verifiche di carattere geotecnico dei manufatti in conglomerato cementizio armato in progetto, caratterizzati da una maggiore rilevanza sulla base dei metodi di calcolo e dei criteri di verifica indicati ai capitoli precedenti e, più in generale, in riferimento ai parametri e ai metodi di calcolo definiti ai capitoli 6 e 7 del D.M (Norme Tecniche per le Costruzioni). Le analisi numeriche dei principali manufatti sono state condotte con l ausilio del software ad elementi finiti Midas Gen 014, utilizzato anche per la determinazione delle sollecitazioni a stato limite ultimo utilizzate per la progettazione strutturale. 5.1 Nodo B Rifacimento del nodo idraulico di ripartizione delle portate irrigue Roggia Comunale canale Fiat-Pallone Gli interventi previsti in attuazione consistono nel rifacimento dell edificio di ripartizione tra la portata irrigua della roggia Comunale con quella del canale Fiat ramo del Pallone con nuova struttura in c.a.. E, quindi, prevista la sostituzione dell'attuale edificio di regolazione (munito di una paratoia e di un'ostruzione in cls che ne parzializza la sezione) con un nuovo edificio, posizionato più a valle, dotato di paratoie a doppio scudo autolivellanti motorizzate, la cui movimentazione verrà regolata da due misuratori di livello ad ultrasuoni. Per quanto riguarda la geometria e le sezioni strutturali dell opera si rimanda agli specifici elaborati grafici di progetto. La profondità di posa delle fondazioni relative al porzione di canale è stata cautelativamente considerata pari a zero, riferendo le restanti porzioni del manufatto a tale quota. Vengono, quindi, nel seguito riportati i principali risultati desunti dal modello di calcolo ad elementi finiti relativi ai cedimenti per la più gravosa condizione di stato limite di esercizio. 31

35 5.1.1 Stima dei cedimenti 3

36 33

37 Sulla base dei risultati di calcolo sopra raffigurati si possono, quindi, ricavare i seguenti cedimenti massimi in esercizio, i quali risultano pienamente compatibili con la funzionalità dell opera: Cedimento massimo Sigla manufatto stimato in esercizio [mm] Nodo B platea roggia, Nodo B platea vasca di carico,0 Nodo B platea pozzetto di derivazione, Determinazione della capacità portante e delle pressioni trasmesse al terreno Sulla base dei cedimenti di calcolo suddetti, per mezzo della relazione di Winkler (3) si ricava la stima del carico massimo trasmesso in fondazione in fase di esercizio dell opera: Carico trasmesso in Sigla manufatto fondazione q d [kn/m ] Nodo B platea roggia 63,8 Nodo B platea vasca di carico 78,0 Nodo B platea pozzetto di derivazione 17,5 Vengono, dunque, nel seguito determinati i valori di capacità portante limite delle suddette fondazioni, nell ipotesi della presenza di falda a,0 m dal piano campagna, verificandone la compatibilità ai carichi trasmessi q d. NODO B PLATEA ROGGIA Verifica condizione A1+M1+R1 eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 6.00 m L 6.00 m Profondità fondazione m 1.81 N γ N q 9.44 N c 4.16 i γ

38 i q 1.00 i c 1.00 s γ 0.91 s q 1.16 s c 1.16 b γ 1.00 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.00 d c 1.00 q lim kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ 1,44 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q 1,44 q mm > q lim lim, R1 = = 1,44 N / γ R1 1,0 d Verifica condizione A+M+R eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 6.00 m L 6.00 m Profondità fondazione m 1.81 N γ N q N c 6.50 i γ 1.00 i q 1.00 i c 1.00 s γ 0.91 s q 1.1 s c 1.13 b γ

39 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.00 d c 1.00 q lim kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ 0,61 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q 0,61 q mm > q lim lim, R = = = 0,34 N / γ R 1,8 d NODO B PLATEA VASCA DI CARICO Verifica condizione A1+M1+R1 eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 6.00 m L Profondità fondazione 1.50 m m 1.77 N γ N q 9.44 N c 4.16 i γ 1.00 i q 1.00 i c 1.00 s γ 0.88 s q 1.0 s c 1.1 b γ 1.00 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q

40 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.07 d c 1.07 q lim 3.4 kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ, N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q, q mm > q lim lim, R1 = =, N / γ R1 1,0 d Verifica condizione A+M+R eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 6.00 m L Profondità fondazione 1.50 m m 1.77 N γ N q N c 6.50 i γ 1.00 i q 1.00 i c 1.00 s γ 0.88 s q 1.16 s c 1.17 b γ 1.00 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.07 d c 1.08 q lim kn/m 37

41 Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ 1,04 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q 1,04 q mm > q lim lim, R = = = 0,58 N / γ R 1,8 d NODO B PLATEA POZZETTO DI DERIVAZIONE Verifica condizione A1+M1+R1 eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 5.00 m L 8.00 m Profondità fondazione 5.00 m m 1.6 N γ N q 9.44 N c 4.16 i γ 1.00 i q 1.00 i c 1.00 s γ 0.75 s q 1.4 s c 1.44 b γ 1.00 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.6 d c 1.7 q lim kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ 4,30 N/mm 38

42 Il valore della resistenza di calcolo vale: q 4,30 q mm > q lim lim, R1 = = 4,30 N / γ R1 1,0 d Verifica condizione A+M+R eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 5.00 m L 8.00 m Profondità fondazione 5.00 m m 1.6 N γ N q N c 6.50 i γ 1.00 i q 1.00 i c 1.00 s γ 0.75 s q 1.34 s c 1.36 b γ 1.00 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.30 d c 1.3 q lim kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ,10 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q,10 q mm > q lim lim, R = = = 1,17 N / γ R 1,8 d 39

43 5. Nodo C Rifacimento sfioratore laterale edificio di scarico in Sesia L intervento comporta il rifacimento di un tratto di roggia e la realizzazione di un muro di contenimento in c.a. che andrà anche a costituire la nuova sponda per il canale esistente, al fine di consentire la posa in opera della condotta in progetto tra la roggia e l area dell Ex Colonia elioterapica. Lo sfioratore di alleggerimento verrà prolungato in lunghezza ed adeguato in termini di sezione utile al fine di evitare il perdurare dell attuale rigurgito dovuto alla carenza della versatoia, sostituendo, nel contempo, la paratoia esistente di scarico. Per quanto concerne la geometria e le sezioni strutturali dell opera si rimanda agli specifici elaborati grafici di progetto. La profondità di posa delle fondazioni è stata cautelativamente considerata pari a zero. Vengono, quindi, nel seguito riportati i principali risultati desunti dal modello di calcolo ad elementi finiti relativi ai cedimenti per la più gravosa condizione di stato limite di esercizio. Per il muro di sostegno in sponda sinistra sono state sviluppate specifiche verifiche a se stanti Stima dei cedimenti 40

44 41

45 Sulla base dei risultati di calcolo sopra raffigurati si possono, quindi, ricavare i seguenti cedimenti massimi in esercizio i quali risultano pienamente compatibili con la funzionalità dell opera: Cedimento massimo Sigla manufatto stimato in esercizio [mm] Nodo C 1, 5.. Determinazione della capacità portante e delle pressioni trasmesse al terreno Sulla base dei cedimenti di calcolo suddetti, per mezzo della relazione di Winkler (3) si ricava la stima del carico massimo trasmesso in fondazione in fase di esercizio dell opera: Carico trasmesso in Sigla manufatto fondazione q d [kn/m ] Nodo C 38,4 Vengono, quindi, nel seguito determinati i valori di capacità portante limite delle fondazioni relative alla presente opera, nell ipotesi della presenza di falda a,0 m dal piano campagna, verificandone la compatibilità ai carichi trasmessi q d. NODO C PLATEA ROGGIA Verifica condizione A1+M1+R1 eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 4.10 m L m Profondità fondazione m 1.90 N γ N q 9.44 N c 4.16 i γ 1.00 i q 1.00 i c 1.00 s γ 0.96 s q 1.06 s c

46 b γ 1.00 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.00 d c 1.00 q lim kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ 1,16 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q 1,16 q mm > q lim lim, R1 = = 1,16 N / γ R1 1,0 d Verifica condizione A+M+R eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 4.10 m L m Profondità fondazione m 1.90 N γ N q N c 6.50 i γ 1.00 i q 1.00 i c 1.00 s γ 0.96 s q 1.06 s c 1.06 b γ 1.00 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q

47 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.00 d c 1.00 q lim 496. kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ 0,50 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q 0,50 q mm > q lim lim, R = = = 0,8 N / γ R 1,8 d NODO C MURO A MENSOLA IN SPONDA SINISTRA ε OPERA Esempio DATI DI PROGETTO: Geometria del Muro Elevazione H3 = 4.70 (m) Aggetto Valle B = 0.15 (m) Spessore del Muro in Testa B3 = 0.30 (m) Aggetto monte B4 = 0.15 (m) Geometria della Fondazione Larghezza Fondazione B = 3.10 (m) Spessore Fondazione H = 0.60 (m) Suola Lato Valle B1 = 0.50 (m) Suola Lato Monte B5 =.00 (m) Altezza dente Hd = 0.00 (m) Larghezza dente Bd = 0.00 (m) Mezzeria Sezione Xc = 1.55 (m) Peso Specifico del Calcestruzzo γcls = 5.00 (kn/m 3 ) 44

