DESCRIZIONE SINTETICA DEGLI INTERVENTI

Transcript

1

2 INDICE 1. PREMESSA 1. DESCRIZIONE SINTETICA DEGLI INTERVENTI 1 3. SINTESI DELLO STUDIO GEOLOGICO INQUADRAMENTO GEOLOGICO GENERALE 1 4. CARATTERIZZAZIONE GEOTECNICA DEI TERRENI 1 5. CALCOLI GEOTECNICI CAPACITÀ PORTANTE DEL TERRENO DI FONDAZIONE 3 6. AZIONI SULLA STRUTTURA E COMBINAZIONI DI CALCOLO SOFTWARE UTILIZZATO CODICE DI CALCOLO, SOLUTORE E AFFIDABILITÀ DEI RISULTATI VALUTAZIONE DEI RISULTATI E GIUDIZIO MOTIVATO SULLA LORO ACCETTABILITÀ TOLLERANZE TABULATI DI CALCOLO E VERIFICHE GEOTECNICHE 1

3 1. PREMESSA La presente relazione riguarda i calcoli geotecnici effettuati a supporto degli interventi strutturali previsti nell ambito delle opere che fanno parte dell intervento di Realizzazione di un tratto fognario in Via Gerasa - C.da Cresta" nel Comune di Naso. Dopo una sintetica descrizione delle opere (interventi e principali lavorazioni) e dei principali risultati dello studio geologico, si riferisce sulle problematiche geotecniche legate alla realizzazione degli interventi in questione, riportando i risultati delle verifiche svolte in merito alla capacità portante dei terreni di fondazione nei confronti dei manufatti in progetto.. DESCRIZIONE SINTETICA DEGLI INTERVENTI Nell ambito dell intervento in questione la fondazione oggetto del presente studio geotecnico è una platea di spessore 30 cm dell impianto di sollevamento; Come già affermato nella relazione strutturale vi sono altri impianti di sollevamento nel territorio nasi tano anch essi completamente interrati e ricadenti su aree aventi le medesime caratteristiche geotecniche. 3. SINTESI DELLO STUDIO GEOLOGICO 3.1 INQUADRAMENTO GEOLOGICO GENERALE Dal punto di vista litologico i siti in cui è prevista la realizzazione delle vasche, ricadono all interno dello stesso litotipo, e pertanto, sulla base delle valutazioni scaturite dall osservazione diretta degli elementi litologici e stratigrafici ricavati dal rilievo geologico di superficie, si fornisce un unica schematizzazione geostratimetrica tipo. le vasche saranno interrate ed interesseranno un substrato che, a partire dall alto, risulta costituito da: CA: copertura alterata costituita principalmente da limi, argille residuali e sostanza organica con presenza di ciottoli ed elementi litici eterometrici di natura varia. lo spessore di tale strato si aggira intorno a,00 m; 1

4 AL: limi sabbiosi e argillosi brunasti mediamente consistenti ed addensati. lo spessore di questo litotipo desunto da considerazioni geologiche di carattere generale si presume abbastanza elevato. Per quanto riguarda, invece, la posa in opera delle tubazioni delle condotte è previsto uno scavo di larghezza alla base della sezione di 50 cm, incrementata fino a 80 cm nel caso in cui nella stessa sezione sia anche posata la condotta premente, e profondità variabile da 1.0 a 1.80 m. Pertanto, si ha: E evidente tuttavia, considerato il notevole sviluppo planimetrico delle opere da realizzare che gli spessori e la composizione litologica sopra schematizzata possa subire delle variazioni sia in senso laterale, sia in senso verticale, variazioni che rientrano, comunque, nell ambito delle formazioni sopra descritte. 4. CARATTERIZZAZIONE GEOTECNICA DEI TERRENI Dal punto di vista geologico-tecnico il complesso litologico prevalente presenta caratteristiche di rocce eterogenee, caratterizzate da alternanze di terreni duri a comportamento lapideo e di terreni pelitico-argillosi a comportamento pseudo coerente. Per le verifiche di progetto, si riporta, a titolo orientativo, nella tabella sottostante (tab.1) il range di valori da assegnare alle unità litotecniche riscontrate nelle aree interessate dalle opere da realizzare. STRATO Spessore (m) φ ( ) C (kg/cmq) γ (kn/m3) COPERTURA ALTERATA (CA) LIMI SABBIOSI E ARGILLOSI (AL) Tab. 1: parametri geomeccanici delle unità litotecniche presenti sui siti presi in esame. Ai fini dei calcoli, sono stati utilizzati i seguenti parametri geotecnici in via cautelativa: γ=,1 T/m3 c = 0,00 kg/cm φ = 36,0