48 Verifica condizione A1+M1+R1 Carichi Permanenti Variabili Effetto Coeff. Parziale EQU A1 (STR) A (GEO) SLE favorevole γ G sfavorevole favorevole γ Q sfavorevole altro Parametro angolo d'attrito coesione resistenza non drenata peso unità di volume Coeff. Parziale M1 M SLE altro tan ϕ' k γ ϕ' c' k γ c' c uk γ cu γ γ γ Verifica Capacità portante fondazione Scorrimento Ribaltamento Coeff. Parziale γ R R1 R R3 SLE altro Dati Geotecnici Dati Terrapien o Dati Terreno Fondazione STR/GEO Angolo di attrito del terrapieno ( ) ϕ' Peso Unità di Volume del terrapieno (kn/m 3 ) γ' Angolo di attrito terreno-superficie ideale ( ) δ Condizioni valori caratteristici SLE Coesione Terreno di Fondazione (kpa) c1' Angolo di attrito del Terreno di Fondazione ( ) ϕ1' Peso Unità di Volume del Terreno di Fondazione (kn/m 3 ) γ Peso Unità di Volume del Rinterro della Fondazione (kn/m 3 ) γd Profondità "Significativa" (n.b.: consigliata H = *B) (m) Hs 7.00 Modulo di deformazione (kn/m ) E drenate Non Drenate valori di progetto EQU Dati Sismici Accelerazione sismica a g /g (-) Coefficiente Amplificazione Stratigrafico S S 1. (-) Coefficiente Amplificazione Topografico S T 1 (-) Coefficiente di riduzione dell accelerazione massima β s 1 (-) Coefficiente sismico orizzontale kh (-) Coefficiente sismico verticale kv (-) Muro libero di traslare o ruotare si no Coefficienti di Spinta STR/GEO Coeff. di Spinta Attiva Statico ka Coeff. Di Spinta Attiva Sismica sisma + kas Coeff. Di Spinta Attiva Sismica sisma - kas Coeff. Di Spinta Passiva kp Coeff. Di Spinta Passiva Sismica sisma + kps Coeff. Di Spinta Passiva Sismica sisma - kps SLE EQU valori caratteristici valori di progetto Carichi Agenti SLE - sisma STR/GEO EQU Sovraccarico permanente (kn/m ) qp Sovraccarico su zattera di monte si no Carichi permanenti Condizioni Statiche Condizioni Sismiche Forza Orizzontale in Testa permanente (kn/m) fp Forza Verticale in Testa permanente (kn/m) vp Momento in Testa permanente (knm/m) mp Sovraccarico Accidentale in condizioni statiche (kn/m ) q Forza Orizzontale in Testa accidentale in condizioni statiche (kn/m) f Forza Verticale in Testa accidentale in condizioni statiche (kn/m) v Momento in Testa accidentale in condizioni statiche (knm/m) m Coefficienti di combinazione condizione frequente Ψ condizione quasi permanente Ψ 0.30 Sovraccarico Accidentale in condizioni sismiche (kn/m ) qs 0.00 Forza Orizzontale in Testa accidentale in condizioni sismiche (kn/m) fs 0.00 Forza Verticale in Testa accidentale in condizioni sismiche (kn/m) vs 0.00 Momento in Testa accidentale in condizioni sismiche (knm/m) ms 0.00 Statico Sismico Scorrimento Coefficienti di sicurezza Ribaltamento Carico limite

49 Verifica condizione A+M+R Carichi Permanenti Variabili Effetto Coeff. Parziale EQU A1 (STR) A (GEO) SLE favorevole γ G sfavorevole favorevole γ Q sfavorevole altro Parametro angolo d'attrito coesione resistenza non drenata peso unità di volume Coeff. Parziale M1 M SLE altro tan ϕ' k γ ϕ' c'k γ c' cuk γ cu γ γ γ Verifica Capacità portante fondazione Scorrimento Ribaltamento Coeff. Parziale γ R R1 R R3 SLE altro Dati Geotecnici Dati Terrapien o Dati Terreno Fondazione STR/GEO Angolo di attrito del terrapieno ( ) ϕ' Peso Unità di Volume del terrapieno (kn/m 3 ) γ' Angolo di attrito terreno-superficie ideale ( ) δ Condizioni valori caratteristici SLE Coesione Terreno di Fondazione (kpa) c1' Angolo di attrito del Terreno di Fondazione ( ) ϕ1' Peso Unità di Volume del Terreno di Fondazione (kn/m 3 ) γ Peso Unità di Volume del Rinterro della Fondazione (kn/m 3 ) γd Profondità "Significativa" (n.b.: consigliata H = *B) (m) Hs 7.00 Modulo di deformazione (kn/m ) E drenate Non Drenate valori di progetto EQU Dati Sismici Accelerazione sismica ag/g (-) Coefficiente Amplificazione Stratigrafico S S 1. (-) Coefficiente Amplificazione Topografico ST 1 (-) Coefficiente di riduzione dell accelerazione massima β s 1 (-) Coefficiente sismico orizzontale kh (-) Coefficiente sismico verticale kv (-) Muro libero di traslare o ruotare si no Coefficienti di Spinta STR/GEO Coeff. di Spinta Attiva Statico ka Coeff. Di Spinta Attiva Sismica sisma + kas Coeff. Di Spinta Attiva Sismica sisma - kas Coeff. Di Spinta Passiva kp Coeff. Di Spinta Passiva Sismica sisma + kps Coeff. Di Spinta Passiva Sismica sisma - kps SLE EQU valori caratteristici valori di progetto Carichi Agenti SLE - sisma STR/GEO EQU Sovraccarico permanente (kn/m ) qp Sovraccarico su zattera di monte si no Carichi permanenti Condizioni Statiche Condizioni Sismiche Forza Orizzontale in Testa permanente (kn/m) fp Forza Verticale in Testa permanente (kn/m) vp Momento in Testa permanente (knm/m) mp Sovraccarico Accidentale in condizioni statiche (kn/m ) q Forza Orizzontale in Testa accidentale in condizioni statiche (kn/m) f Forza Verticale in Testa accidentale in condizioni statiche (kn/m) v Momento in Testa accidentale in condizioni statiche (knm/m) m Coefficienti di combinazione condizione frequente Ψ condizione quasi permanente Ψ 0.30 Sovraccarico Accidentale in condizioni sismiche (kn/m ) qs 0.00 Forza Orizzontale in Testa accidentale in condizioni sismiche (kn/m) fs 0.00 Forza Verticale in Testa accidentale in condizioni sismiche (kn/m) vs 0.00 Momento in Testa accidentale in condizioni sismiche (knm/m) ms 0.00 Statico Sismico Scorrimento Coefficienti di sicurezza Ribaltamento Carico limite

50 Verifica a stabilità globale Dati: ϕ = 34 ; γ t = 19,5 kn/m 3 ; c = 0. q (sovraccarico terrapieno) = 0 kn/m FS STATICO FS SISMICO

51 5.3 Nodo D Nuova vasca di restituzione in roggia L intervento consiste nella realizzazione di una nuova vasca, quasi completamente interrata, posizionata in sponda sinistra della roggia a valle della tombinatura esistente. Il manufatto in argomento sarà realizzato in cemento armato e dotato di sfioratori a stramazzo con sottostante manufatto di dissipazione a salti, in c.a. e massi lapidei intasati, per il rilascio della portata idrica in roggia. Per quanto riguarda la geometria e le sezioni strutturali dell opera si rimanda agli specifici elaborati grafici di progetto. Vengono, quindi, nel seguito riportati i principali risultati desunti dal modello di calcolo ad elementi finiti relativi ai cedimenti per la più gravosa condizione di stato limite di esercizio Stima dei cedimenti 48

52 49

53 Sulla base dei risultati di calcolo sopra raffigurati si possono, quindi, ricavare i seguenti cedimenti massimi in esercizio i quali risultano pienamente compatibili con la funzionalità dell opera: Cedimento massimo Sigla manufatto stimato in esercizio [mm] Nodo D 1, Determinazione della capacità portante e delle pressioni trasmesse al terreno Sulla base dei cedimenti di calcolo suddetti, per mezzo della relazione di Winkler (3) si ricava la stima del carico massimo trasmesso in fondazione in fase di esercizio dell opera: Carico trasmesso in Sigla manufatto fondazione q d [kn/m ] Nodo D 91, Vengono, quindi, nel seguito determinati i valori di capacità portante limite della suddetta fondazione, nell ipotesi della presenza di falda a,0 m dal piano campagna, verificandone la compatibilità ai carichi trasmessi q d. 50

54 NODO D PLATEA DI FONDAZIONE Verifica condizione A1+M1+R1 eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 9.0 m L 9.60 m Profondità fondazione.50 m m 1.51 N γ N q 9.44 N c 4.16 i γ 1.00 i q 1.00 i c 1.00 s γ 0.6 s q 1.65 s c 1.67 b γ 1.00 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.07 d c 1.07 q lim kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ 3,38 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q 3,38 q mm > q lim lim, R1 = = 3,38 N / γ R1 1,0 d 51

55 Verifica condizione A+M+R eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 9.0 m L 9.60 m Profondità fondazione.50 m m 1.51 N γ N q N c 6.50 i γ 1.00 i q 1.00 i c 1.00 s γ 0.6 s q 1.5 s c 1.55 b γ 1.00 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.08 d c 1.09 q lim kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ 1,57 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q 1,57 q mm > q lim lim, R = = = 0,87 N / γ R 1,8 d 5