5 5. CALCOLI GEOTECNICI I calcoli geotecnici riguardano essenzialmente la determinazione della capacità portante del terreno di fondazione dei manufatti sopra individuati. 5.1 CAPACITÀ PORTANTE DEL TERRENO DI FONDAZIONE Di seguito si procederà al calcolo della capacità portante del terreno di fondazione e alla verifica secondo la normativa vigente della fondazione du tipo superficiale dei manufatti in progetto. NORMATIVE DI RIFERIMENTO Norme tecniche per le Costruzioni 008 Norme tecniche per le costruzioni D.M. 14 gennaio 008. Eurocodice 7 Progettazione geotecnica Parte 1: Regole generali. Eurocodice 8 Indicazioni progettuali per la resistenza sismica delle strutture - Parte 5: Fondazioni, strutture di contenimento ed aspetti geotecnici. Carico limite di fondazioni su terreni Il carico limite di una fondazione superficiale può essere definito con riferimento a quel valore massimo del carico per il quale in nessun punto del sottosuolo si raggiunge la condizione di rottura (metodo di Frolich), oppure con riferimento a quel valore del carico, maggiore del precedente, per il quale il fenomeno di rottura si è esteso ad un ampio volume del suolo (metodo di Prandtl e successivi). Prandtl ha studiato il problema della rottura di un semispazio elastico per effetto di un carico applicato sulla sua superficie con riferimento all'acciaio, caratterizzando la resistenza a rottura con una legge del tipo: τ = c + σ tg ϕ valida anche per i terreni. Le ipotesi e le condizioni introdotte dal Prandtl sono le seguenti: Materiale privo di peso e quindi γ=0 3

6 Comportamento rigido - plastico Resistenza a rottura del materiale esprimibile con la relazione τ=c + σ tgϕ Carico uniforme, verticale ed applicato su una striscia di lunghezza infinita e di larghezza b (stato di deformazione piana) Tensioni tangenziali nulle al contatto fra la striscia di carico e la superficie limite del semispazio. All'atto della rottura si verifica la plasticizzazione del materiale racchiuso fra la superficie limite del semispazio e la superficie GFBCD. Nel triangolo AEB la rottura avviene secondo due famiglie di segmenti rettilinei ed inclinati di 45 +ϕ/ rispetto all'orizzontale. Nelle zone ABF e EBC la rottura si produce lungo due famiglie di linee, l'una costituita da segmenti rettilinei passanti rispettivamente per i punti A ed E e l'altra da archi di de famiglie di spirali logaritmiche. I poli di queste sono i punti A ed E. Nei triangoli AFG e ECD la rottura avviene su segmenti inclinati di ±(45 + ϕ/ ) rispetto alla verticale. b G A E D F B C Individuato così il volume di terreno portato a rottura dal carico limite, questo può essere calcolato scrivendo la condizione di equilibrio fra le forze agenti su qualsiasi volume di terreno delimitato in basso da una qualunque delle superfici di scorrimento. Si arriva quindi ad una equazione q =B c, dove il coefficiente B dipende soltanto dall'angolo di attrito ϕ del terreno. πtgϕ B = cot gϕ (45 + ϕ / ) 1 e tg Per ϕ =0 il coefficiente B risulta pari a 5.14, quindi q=5.14 c. 4