56 5.4 Nodo E Deviazione e rifacimento di roggia esistente Visto il tracciato dell attuale sedime della roggia adiacente ad alcuni edifici e l insufficiente dimensione del salto di fondo della roggia l edificio dell ex centrale e del tratto tombinato appena a valle, posizionato in prossimità del pozzo idrico esistente denominato Ressiga, al fine di evitare danneggiamenti alle strutture esistenti e di garantire in futuro la completa funzionalità del tratto di roggia esistente in prossimità della centrale comunale 1 attualmente in disuso, sarà realizzato un by-pass della roggia esistente ad essa adiacente per una lunghezza di circa 150 metri. Per il superamento del dislivello esistente, pari a circa.50 metri, sarà, quindi, realizzato un edifico a salti per una lunghezza di circa 35 metri dotato di vasche per dissipare l energia e nel, contempo, facilitare l eventuale risalita dell ittiofauna. L intervento prevede, pertanto, la demolizione delle attuali sponde della roggia in pietrame e cls, ammalorate e permeabili, e la realizzazione di un nuovo manufatto con sezione a C (dimensioni interne 3,50 x 1,50 metri) interamente realizzato in calcestruzzo armato rivestito lateralmente in ciottoli tipo Sesia sul modello del rivestimento già realizzato della Roggia Marchionale. Relativamente alla geometria e le alle sezioni strutturali dell opera si rimanda agli specifici elaborati grafici di progetto. La profondità di posa della fondazioni è stata cautelativamente considerata pari a zero. Vengono, quindi, nel seguito riportati i principali risultati desunti dal modello di calcolo ad elementi finiti relativi ai cedimenti per la più gravosa condizione di stato limite di esercizio. 53

57 5.4.1 Stima dei cedimenti 54

58 55

59 Sulla base dei risultati di calcolo sopra raffigurati si possono, quindi, ricavare i seguenti cedimenti massimi in esercizio i quali risultano pienamente compatibili con la funzionalità dell opera: Cedimento massimo Sigla manufatto stimato in esercizio [mm] Nodo E 1, 5.4. Determinazione della capacità portante e delle pressioni trasmesse al terreno Sulla base dei cedimenti di calcolo suddetti, per mezzo della relazione di Winkler (3) si ricava la stima del carico massimo trasmesso in fondazione in fase di esercizio dell opera: Carico trasmesso in Sigla manufatto fondazione q d [kn/m ] Nodo E 39,6 Vengono, quindi, nel seguito determinati i valori di capacità portante limite della suddetta fondazione, nell ipotesi della presenza di falda a,0 m dal piano campagna, verificandone la compatibilità ai carichi trasmessi q d. NODO E PLATEA DI FONDAZIONE Verifica condizione A1+M1+R1 eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 4.50 m L m Profondità fondazione m 1.9 N γ N q 9.44 N c 4.16 i γ 1.00 i q 1.00 i c 1.00 s γ 0.97 s q

60 s c 1.06 b γ 1.00 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.07 d c 1.07 q lim 146. kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ 1,5 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q 1,5 q mm > q lim lim, R1 = = 1,5 N / γ R1 1,0 d Verifica condizione A+M+R eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 4.50 m L m Profondità fondazione m 1.9 N γ N q N c 6.50 i γ 1.00 i q 1.00 i c 1.00 s γ 0.97 s q 1.04 s c 1.05 b γ 1.00 b q 1.00 b c 1.00 g γ

61 g q 1.00 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.08 d c 1.09 q lim kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ 0,53 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q 0,53 q mm > q lim lim, R = = = 0,9 N / γ R 1,8 d 5.5 Nodo F Nuova vasca di ripartizione delle portate irrigue Il presente intervento consiste nella realizzazione di un nuovo manufatto di ripartizione con struttura in cemento armato, dotato di sistemi elettromeccanici per la modulazione automatica ed il rilevamento visivo delle portate irrigue da far transitare in roggia e da derivare in condotta. Per quanto concerne la geometria e le sezioni strutturali dell opera si rimanda agli specifici elaborati grafici di progetto. La profondità di posa delle fondazioni relative al porzione di roggia e vasca di carico è stata cautelativamente considerata pari a zero, riferendo le restanti porzioni del manufatto (pozzetto di derivazione) a tale quota. Vengono, quindi, nel seguito riportati i principali risultati desunti dal modello di calcolo ad elementi finiti relativi ai cedimenti per la più gravosa condizione di stato limite di esercizio. 58

62 5.5.1 Stima dei cedimenti 59

63 60

64 Sulla base dei risultati di calcolo sopra raffigurati si possono, quindi, ricavare i seguenti cedimenti massimi in esercizio i quali risultano pienamente compatibili con la funzionalità dell opera: Cedimento massimo Sigla manufatto stimato in esercizio [mm] Nodo F platea roggia e vasca di carico,0 Nodo F platea pozzetto di derivazione 1, Determinazione della capacità portante e delle pressioni trasmesse al terreno Sulla base dei cedimenti di calcolo suddetti, per mezzo della relazione di Winkler (3) si ricava la stima del carico massimo trasmesso in fondazione in fase di esercizio dell opera: Carico trasmesso in Sigla manufatto fondazione q d [kn/m ] Nodo F platea roggia e vasca di carico 44,0 Nodo F platea pozzetto di derivazione 113,4 Vengono, quindi, nel seguito determinati i valori di capacità portante limite delle fondazioni relative alla presente opera, nell ipotesi della presenza di falda a,0 m dal piano campagna, verificandone la compatibilità ai carichi trasmessi q d. NODO F PLATEA ROGGIA E VASCA DI CARICO Verifica condizione A1+M1+R1 eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 9.00 m L m Profondità fondazione m 1.80 N γ N q 9.44 N c 4.16 i γ 1.00 i q

65 i c 1.00 s γ 0.90 s q 1.17 s c 1.18 b γ 1.00 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.00 d c 1.00 q lim kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ 1,94 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q 1,94 q mm > q lim lim, R1 = = 1,94 N / γ R1 1,0 d Verifica condizione A+M+R eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 9.00 m L m Profondità fondazione m 1.80 N γ N q N c 6.50 i γ 1.00 i q 1.00 i c 1.00 s γ 0.90 s q 1.14 s c 1.15 b γ 1.00 b q

66 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.00 d c 1.00 q lim 83.6 kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ 0,83 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q 0,83 q mm > q lim lim, R = = = 0,46 N / γ R 1,8 d NODO F PLATEA POZZETTO DI DERIVAZIONE Verifica condizione A1+M1+R1 eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 4.60 m L 5.00 m Profondità fondazione 3.00 m m 1.5 N γ N q 9.44 N c 4.16 i γ 1.00 i q 1.00 i c 1.00 s γ 0.63 s q 1.6 s c 1.64 b γ 1.00 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c

67 d γ 1.00 d q 1.17 d c 1.18 q lim kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ 3,8 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q 3,8 q mm > q lim lim, R1 = = 3,8 N / γ R1 1,0 d Verifica condizione A+M+R eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 4.60 m L 5.00 m Profondità fondazione 3.00 m m 1.5 N γ N q N c 6.50 i γ 1.00 i q 1.00 i c 1.00 s γ 0.63 s q 1.50 s c 1.53 b γ 1.00 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.19 d c 1.1 q lim kn/m 64

68 Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ 1,57 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q 1,57 q mm > q lim lim, R = = = 0,87 N / γ R 1,8 d 5.6 Nodo G Nuova vasca di restituzione in roggia delle portate irrigue L intervento prevede la realizzazione di una nuova vasca, quasi completamente interrata, posizionata in sponda sinistra della roggia, con struttura in cemento armato e dotata di sfioratori a stramazzo con sottostante manufatto di dissipazione a salti in cemento armato e massi lapidei intasati per il rilascio della portata idrica in roggia. Il manufatto risulta progettualmente analogo al manufatto di cui al precedente nodo D. Per quanto riguarda la geometria e le sezioni strutturali dell opera si rimanda agli specifici elaborati grafici di progetto. La profondità di posa delle fondazioni relative alla porzione di vasca superiore (pari a quella del canale) è stata cautelativamente considerata pari a zero, riferendo le restanti porzioni del manufatto a tale quota. Vengono, quindi, nel seguito riportati i principali risultati desunti dal modello di calcolo ad elementi finiti relativi ai cedimenti per la più gravosa condizione di stato limite di esercizio. 65

69 5.6.1 Stima dei cedimenti 66

70 67

71 Sulla base dei risultati di calcolo sopra raffigurati si possono, quindi, ricavare i seguenti cedimenti massimi in esercizio i quali risultano pienamente compatibili con la funzionalità dell opera: Cedimento massimo Sigla manufatto stimato in esercizio [mm] Nodo G platea superiore 1,8 Nodo G platea inferiore 1, Determinazione della capacità portante e delle pressioni trasmesse al terreno Sulla base dei cedimenti di calcolo suddetti, per mezzo della relazione di Winkler (3) si ricava la stima del carico massimo trasmesso in fondazione in fase di esercizio dell opera: Carico trasmesso in Sigla manufatto fondazione q d [kn/m ] Nodo G platea superiore 59,4 Nodo G platea inferiore 69,7 68

72 Vengono, quindi, nel seguito determinati i valori di capacità portante limite delle fondazioni relative alla presente opera, nell ipotesi della presenza di falda a,0 m dal piano campagna, verificandone la compatibilità ai carichi trasmessi q d. NODO G PLATEA A QUOTA SUPERIORE Verifica condizione A1+M1+R1 eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 5.00 m L 8.60 m Profondità fondazione m 1.63 N γ N q 9.44 N c 4.16 i γ 1.00 i q 1.00 i c 1.00 s γ 0.77 s q 1.39 s c 1.41 b γ 1.00 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.07 d c 1.07 q lim kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ 1,06 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: 69

73 q 1,06 q mm > q lim lim, R1 = = 1,06 N / γ R1 1,0 d Verifica condizione A+M+R eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 5.00 m L 8.60 m Profondità fondazione m 1.63 N γ N q N c 6.50 i γ 1.00 i q 1.00 i c 1.00 s γ 0.77 s q 1.31 s c 1.34 b γ 1.00 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.00 d c 1.00 q lim kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ 0,46 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q 0,46 q mm > q lim lim, R = = = 0,6 N / γ R 1,8 d 70

74 NODO G PLATEA A QUOTA INFERIORE Verifica condizione A1+M1+R1 eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 4.00 m L 5.30 m Profondità fondazione 1.00 m m 1.57 N γ N q 9.44 N c 4.16 i γ 1.00 i q 1.00 i c 1.00 s γ 0.70 s q 1.51 s c 1.53 b γ 1.00 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.07 d c 1.07 q lim kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ 1,61 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q 1,61 q mm > q lim lim, R1 = = 1,61 N / γ R1 1,0 d 71

75 Verifica condizione A+M+R eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 4.00 m L 5.30 m Profondità fondazione 1.00 m m 1.57 N γ N q N c 6.50 i γ 1.00 i q 1.00 i c 1.00 s γ 0.70 s q 1.41 s c 1.44 b γ 1.00 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.07 d c 1.08 q lim kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ 0,75 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q 0,75 q mm > q lim lim, R = = = 0,4 N / γ R 1,8 d 7

76 5.7 Nodo H Nuova vasca di ripartizione delle portate irrigue Il manufatto di ripartizione in questione sarà realizzato in cemento armato e sarà dotato di sistemi elettromeccanici per la modulazione automatica ed il rilevamento visivo delle portate irrigue da far transitare in roggia e da derivare in condotta. Per quanto riferisce alla geometria e alle sezioni strutturali dell opera si rimanda agli specifici elaborati grafici di progetto. La profondità di posa delle fondazioni relative al porzione di roggia e vasca di carico è stata cautelativamente considerata pari a zero, riferendo le restanti porzioni del manufatto (pozzetto di derivazione) a tale quota. Vengono, quindi, nel seguito riportati i principali risultati desunti dal modello di calcolo ad elementi finiti relativi ai cedimenti per la più gravosa condizione di stato limite di esercizio Stima dei cedimenti 73

77 74

78 Sulla base dei risultati di calcolo sopra raffigurati si possono, quindi, ricavare i seguenti cedimenti massimi in esercizio i quali risultano pienamente compatibili con la funzionalità dell opera: Cedimento massimo Sigla manufatto stimato in esercizio [mm] Nodo H platea roggia e vasca di carico,0 Nodo H platea pozzetto di derivazione, 5.7. Determinazione della capacità portante e delle pressioni trasmesse al terreno Sulla base dei cedimenti di calcolo suddetti, per mezzo della relazione di Winkler (3) si ricava la stima del carico massimo trasmesso in fondazione in fase di esercizio dell opera: Carico trasmesso in Sigla manufatto fondazione q d [kn/m ] Nodo H platea roggia e vasca di carico 44,0 Nodo H platea pozzetto di derivazione 151,8 75

79 Vengono, quindi, nel seguito determinati i valori di capacità portante limite delle fondazioni relative alla presente opera, nell ipotesi della presenza di falda a,0 m dal piano campagna, verificandone la compatibilità ai carichi trasmessi q d. NODO H PLATEA ROGGIA E VASCA DI CARICO Verifica condizione A1+M1+R1 eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 9.00 m L m Profondità fondazione m 1.80 N γ N q 9.44 N c 4.16 i γ 1.00 i q 1.00 i c 1.00 s γ 0.90 s q 1.17 s c 1.18 b γ 1.00 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.00 d c 1.00 q lim kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ 1,94 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q 1,94 q mm > q lim lim, R1 = = 1,94 N / γ R1 1,0 d 76

80 Verifica condizione A+M+R eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 9.00 m L m Profondità fondazione m 1.80 N γ N q N c 6.50 i γ 1.00 i q 1.00 i c 1.00 s γ 0.90 s q 1.14 s c 1.15 b γ 1.00 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.00 d c 1.00 q lim 83.6 kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ 0,83 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q 0,83 q mm > q lim lim, R = = = 0,46 N / γ R 1,8 d 77

81 NODO H PLATEA POZZETTO DI DERIVAZIONE Verifica condizione A1+M1+R1 eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 4.60 m L 5.00 m Profondità fondazione 5.00 m m 1.5 N γ N q 9.44 N c 4.16 i γ 1.00 i q 1.00 i c 1.00 s γ 0.63 s q 1.6 s c 1.64 b γ 1.00 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1. d c 1. q lim kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ 4,49 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q 4,49 q mm > q lim lim, R1 = = 4,49 N / γ R1 1,0 d 78

82 Verifica condizione A+M+R eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 4.60 m L 5.00 m Profondità fondazione 5.00 m m 1.5 N γ N q N c 6.50 i γ 1.00 i q 1.00 i c 1.00 s γ 0.63 s q 1.50 s c 1.53 b γ 1.00 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.5 d c 1.6 q lim kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ,17 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q,17 q mm > q lim lim, R = = = 1,0 N / γ R 1,8 d 79

83 5.8 Nodo I Nuova vasca di restituzione delle portate irrigue alla roggia Marchionale L intervento prevede la realizzazione di una nuova vasca, quasi completamente interrata, posizionata in sponda destra della roggia Marchionale, poco a monte del ponte stradale esistente. Il manufatto di restituzione in argomento, progettualmente e geometricamente analogo al manufatto di cui al precedente nodo G, sarà realizzato in cemento armato e dotato di stramazzi di scarico in roggia con sottostante edifico di dissipazione a salti in cemento armato e massi lapidei intasati per il rilascio della portata idrica in roggia Per quanto riguarda la geometria e le sezioni strutturali dell opera si rimanda agli specifici elaborati grafici di progetto. La profondità di posa delle fondazioni relative alla porzione di vasca superiore (pari a quella del canale) è stata cautelativamente considerata pari a zero, riferendo le restanti porzioni del manufatto a tale quota. Vengono, quindi, nel seguito riportati i principali risultati desunti dal modello di calcolo ad elementi finiti relativi ai cedimenti per la più gravosa condizione di stato limite di esercizio Stima dei cedimenti 80

84 81

85 8

86 Sulla base dei risultati di calcolo sopra raffigurati si possono, quindi, ricavare i seguenti cedimenti massimi in esercizio i quali risultano pienamente compatibili con la funzionalità dell opera: Cedimento massimo Sigla manufatto stimato in esercizio [mm] Nodo I platea superiore,3 Nodo I platea inferiore, Determinazione della capacità portante e delle pressioni trasmesse al terreno Sulla base dei cedimenti di calcolo suddetti, per mezzo della relazione di Winkler (3) si ricava la stima del carico massimo trasmesso in fondazione in fase di esercizio dell opera: Carico trasmesso in Sigla manufatto fondazione q d [kn/m ] Nodo I platea superiore 75,9 Nodo I platea inferiore 100,8 Vengono, quindi, nel seguito determinati i valori di capacità portante limite delle fondazioni relative alla presente opera, nell ipotesi della presenza di falda a,0 m dal piano campagna, verificandone la compatibilità ai carichi trasmessi q d. NODO I PLATEA A QUOTA SUPERIORE Verifica condizione A1+M1+R1 eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 5.00 m L 8.60 m Profondità fondazione m 1.63 N γ N q 9.44 N c 4.16 i γ 1.00 i q

87 i c 1.00 s γ 0.77 s q 1.39 s c 1.41 b γ 1.00 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.07 d c 1.07 q lim kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ 1,06 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q 1,06 q mm > q lim lim, R1 = = 1,06 N / γ R1 1,0 d Verifica condizione A+M+R eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 5.00 m L 8.60 m Profondità fondazione m 1.63 N γ N q N c 6.50 i γ 1.00 i q 1.00 i c 1.00 s γ 0.77 s q 1.31 s c 1.34 b γ 1.00 b q

88 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.00 d c 1.00 q lim kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ 0,46 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q 0,46 q mm > q lim lim, R = = = 0,6 N / γ R 1,8 d NODO I PLATEA A QUOTA INFERIORE Verifica condizione A1+M1+R1 eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 4.00 m L 5.30 m Profondità fondazione.00 m m 1.57 N γ N q 9.44 N c 4.16 i γ 1.00 i q 1.00 i c 1.00 s γ 0.70 s q 1.51 s c 1.53 b γ 1.00 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c

89 d γ 1.00 d q 1.13 d c 1.14 q lim kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ,50 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q,50 q mm > q lim lim, R1 = =,50 N / γ R1 1,0 d Verifica condizione A+M+R eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 4.00 m L 5.30 m Profondità fondazione.00 m m 1.57 N γ N q N c 6.50 i γ 1.00 i q 1.00 i c 1.00 s γ 0.70 s q 1.41 s c 1.44 b γ 1.00 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.15 d c 1.16 q lim kn/m 86