7 Nell'altro caso particolare di terreno privo di coesione (c=0,γ 0) risulta q=0, secondo la teoria di Prandtl, non sarebbe dunque possibile applicare nessun carico sulla superficie limite di un terreno incoerente. Da questa teoria, anche se non applicabile praticamente, hanno preso le mosse tutte le ricerche ed i metodi di calcolo successivi. Infatti Caquot si pose nelle stesse condizioni di Prandtl ad eccezione del fatto che la striscia di carico non è più applicata sulla superficie limite del semispazio, ma a una profondità h, con h b; il terreno compreso tra la superficie e la profondità h ha le seguenti caratteristiche: γ 0, ϕ=0, c=0 e cioè sia un mezzo dotato di peso ma privo di resistenza. Risolvendo le equazioni di equilibrio si arriva all'espressione: q = A γ1 + B c che è sicuramente è un passo avanti rispetto a Prandtl, ma che ancora non rispecchia la realtà. 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. Sotto l'azione del carico trasmesso dalla fondazione il terreno che si trova a contatto con la fondazione stessa tende a sfuggire lateralmente, ma ne è impedito dalle resistenze tangenziali che si sviluppano fra la fondazione ed il terreno. Ciò comporta una modifica dello stato tensionale nel terreno posto direttamente al di sotto della fondazione; per tenerne conto Terzaghi assegna ai lati AB ed EB del cuneo di Prandtl una inclinazione ψ rispetto all'orizzontale, scegliendo il valore di ψ in funzione delle caratteristiche meccaniche del terreno al contatto terreno-opera di fondazione. L'ipotesi γ =0 per il terreno sotto la fondazione viene così superata ammettendo che le superfici di rottura restino inalterate, l'espressione del carico limite è quindi: q =A γ h + B c + C γ b in cui C è un coefficiente che risulta funzione dell'angolo di attrito ϕ 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. 5

8 Un ulteriore contributo è stato apportato da Terzaghi sull'effettivo comportamento del terreno. Nel metodo di Prandtl si ipotizza un comportamento del terreno rigido-plastico, Terzaghi invece ammette questo comportamento nei terreni molto compatti. In essi, infatti, la curva carichi-cedimenti presenta un primo tratto rettilineo, seguito da un breve tratto curvilineo (comportamento elasto-plastico); la rottura è istantanea ed il valore del carico limite risulta chiaramente individuato (rottura generale). 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 di prendere in considerazione il carico limite il valore che si calcola con la formula precedente introducendo però dei valori ridotti delle caratteristiche meccaniche del terreno e precisamente: tgϕrid = /3 tgϕ e crid= /3 c Esplicitando i coefficienti della formula precedente, la formula di Terzaghi può essere scritta: qult = c Nc sc + γ D Nq γ B Nγ sγ dove: Nq = cos a (45 + ϕ / ) (0.75π ϕ /)tanϕ a = e N c = ( N q 1) cotϕ tanϕ K p γ Nγ = 1 cos ϕ Formula di Meyerhof (1963) Meyerhof propose una formula per il calcolo del carico limite simile a quella di Terzaghi.; le differenze consistono nell'introduzione di ulteriori coefficienti di forma. Egli introdusse un coefficiente sq che moltiplica il fattore Nq, fattori di profondità di e di pendenza ii per il caso in cui il carico trasmesso alla fondazione è inclinato sulla verticale. 6

9 I valori dei coefficienti N furono ottenuti da Meyerhof ipotizzando vari archi di prova BF (v. meccanismo Prandtl), mentre il taglio lungo i piani AF aveva dei valori approssimati. I fattori di forma tratti da Meyerhof sono di seguito riportati, insieme all'espressione della formula. Carico verticale qult = c Nc sc dc+ γ D Nq sq dq+ 0.5 γ B Nγ sγ dγ Carico inclinato qul t=c Nc ic dc+ γ D Nq iq dq γ B Nγ iγ dγ fattore di forma: π tanϕ N q = e tan N c = ( N q 1) cotϕ Nγ = N q ( 45 + ϕ / ) ( 1) tan( 1.4ϕ ) fattore di profondità: B s c = 1+ 0.k p L s q = sγ = k p B L per ϕ > 10 per ϕ = 0 inclinazione: D d c = k p B d q = dγ = k p d q = dγ = 1 D B per ϕ > 10 per ϕ = 0 dove : Kp = tan (45 +ϕ/) θ i c = iγ = 1 90 θ iγ = 1 ϕ iγ = 0 per ϕ > 0 per ϕ = 0 θ = Inclinazione della risultante sulla verticale. Formula di Hansen (1970) E' una ulteriore estensione della formula di Meyerhof; le estensioni consistono nell'introduzione di bi che tiene conto della eventuale inclinazione sull'orizzontale del piano di 7