90 Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ 1,0 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q 1,0 q mm > q lim lim, R = = = 0,67 N / γ R 1,8 d 5.9 Rifacimento di alcuni tratti della roggia esistente Il progetto prevede il rifacimento integrale di diversi tratti di roggia esistenti, al fine di renderli idraulicamente funzionali al deflusso dei nuovi valori di portata previsti e, nel contempo, di adeguarne le sezioni sia da punto di vista statico-strutturale che di sicurezza e impermeabilità idraulica. Vengono, quindi, nel seguito elencati e sinteticamente descritti i tratti di roggia oggetto di intervento: Tratto nodi A - B Nel presente tratto è previsto il rivestimento parziale in sponda destra della roggia con muro a mensola in c.a. gettato in opera per una lunghezza di circa 35,0 m e, per un limitato tratto a monte della linea R.F.I. (5,5 m) il rivestimento integrale in c.a. Tratto nodi D - E Il tratto di roggia in questione sarà oggetto di rifacimento integrale per una lunghezza pari a circa 800 metri. L intervento prevede la demolizione delle attuali sponde della roggia in pietrame e cls, ammalorate e la realizzazione di un nuovo manufatto con sezione a U avente dimensioni interne 3,50 x 1,50 metri, interamente realizzato in calcestruzzo armato rivestito lateralmente in ciottoli tipo Sesia sul modello del rivestimento già realizzato della Roggia Marchionale in pregressi interventi. Tratto roggia nodi E - F Il presente tratto di roggia sarà oggetto di rifacimento completo per una lunghezza pari a circa 370 metri. L intervento prevede la demolizione delle attuali sponde della roggia, parte in pietrame e cls, ammalorato e permeabile e parte in terra, e la realizzazione di un nuovo manufatto con sezione a U di dimensioni interne 3,50 x 1,50 metri, interamente realizzato in calcestruzzo armato rivestito lateralmente in ciottoli tipo Sesia sul modello del rivestimento già realizzato della Roggia Marchionale in pregressi interventi. 87

91 Tratto roggia nodi F - G - H In questo intervento sarà completato, in località Santa Marta (da F a valle), il rivestimento della roggia realizzando la sponda sinistra ancora mancante in cemento armato, per una lunghezza di circa 85 metri. Il tratto di valle della roggia, verso i nodi G ed H, di lunghezza pari a circa 400 metri, sarà, invece, oggetto di rifacimento completo al fine di garantirne l impermeabilità e l incremento di deflusso idrico alla portata di progetto. L intervento prevede, quindi, la realizzazione di un nuovo manufatto con sezione a U avente dimensioni interne 3,50 x 1,50 metri interamente realizzato in calcestruzzo armato per una lunghezza di circa 300 metri, mentre negli ultimi 100 metri circa il nuovo manufatto verrà rivestito lateralmente in ciottoli tipo Sesia sul modello del rivestimento già realizzato della Roggia Marchionale in pregressi interventi. Ai fini delle presenti verifiche geotecniche, in riferimento ai tratti di canale sopra elencati, sono state individuate quattro differenti sezioni di calcolo, due pertinenti ai tratti oggetto di rivestimento integrale della roggia, con sezione a U (con e senza rivestimento), dal punto di vista geometrico sostanzialmente analoghi ma soggetti a diverse azioni variabili dovute, in particolare, alla differente morfologia del terreno a tergo delle sponde e due pertinenti al rivestimento parziale in sponda destra nel tratto A-B e in sponda sinistra nel tratto F, in località Santa Marta con sezione tipologica ad L (muro a mensola): Canale con tipologia rivestimento 1 : terreno a tergo delle sponde in piano. Canale con tipologia rivestimento : terreno a tergo delle sponde con inclinazione pari a circa 45. Canale con tipologia rivestimento 7, in sponda destra, tratto A-B. Canale con tipologia rivestimento F in sponda sinistra, tratto F. Per quanto concerne la geometria e le sezioni tipologiche dei tratti di canale suddetti si rimanda agli specifici elaborati grafici di progetto. Si evidenzia che la modellazione delle suddette tipologie di rivestimento, in relazione alle differenti tipologie costruttive individuate è stata effettuata, per le sezioni ad U con l ausilio del modello ad elementi finiti, mentre per le sezioni ad L con specifici fogli di calcolo per muri a mensola. Vengono, quindi, nel seguito riportati i principali risultati desunti dal modello di calcolo ad elementi finiti relativi ai cedimenti per la più gravosa condizione di stato limite di esercizio e per ciascuna tipologia di sezione progettualmente prevista. 88

92 5.9.1 Stima dei cedimenti CANALE CON TIPOLOGIA RIVESTIMENTO 1 89

93 CANALE CON TIPOLOGIA RIVESTIMENTO 90

94 Sulla base dei risultati di calcolo sopra raffigurati si possono, quindi, ricavare i seguenti cedimenti massimi in esercizio i quali risultano pienamente compatibili con la funzionalità dell opera: Cedimento massimo Sigla manufatto stimato in esercizio [mm] Canale in c.a. tipo 1 1,0 Canale in c.a. tipo 0, Determinazione della capacità portante e delle pressioni trasmesse al terreno Sulla base dei cedimenti di calcolo suddetti, per mezzo della relazione di Winkler (3) si ricava la stima del carico massimo trasmesso in fondazione in fase di esercizio dell opera: Carico trasmesso in Sigla manufatto fondazione [kn/m ] Canale in c.a. tipo 1 35,0 Canale in c.a. tipo 3,0 Vengono, quindi, nel seguito determinati i valori di capacità portante limite delle fondazioni relative alla presente opera, considerando cautelativamente il piano di imposta delle fondazioni pari a zero, nell ipotesi della presenza di falda a,0 m dal piano campagna, verificandone la compatibilità ai carichi trasmessi q d. PLATEA CANALE IN C.A. Verifica condizione A1+M1+R1 eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 4.00 m L 10 Profondità fondazione m.00 N γ N q 9.44 N c 4.16 i γ

95 i q 1.00 i c 1.00 s γ 1.00 s q 1.00 s c 1.00 b γ 1.00 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.00 d c 1.00 q lim kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ 1,19 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q 1,19 q mm > q lim lim, R1 = = 1,19 N / γ R1 1,0 d Verifica condizione A+M+R eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 4.00 m L 10 Profondità fondazione m.00 N γ N q N c 6.50 i γ 1.00 i q 1.00 i c 1.00 s γ 1.00 s q 1.00 s c 1.00 b γ

96 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.00 d c 1.00 q lim 510. kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ 0,51 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q 0,51 q mm > q lim lim, R = = = 0,8 N / γ R 1,8 d 93

97 CANALE CON TIPOLOGIA RIVESTIMENTO 7 ε OPERA Esempio DATI DI PROGETTO: Geometria del Muro Elevazione H3 =.00 (m) Aggetto Valle B = 0.00 (m) Spessore del Muro in Testa B3 = 0.30 (m) Aggetto monte B4 = 0.00 (m) Geometria della Fondazione Larghezza Fondazione B = 1.60 (m) Spessore Fondazione H = 0.30 (m) Suola Lato Valle B1 = 1.00 (m) Suola Lato Monte B5 = 0.30 (m) Altezza dente Hd = 0.00 (m) Larghezza dente Bd = 0.00 (m) Mezzeria Sezione Xc = 0.80 (m) Peso Specifico del Calcestruzzo γcls = 5.00 (kn/m 3 ) Si evidenzia che nei calcoli non è stato prudenzialmente considerato il contributo del dente di fondazione. In tal senso i risultati ottenuti sono da ritenersi a favore di sicurezza. 94

98 Verifica condizione A1+M1+R1 Carichi Permanenti Variabili Effetto Coeff. Parziale EQU A1 (STR) A (GEO) SLE favorevole γ G sfavorevole favorevole γ Q sfavorevole altro Parametro angolo d'attrito coesione resistenza non drenata peso unità di volume Coeff. Parziale M1 M SLE altro tan ϕ'k γ ϕ' c'k γ c' c uk γ cu γ γ γ Verifica Capacità portante fondazione Scorrimento Ribaltamento Coeff. Parziale γ R R1 R R3 SLE altro Dati Geotecnici Dati Terrapien o Dati Terreno Fondazione STR/GEO Angolo di attrito del terrapieno ( ) ϕ' Peso Unità di Volume del terrapieno (kn/m 3 ) γ' Angolo di attrito terreno-superficie ideale ( ) δ Condizioni valori caratteristici SLE valori di progetto Coesione Terreno di Fondazione (kpa) c1' Angolo di attrito del Terreno di Fondazione ( ) ϕ1' Peso Unità di Volume del Terreno di Fondazione (kn/m 3 ) γ Peso Unità di Volume del Rinterro della Fondazione (kn/m 3 ) γd Profondità "Significativa" (n.b.: consigliata H = *B) (m) Hs 4.00 Modulo di deformazione (kn/m ) E drenate Non Drenate EQU Dati Sismici Accelerazione sismica ag/g (-) Coefficiente Amplificazione Stratigrafico SS 1. (-) Coefficiente Amplificazione Topografico ST 1 (-) Coefficiente di riduzione dell accelerazione massima β s 1 (-) Coefficiente sismico orizzontale kh (-) Coefficiente sismico verticale kv (-) Muro libero di traslare o ruotare si no Coefficienti di Spinta Coeff. di Spinta Attiva Statico ka Coeff. Di Spinta Attiva Sismica sisma + kas Coeff. Di Spinta Attiva Sismica sisma - kas Coeff. Di Spinta Passiva kp Coeff. Di Spinta Passiva Sismica sisma + kps Coeff. Di Spinta Passiva Sismica sisma - kps SLE STR/GEO EQU valori caratteristici valori di progetto Carichi Agenti SLE - sisma STR/GEO EQU Sovraccarico permanente (kn/m ) qp Sovraccarico su zattera di monte si no Carichi permanenti Condizioni Statiche Condizioni Sismiche Forza Orizzontale in Testa permanente (kn/m) fp Forza Verticale in Testa permanente (kn/m) vp Momento in Testa permanente (knm/m) mp Sovraccarico Accidentale in condizioni statiche (kn/m ) q Forza Orizzontale in Testa accidentale in condizioni statiche (kn/m) f Forza Verticale in Testa accidentale in condizioni statiche (kn/m) v Momento in Testa accidentale in condizioni statiche (knm/m) m Coefficienti di combinazione condizione frequente Ψ condizione quasi permanente Ψ 0.30 Sovraccarico Accidentale in condizioni sismiche (kn/m ) qs 0.00 Forza Orizzontale in Testa accidentale in condizioni sismiche (kn/m) fs 0.00 Forza Verticale in Testa accidentale in condizioni sismiche (kn/m) vs 0.00 Momento in Testa accidentale in condizioni sismiche (knm/m) ms 0.00 Statico Sismico Scorrimento Coefficienti di sicurezza Ribaltamento Carico limite

99 Verifica condizione A+M+R Carichi Permanenti Variabili Effetto Coeff. Parziale EQU A1 (STR) A (GEO) SLE favorevole γ G sfavorevole favorevole γ Q sfavorevole altro Parametro angolo d'attrito coesione resistenza non drenata peso unità di volume Coeff. Parziale M1 M SLE altro tan ϕ'k γ ϕ' c' k γ c' c uk γ cu γ γ γ Verifica Capacità portante fondazione Scorrimento Ribaltamento Coeff. Parziale γ R R1 R R3 SLE altro Dati Geotecnici Dati Terrapien o Dati Terreno Fondazione STR/GEO Angolo di attrito del terrapieno ( ) ϕ' Peso Unità di Volume del terrapieno (kn/m 3 ) γ' Angolo di attrito terreno-superficie ideale ( ) δ Condizioni valori caratteristici SLE Coesione Terreno di Fondazione (kpa) c1' Angolo di attrito del Terreno di Fondazione ( ) ϕ1' Peso Unità di Volume del Terreno di Fondazione (kn/m 3 ) γ Peso Unità di Volume del Rinterro della Fondazione (kn/m 3 ) γd Profondità "Significativa" (n.b.: consigliata H = *B) (m) Hs 4.00 Modulo di deformazione (kn/m ) E drenate Non Drenate valori di progetto EQU Dati Sismici Accelerazione sismica a g /g (-) Coefficiente Amplificazione Stratigrafico S S 1. (-) Coefficiente Amplificazione Topografico S T 1 (-) Coefficiente di riduzione dell accelerazione massima β s 1 (-) Coefficiente sismico orizzontale kh (-) Coefficiente sismico verticale kv (-) Muro libero di traslare o ruotare si no Coefficienti di Spinta STR/GEO Coeff. di Spinta Attiva Statico ka Coeff. Di Spinta Attiva Sismica sisma + kas Coeff. Di Spinta Attiva Sismica sisma - kas Coeff. Di Spinta Passiva kp Coeff. Di Spinta Passiva Sismica sisma + kps Coeff. Di Spinta Passiva Sismica sisma - kps SLE EQU valori caratteristici valori di progetto Carichi Agenti SLE - sisma STR/GEO EQU Sovraccarico permanente (kn/m ) qp Sovraccarico su zattera di monte si no Carichi permanenti Condizioni Statiche Condizioni Sismiche Forza Orizzontale in Testa permanente (kn/m) fp Forza Verticale in Testa permanente (kn/m) vp Momento in Testa permanente (knm/m) mp Sovraccarico Accidentale in condizioni statiche (kn/m ) q Forza Orizzontale in Testa accidentale in condizioni statiche (kn/m) f Forza Verticale in Testa accidentale in condizioni statiche (kn/m) v Momento in Testa accidentale in condizioni statiche (knm/m) m Coefficienti di combinazione condizione frequente Ψ condizione quasi permanente Ψ 0.30 Sovraccarico Accidentale in condizioni sismiche (kn/m ) qs 0.00 Forza Orizzontale in Testa accidentale in condizioni sismiche (kn/m) fs 0.00 Forza Verticale in Testa accidentale in condizioni sismiche (kn/m) vs 0.00 Momento in Testa accidentale in condizioni sismiche (knm/m) ms 0.00 Statico Sismico Scorrimento Coefficienti di sicurezza Ribaltamento Carico limite

100 Verifica a stabilità globale Dati: ϕ = 34 ; γ t = 19,5 kn/m 3 ; c = 0; q (sovraccarico terrapieno) = 5 kn/m FS STATICO FS SISMICO

101 CANALE CON TIPOLOGIA RIVESTIMENTO F ε OPERA Esempio DATI DI PROGETTO: Geometria del Muro Elevazione H3 =.00 (m) Aggetto Valle B = 0.00 (m) Spessore del Muro in Testa B3 = 0.30 (m) Aggetto monte B4 = 0.00 (m) Geometria della Fondazione Larghezza Fondazione B =.30 (m) Spessore Fondazione H = 0.30 (m) Suola Lato Valle B1 = 1.50 (m) Suola Lato Monte B5 = 0.50 (m) Altezza dente Hd = 0.00 (m) Larghezza dente Bd = 0.00 (m) Mezzeria Sezione Xc = 1.15 (m) Peso Specifico del Calcestruzzo γcls = 5.00 (kn/m 3 ) 98

102 Carichi Permanenti Variabili Effetto Verifica condizione A1+M1+R1 Coeff. Parziale EQU A1 (STR) A (GEO) SLE favorevole γ G sfavorevole favorevole γ Q sfavorevole altro Parametro angolo d'attrito coesione resistenza non drenata peso unità di volume Coeff. Parziale M1 M SLE altro tan ϕ'k γ ϕ' c'k γ c' c uk γ cu γ γ γ Verifica Capacità portante fondazione Scorrimento Ribaltamento Coeff. Parziale γ R R1 R R3 SLE altro Dati Geotecnici Dati Terrapien o Dati Terreno Fondazione STR/GEO Angolo di attrito del terrapieno ( ) ϕ' Peso Unità di Volume del terrapieno (kn/m 3 ) γ' Angolo di attrito terreno-superficie ideale ( ) δ Condizioni valori caratteristici SLE valori di progetto Coesione Terreno di Fondazione (kpa) c1' Angolo di attrito del Terreno di Fondazione ( ) ϕ1' Peso Unità di Volume del Terreno di Fondazione (kn/m 3 ) γ Peso Unità di Volume del Rinterro della Fondazione (kn/m 3 ) γd Profondità "Significativa" (n.b.: consigliata H = *B) (m) Hs 4.00 Modulo di deformazione (kn/m ) E drenate Non Drenate EQU Dati Sismici Accelerazione sismica a g /g (-) Coefficiente Amplificazione Stratigrafico SS 1. (-) Coefficiente Amplificazione Topografico S T 1 (-) Coefficiente di riduzione dell accelerazione massima β s 1 (-) Coefficiente sismico orizzontale kh (-) Coefficiente sismico verticale kv (-) Muro libero di traslare o ruotare si no Coefficienti di Spinta Coeff. di Spinta Attiva Statico ka Coeff. Di Spinta Attiva Sismica sisma + kas Coeff. Di Spinta Attiva Sismica sisma - kas Coeff. Di Spinta Passiva kp Coeff. Di Spinta Passiva Sismica sisma + kps Coeff. Di Spinta Passiva Sismica sisma - kps SLE STR/GEO EQU valori caratteristici valori di progetto Carichi Agenti SLE - sisma STR/GEO EQU Sovraccarico permanente (kn/m ) qp Sovraccarico su zattera di monte si no Carichi permanenti Condizioni Statiche Condizioni Sismiche Forza Orizzontale in Testa permanente (kn/m) fp Forza Verticale in Testa permanente (kn/m) vp Momento in Testa permanente (knm/m) mp Sovraccarico Accidentale in condizioni statiche (kn/m ) q Forza Orizzontale in Testa accidentale in condizioni statiche (kn/m) f Forza Verticale in Testa accidentale in condizioni statiche (kn/m) v Momento in Testa accidentale in condizioni statiche (knm/m) m Coefficienti di combinazione condizione frequente Ψ condizione quasi permanente Ψ 0.30 Sovraccarico Accidentale in condizioni sismiche (kn/m ) qs 0.00 Forza Orizzontale in Testa accidentale in condizioni sismiche (kn/m) fs 0.00 Forza Verticale in Testa accidentale in condizioni sismiche (kn/m) vs 0.00 Momento in Testa accidentale in condizioni sismiche (knm/m) ms 0.00 Statico Sismico Scorrimento Coefficienti di sicurezza Ribaltamento Carico limite

103 Carichi Permanenti Variabili Effetto Verifica condizione A+M+R Coeff. Parziale EQU A1 (STR) A (GEO) SLE favorevole γ G sfavorevole favorevole γ Q sfavorevole altro Parametro angolo d'attrito coesione resistenza non drenata peso unità di volume Coeff. Parziale M1 M SLE altro tan ϕ'k γ ϕ' c'k γ c' c uk γ cu γ γ γ Verifica Capacità portante fondazione Scorrimento Ribaltamento Coeff. Parziale γ R R1 R R3 SLE altro Dati Geotecnici Dati Terrapien o Dati Terreno Fondazione STR/GEO Angolo di attrito del terrapieno ( ) ϕ' Peso Unità di Volume del terrapieno (kn/m 3 ) γ' Angolo di attrito terreno-superficie ideale ( ) δ Condizioni valori caratteristici SLE Coesione Terreno di Fondazione (kpa) c1' Angolo di attrito del Terreno di Fondazione ( ) ϕ1' Peso Unità di Volume del Terreno di Fondazione (kn/m 3 ) γ Peso Unità di Volume del Rinterro della Fondazione (kn/m 3 ) γd Profondità "Significativa" (n.b.: consigliata H = *B) (m) Hs 4.00 Modulo di deformazione (kn/m ) E drenate Non Drenate valori di progetto EQU Dati Sismici Accelerazione sismica a g /g (-) Coefficiente Amplificazione Stratigrafico SS 1. (-) Coefficiente Amplificazione Topografico S T 1 (-) Coefficiente di riduzione dell accelerazione massima β s 1 (-) Coefficiente sismico orizzontale kh (-) Coefficiente sismico verticale kv (-) Muro libero di traslare o ruotare si no Coefficienti di Spinta STR/GEO Coeff. di Spinta Attiva Statico ka Coeff. Di Spinta Attiva Sismica sisma + kas Coeff. Di Spinta Attiva Sismica sisma - kas Coeff. Di Spinta Passiva kp Coeff. Di Spinta Passiva Sismica sisma + kps Coeff. Di Spinta Passiva Sismica sisma - kps SLE EQU valori caratteristici valori di progetto Carichi Agenti SLE - sisma STR/GEO EQU Sovraccarico permanente (kn/m ) qp Sovraccarico su zattera di monte si no Carichi permanenti Condizioni Statiche Condizioni Sismiche Forza Orizzontale in Testa permanente (kn/m) fp Forza Verticale in Testa permanente (kn/m) vp Momento in Testa permanente (knm/m) mp Sovraccarico Accidentale in condizioni statiche (kn/m ) q Forza Orizzontale in Testa accidentale in condizioni statiche (kn/m) f Forza Verticale in Testa accidentale in condizioni statiche (kn/m) v Momento in Testa accidentale in condizioni statiche (knm/m) m Coefficienti di combinazione condizione frequente Ψ condizione quasi permanente Ψ 0.30 Sovraccarico Accidentale in condizioni sismiche (kn/m ) qs 0.00 Forza Orizzontale in Testa accidentale in condizioni sismiche (kn/m) fs 0.00 Forza Verticale in Testa accidentale in condizioni sismiche (kn/m) vs 0.00 Momento in Testa accidentale in condizioni sismiche (knm/m) ms 0.00 Statico Sismico Scorrimento Coefficienti di sicurezza Ribaltamento Carico limite