10 posa e un fattore gi per terreno in pendenza. La formula di 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. Per valori di D/B <1 Per valori D/B>1: D d c = B d q = 1 + tanϕ (1 sinϕ ) D B Nel caso ϕ = 0 1 D d c = tan B 1 D d q = 1 + tanϕ (1 sinϕ ) tan B D/B d'c Nei fattori seguenti le espressioni con apici (') valgono quando ϕ=0. Fattore di forma: Fattore di profondità: B s ' = 0. ' c L N q B s c = 1+ N c L s c = 1 per fondazioni nastriformi B s q = 1+ tanϕ L sγ = B L 8

11 Fattori di inclinazione del carico d ' = 0.4k ' c d c = k d q = 1+ tan ϕ (1 sin ϕ ) k dγ = 1 D D k = se B B = tan 1 D k B per qualsiasi ϕ 1 se D B > 1 ' H i c = A c f a 1 i q i c = i q N q H i q = 1 cot V + A c ϕ f a 5 0.7H iγ = 1 cot V + A c ϕ f a 5 (0.7 η / 450) H iγ = 1 cot V + A c ϕ f a ( η = 0) ( η > 0) Fattori di inclinazione del terreno (fondazione su pendio): ' β gc = 147 β gc = = (1 0.5 tan β ) 5 gq gγ = Fattori di inclinazione del piano di fondazione (base inclinata): ' η b c = 147 η b c = b q = exp( η tanϕ) b q = exp(.7η tanϕ) Formula di Vesic (1975) La formula di Vesic è analoga alla formula di Hansen, con Nq ed Nc come per la formula di Meyerhof ed Nγ come sotto riportato: 9

12 Nγ=(Nq+1)*tan(ϕ) I fattori di forma e di profondità che compaiono nelle formule del calcolo della capacità portante sono uguali a quelli proposti da Hansen; alcune differenze sono invece riportate nei fattori di inclinazione del carico, del terreno (fondazione su pendio) e del piano di fondazione (base inclinata). Formula Brich-Hansen (EC 7 EC 8) Affinché una fondazione possa resistere il carico di progetto con sicurezza nei riguardi della rottura generale, per tutte le combinazioni di carico relative allo SLU (stato limite ultimo), deve essere soddisfatta la seguente disuguaglianza: Vd Rd Dove Vd è il carico di progettto allo SLU, 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 o 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. Il carico limite di progetto in condizioni non drenate si calcola come: Dove: R/A = ( + π) cu sc ic +q A = B L area della fondazione efficace di progetto, intesa, in caso di carico eccentrico, come l area ridotta al cui centro viene applicata la risultante del carico. cu Coesione non drenata. q pressione litostatica totale sul piano di posa. sc Fattore di forma sc = 1 + 0, (B /L ) sc = 1, per fondazioni rettangolari Per fondazioni quadrate o circolari. ic Fattore correttivo per l inclinazione del carico dovuta ad un carico H. ( + 1 H / A' ) ic = 0,5 1 c u 10