104 Verifica a stabilità globale Dati: ϕ = 34 ; γ t = 19,5 kn/m 3 ; c = 0; q (sovraccarico terrapieno) = 5 kn/m. 0 FS STATICO FS SISMICO

105 5.10 Rifacimento ponti stradali e passerella pedonale esistenti Lungo i tratti oggetto di rifacimento integrale della roggia descritti al paragrafo precedente è previsto il rifacimento e la messa in sicurezza di tutti i manufatti esistenti presenti lungo il tracciato quali ponti, passerelle pedonali e prese irrigue con le relative paratoie di regolazione. Nel presente paragrafo, vengono, quindi, svolte le verifiche geotecniche relative ai nuovi ponti stradali e alla passerella pedonale previsti in progetto: ponte stradale tipo A : ponte alla sezione n. 3, avente dimensioni utili nette di m 3,50 x,83; ponte stradale tipo B : ponti alle sezioni n. 8, 13, 14, 0, 37, aventi dimensioni utili nette di m 3,50 x 1,60; passerella pedonale alla sezione n. 6 avente una larghezza netta dell impalcato pari a 1,0 m e uno spessore di 5 cm. Per quanto attiene alla geometria e alle sezioni strutturali di tali opere si rimanda agli specifici elaborati grafici di progetto. Vengono, quindi, nel seguito riportati i principali risultati di calcolo ottenuti per ciascuna tipologia di infrastruttura sopra elencata, relativi alle pressioni trasmesse al terreno per la più gravosa condizione di stato limite di esercizio, con la loro verifica rispetto ai valori limite di capacità portante delle fondazioni in progetto. 10

106 PONTE STRADALE TIPO A Pressioni trasmesse in fondazione carico [kpa] lunghezze struttura PONTE STRADALE TIPO B Pressioni trasmesse in fondazione carico [kpa] lunghezze struttura 103

107 Pressioni trasmesse in fondazione carico [kpa] lunghezze struttura In tutti i casi suesposti i cedimenti massimi in esercizio in fondazione risultano dell ordine di pochi millimetri (1 mm) e, come tali, sono da ritenersi compatibili con la funzionalità delle opere in progetto. Si riporta, quindi, nel seguito la determinazione della capacità portante delle fondazioni relative ai ponti stradali (analoghe tra di loro) mentre, per quanto riguarda la passerella pedonale, essendo questa inserita all interno del canale in c.a. con sezione a U, si potrà fare direttamente riferimento ai risultati già ottenuti al paragrafo 5.9 della presente relazione. Al fine dei calcoli di verifica la falda è stata considerata cautelativamente a,0 m dal piano campagna, mentre al piano di imposta delle fondazioni è stata attribuita una quota relativa pari a 0 (approfondimento nullo). 104

108 PONTI STRADALI Verifica condizione A1+M1+R1 eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 4.50 m L 4.00 m Profondità fondazione m 1.47 N γ N q 9.44 N c 4.16 i γ 1.00 i q 1.00 i c 1.00 s γ 0.55 s q 1.76 s c 1.79 b γ 1.00 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.00 d c 1.00 q lim kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ 0,71 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q 0,71 q mm > q lim lim, R1 = = 0,71 N / γ R1 1,0 d 105

109 Verifica condizione A+M+R eccentricità in x [e x] eccentricità in y [e y] B 4.50 m L 4.00 m Profondità fondazione m 1.47 N γ N q N c 6.50 i γ 1.00 i q 1.00 i c 1.00 s γ 0.55 s q 1.61 s c 1.65 b γ 1.00 b q 1.00 b c 1.00 g γ 1.00 g q 1.00 g c 1.00 d γ 1.00 d q 1.00 d c 1.00 q lim kn/m Il carico limite che può gravare sul terreno risulta, quindi, pari a: q lim =q*n q *α q +c'*n c *α c +0.5*B'*γ*N γ *α γ 0,30 N/mm Il valore della resistenza di calcolo vale: q 0,30 q mm > q lim lim, R = = = 0,17 N / γ R 1,8 d 106

110 5.11 Verifica di stabilità dei fronti scavo Il presente paragrafo riporta le verifiche per le tipologie di scavo necessarie, in particolare, alla posa della condotta di derivazione irrigua. Tali verifiche sono state condotte mediante l'utilizzo del codice di calcolo automatico Paratie Plus 01, prodotto da Harpaceas, per analisi non lineare agli elementi finiti, in grado di analizzare modelli costitutivi di tipo lineare elastico non compressibile, lineare elastico compressibile e plastico. L'utilizzo degli algoritmi implementati nel software in parola facilita notevolmente le operazioni, consentendo di seguire interamente il processo in tutte le sue fasi, al fine di individuare il comportamento dei terreni sino a rottura. La metodologia di calcolo adottata è quella descritta al paragrafo della presente relazione. Con riferimento agli elaborati grafici e alle previsioni progettuali si è, dunque, proceduto alla verifica delle sezioni di scavo per la posa in opera della condotta irrigua aventi una profondità variabile da un minimo di circa 3,0 m ad un massimo di circa 4,00 m ed un inclinazione delle sponde pari a circa 60. In corrispondenza della sommità dello scavo è applicato un sovraccarico distribuito pari a 10 kn/m per simulare il transito dei mezzi di cantiere sulla pista di servizio. Per profondità maggiori di 4,0 m è, invece, prevista l esecuzione di scavo armato mediante l utilizzo di apposito sistema di blindaggio metallico. La profondità di falda è stata impostata al di sotto della quota di scavo, in quanto, qualora necessario, dovranno sempre essere preventivamente eseguite le necessarie operazioni di drenaggio e agottamento dei fondi scavo. Si riportato, quindi, nel seguito i risultati ottenuti sulla base dei criteri di verifica descritti al paragrafo 4.1 della relazione. 107

111 FRONTE SCAVO H = 3,0 m condizione A+M+R Applicando il coefficiente parziale delle resistenze γ R pertinente alla verifica di stabilità in argomento R (γ R = 1,1) si ottiene, pertanto un coefficiente di sicurezza globale pari a: 1,4 / 1,1 1,13 > 1,0 Il quale può essere ritenuto compatibile con le situazioni cantieristiche di scavo provvisorio. 108

112 FRONTE SCAVO H = 4,00 m condizione A+M+R Applicando il coefficiente parziale delle resistenze γ R pertinente alla verifica di stabilità in argomento R (γ R = 1,1) si ottiene, pertanto un coefficiente di sicurezza globale pari a: 1,18 / 1,1 1,07 > 1,0 Il quale può essere ritenuto compatibile con le situazioni cantieristiche di scavo provvisorio. Si evidenzia, infine, che, in dipendenza da situazioni a valenza locale, in fase di attività di cantiere potranno essere impartite da parte della Direzione Lavori e dal Coordinatore per la sicurezza in esecuzione, prescrizioni particolari circa ulteriori accorgimenti da adottare per la risoluzione di situazioni di dettaglio quali il ricorso a sagomatura delle pareti di scavo, a puntellamenti provvisori o all estensione in altezza e in lunghezza delle armature di scavo, sulla base anche di quanto previsto tra gli apprestamenti per la sicurezza (PSC). 109

113 5.1 Verifica di stabilità delle opere provvisionali a sostegno degli scavi Il presente paragrafo riporta le verifiche relative alle opere provvisionali (palancole metalliche e paratie in micropali) progettualmente previste al fine del supporto provvisorio degli scavi durante la realizzazione delle porzioni dei manufatti in c.a. poste a maggiore profondità e per le quali il semplice scavo in sezione, sia per ragioni di sicurezza che di spazi disponibili, non risulta adeguatamente applicabile. In particolare, i manufatti per i quali è previsto il supporto degli scavi tramite l utilizzo di strutture di sostegno provvisionali e la relativa tipologia sono nel seguito elencate: Nodo B : - palancole metalliche tipo Larssen profilo L 704 h 5,0 m e 8,0 m; - paratie in micropali in acciaio e cls 139,7 mm, sp. 8,0 mm, h max 9,0 m. Nodo C : palancole metalliche tipo Larssen profilo L 704 h 6,0 m. Nodo D : palancole metalliche tipo Larssen profilo L 704 h 5,0 m. Nodo F : palancole metalliche tipo Larssen profilo L 704 h 5,0 m. Nodo G : palancole metalliche tipo Larssen profilo L 704 h 5,0 m. Nodo H : palancole metalliche tipo Larssen profilo L 704 h 5,0 m. Nodo I : palancole metalliche tipo Larssen profilo L 704 h 5,0 m. Le verifiche geotecniche di stabilità sono state condotte sempre mediante l'utilizzo del codice di calcolo automatico Paratie Plus 01, precedentemente descritto. La metodologia generale di calcolo adottata è quella descritta ai paragrafi 4.1 e della presente relazione, ovvero quella dell'equilibrio limite, con l obbiettivo di valutare i fattori di sicurezza delle opere di sostegno secondo le combinazioni previste dal D.M Le opere provvisionali in progetto sono state, quindi, considerate del tipo a mensola, utilizzando il metodo di calcolo specifico free-earth. Il fattore di sicurezza globale è definito come la profondità di infissione effettiva sulla profondità di infissione reale ad un fattore di sicurezza pari a 1, utilizzando la stessa configurazione di pressione. Il codice di calcolo determina, quindi, la quota della paratia / palancola dove il momento agente eguaglia il momento resistente; tale quota è impostata come la profondità necessaria per avere un FS rotazione = 1.0. In questo modo, le forze orizzontali non sono in equilibrio e, per paratie stabili, la resistenza passiva è più grande di quella attiva (il taglio sulla paratia non è automaticamente bilanciato). Il software calcola, quindi, un fattore di sicurezza globale rapportando i momenti resistenti e agenti e anche un fattore di sicurezza all'infissione basato solo sulla profondità. 110

114 Mediante la suddetta modellazione sono stati, quindi, determinati i coefficienti di sicurezza pertinenti alle seguenti verifiche: traslazione, rotazione, infissione, definiti come segue: FS traslazione = Risultanti forze resistenti Risultante forze instabilizzanti > 1,0 FS rotazione Momento risultante dalle forze resistenti = > 1,0 Momento risultante dalle forze instabilizzanti FS Lunghezza infissione paratia / palancola = Massima lunghezza di infissione richiesta inf issione > 1,0 dove per massima infissione richiesta si intende la lunghezza maggiore calcolata imponendo FS = 1 nelle equazioni precedenti. Si è, infine, verificato che: gli spostamenti in esercizio delle opere provvisionali in progetto siano compatibili con la loro funzionalità cantieristica e le condizioni di sicurezza degli scavi, mantenendosi sempre entro un valore limite di 5,0 cm; le massime tensioni indotte sulle mebrature delle paratie e delle palancole risultino inferiori rispetto ai valori ammissibili dell acciaio impiegato per la loro realizzazione: S355 (acciaio tipo Fe 510 tensione di snervamento 355 N/mm ). La modellazione ha fatto riferimento ai parametri geotecnici del terreno riportati al paragrafo 3.1, e a condizioni drenate. Si evidenzia a tal proposito che, qualora necessario, durante le varie fasi di scavo e di realizzazione dei manufatti in c.a. dovrà essere previsto il drenaggio e l agottamento delle acque di falda utilizzando il sistema well-point o, in alternativa, mediante un adeguato sistema di pompe sommerse. Il livello di falda nei modelli di calcolo è stato, pertanto, considerato sempre al di sotto della quota di scavo. Le pressioni dell acqua sulle opere di sostegno sono state determinate per mezzo di un flow-net monodimensionale semplificato, immaginando cioè un unica linea di flusso a ridosso dell opera (paratia o palancola). 111

115 5.1.1 Fasi di analisi Le fasi di analisi della modellazione degli scavi con le suddette opere provvisionali sono le seguenti: Fase zero: la simulazione numerica di un generico problema geotecnico richiede generalmente che sia prevista una fase zero coincidente con la configurazione a riposo nella quale viene riprodotto lo stato tensionale supposto esistente nel terreno prima di ogni intervento. La configurazione zero deve prevedere uno step di carico in cui tutti gli elementi terreno siano presenti e bilanciati tra monte e valle; la quota di scavo coincide inoltre con la quota del piano di campagna e la freatica a monte e a valle sono alla stessa quota. La soluzione relativa a questo primo step porta ad un campo di spostamenti nodali ovunque nullo e quindi ad uno stato tensionale nullo negli elementi trave che simulano i diaframmi. Negli elementi terreno vi sarà per contro uno stato tensionale non nullo ma relativo a condizioni indisturbate, cioè la pressione verticale funzione della quota del piano di campagna e dei sovraccarichi ed una pressione orizzontale legata alla precedente attraverso il coefficiente di spinta a riposo. Alla pressione orizzontale così calcolata si sommano gli effetti di pressioni iniziali dovute a sovraccarichi concentrati calcolate sulla base di formule della teoria dell elasticità. Si suppone in pratica che l inserimento della parete, prima dello scavo, perturbi di poco lo stato tensionale nel terreno. Una o più fasi di scavo: un passo dell analisi incrementale coincidente con l abbassamento della quota di fondo scavo viene simulato come segue. Viene assegnata, per questo passo, una quota di fondo scavo inferiore a quella dei passi precedenti; Il codice di calcolo rimuove automaticamente gli elementi terreno al di sopra della quota di fondo scavo, perturbando la configurazione di equilibrio nella fase precedente. L equilibrio viene ristabilito, con una procedura iterativa, a prezzo di una variazione del quadro deformativo. Se non è possibile raggiungere una nuova configurazione rispettosa sia dell equilibrio che della condizione di rottura del terreno, il processo iterativo non converge. Durante le fasi di scavo, può essere prescritto l abbassamento della freatica all interno dello scavo. In tutte le fasi di scavo è stata prevista l applicazione di un sovraccarico distribuito di intensità pari a 10 kn/m a lato scavo, per simulare l eventuale stazionamento o transito di mezzi 11

116 d opera durante le fasi costruttive di cantiere Coefficienti di spinta attiva e passiva Nell analisi all equilibrio limite, il programma determina dapprima su quale lato si genera la spinta attiva; successivamente esamina se la superficie del terreno presenta lo stesso angolo di inclinazione su entrambi i lati. In tal caso, viene utilizzata l equazione teorica esatta. Se la superficie del terreno è irregolare, il programma utilizza il metodo dei cunei sul lato in cui si rende necessario. Le pressioni orizzontali dovute al terreno sono calcolate in modo da tenere in conto tutti gli effetti, incluso l attrito terra-muro. I valori di k a e k p sono calcolati automaticamente in ogni fase ipotizzando un angolo d attrito terra-muro non nullo, col metodo di Coulomb secondo le seguenti equazioni: k a k p = = cos cos β cos β cos ( β + δ ) ( β δ ) cos 1 + cos 1 ( ϕ' β ) sen( δ + ϕ' ) sen( ϕ' i) cos( β + δ ) cos( β i) ( ϕ' + β ) sen( δ + ϕ' ) sen( ϕ' + i) cos( β δ ) cos( β i) dove: h = altezza della parte interrata di parete; ϕ = angolo di resistenza a taglio che caratterizza il terreno; β è l'inclinazione del paramento dell opera di sostegno rispetto alla verticale; δ è l'angolo di attrito tra muro e terreno; i è l'inclinazione del piano campagna rispetto all'orizzontale. Quando il profilo del terreno è irregolare, il programma calcola il coefficiente di spinta attiva e passiva applicando il metodo di Coulomb iteratamente a ciascun tratto caratterizzato dalla stessa pendenza. Questa procedura è chiamata, appunto, metodo dei cunei e fornisce i coefficienti che massimizzano e minimizzano, rispettivamente, la spinta a monte e a valle. Si vedano, al tal proposito le figure seguenti: 113

117 Figura 4 Ricerca del cuneo di spinta attiva col metodo di Coulomb. Figura 5 Ricerca del cuneo di spinta passiva col metodo di Coulomb. 114

118 Il coefficiente k p può essere calcolato anche con il metodo di Lancellotta (NAVFAC 1971). Figura 6 Grafico NAVFAC (1971) per il calcolo dei coefficienti di spinta del terreno. 115

119 5.1.3 Risultati ottenuti Con riferimento agli elaborati grafici, alle previsioni progettuali e sulla base dei criteri di modellazione e di verifica descritti ai paragrafi precedenti, per ciascuna tipologia di opera provvisionale di supporto prevista in progetto e su elencata si riportano, quindi, nel seguito i risultati ottenuti per le condizioni di verifica più critiche (A+M+R) e per la fase di scavo alla massima profondità. NODI B FASE 1, NODI D, F, G, H, I PALANCOLE METALLICHE H = 5,0 m NODO C PALANCOLE METALLICHE H = 6,0 m 116

120 NODO B FASE 3 PALANCOLE METALLICHE H = 8,0 m NODO B FASE PARATIE MICROPALI SEZIONE F-F 117

121 NODO B FASE PARATIE MICROPALI SEZIONE G-G La tabella seguente riassume, infine, i risultati di calcolo per ogni tipologia di opera di sostegno provvisionale in progetto: TABELLA DI SINTESI RISULTATI DI CALCOLO Opera di sostegno provvisionale FS minimo [-] Spostamento massimo [cm] Palancole H 5,0 m 1,3 0,3 Palancole H 6,0 m 1,1 1,1 Palancole H 8,0 m 1,4,7 Paratie nodo B sez. F-F Paratie nodo B sez. G-G sx 3, dx 3, sx 3, dx 4, 1,4 1, 118