13 Per le condizioni drenate il carico limite di progetto è calcolato come segue. Dove: Fattori di forma s q s q s = 1+ ( B' / L' ) senφ' per forma rettangolare R/A = c Nc sc ic + q Nq sq iq + 0,5 γ B Nγ sγ iγ N N N q c γ = e = 1+ senφ' per forma quadrata o circolare γ = 1 0,3( B' / L' ) per forma rettangolare s = 0,7 γ per forma quadrata o circolare s c ( s N 1) /( N 1) q q q = = π tan ϕ ' tan ( Nq 1) cotφ' ( N 1) tanφ' q ( 45 + φ' / ) = per forma rettangolare, quadrata o circolare. Fattori inclinazione risultante dovuta ad un carico orizzontale H parallelo a L iq = i = 1- H / (V + A c cot ) ic = (iq Nq -1) / ( Nq 1) Fattori inclinazione risultante dovuta ad un carico orizzontale H parallelo a B i i i q γ c = = = [ 1 0,7H /( V + A' c' cot φ' )] 3 [ 1 H /( V + A' c' cot φ' )] ( i N 1) /( N 1) q q q 3 Oltre ai fattori correttivi di cui sopra sono considerati quelli complementari della profondità del piano di posa e dell inclinazione del piano di posa e del piano campagna (Hansen). Metodo di Richards et. Al. Richards, Helm e Budhu (1993) hanno sviluppato una procedura che consente, in condizioni sismiche, di valutare sia il carico limite sia i cedimenti indotti, e quindi di procedere alle verifiche di entrambi gli stati limite (ultimo e di danno). La valutazione del carico limite viene perseguita mediante una semplice estensione del problema del carico limite al caso della presenza di forze di inerzia nel terreno di fondazione dovute al sisma, mentre la stima dei cedimenti viene ottenuta 11

14 mediante un approccio alla Newmark (cfr. Appendice H di Aspetti geotecnici della progettazione in zona sismica Associazione Geotecnica Italiana ). Glia autori hanno esteso la classica formula trinomia del carico limite: q L = N q + N c + 0.5N γ B q c γ Dove i fattori di capacità portante vengono calcolati con le seguenti formule: N c ( N 1) cot( φ) = q N = q K K pe AE N γ K = K pe AE 1 tan ( ρ ) AE Esaminando con un approccio da equilibrio limite, un meccanismo alla Coulomb e portando in conto le forze d inerzia agenti sul volume di terreno a rottura. In campo statico, il classico meccanismo di Prandtl può essere infatti approssimato come mostrato nella figura che segue, eliminando la zona di transizione (ventaglio di Prandtl) ridotta alla sola linea AC, che viene riguardata come una parete ideale in equilibrio sotto l azione della spinta attiva e della spinta passiva che riceve dai cunei I e III: Schema di calcolo del carico limite (ql) Gli autori hanno ricavato le espressioni degli angoli ρa e ρp che definiscono le zone di spinta attiva e passiva, e dei coefficienti di spinta attiva e passiva KA e KP in funzione dell angolo di attrito interno f del terreno e dell angolo di attrito d terreno parete ideale: 1

15 ρ ρ A P = ϕ + tan 1 = ϕ + tan 1 tan tan ( ϕ) ( tan( ϕ) cot( ϕ) ) ( 1+ tan( δ ) cot( ϕ) ) tan( ϕ) ( ) ( ( ) ( )) 1+ tan δ tan ϕ + cot ϕ ( ϕ) ( tan( ϕ) cot( ϕ) ) ( 1+ tan( δ ) cot( ϕ) ) + tan( ϕ) ( ) ( ( ) ( )) 1+ tan δ tan ϕ + cot ϕ K A K P = cos = cos ( δ ) ( δ ) cos sin cos sin ( ϕ) ( ϕ + δ ) sin( ϕ) cos( δ ) ( ϕ) ( ϕ + δ ) sin( ϕ) cos( δ ) E comunque da osservare che l impiego delle precedenti formule assumendo φ=0.5δ, conduce a valore dei coefficienti di carico limite molto prossimi a quelli basati su un analisi alla Prandtl. Richards et. Al. hanno quindi esteso l applicazione del meccanismo di Coulomb al caso sismico, portando in conto le forze d inerzia agenti sul volume di terreno a rottura. Tali forze di massa, dovute ad accelerazioni kh g e kv g, agenti rispettivamente in direzione orizzontale e verticale, sono a loro volta pari a kh γ e kv γ. Sono state così ottenute le estensioni delle espressioni di ρa e ρp, nonché di KA e KP, rispettivamente indicate come ρae e ρpe e come KAE e KPE per denotare le condizioni sismiche: ρ AE = ( ϕ ϑ) + tan 1 ( 1+ tan ( ϕ ϑ) ) [ 1+ tan( δ + ϑ) cot( ϕ ϑ) ] tan( ϕ ϑ) ( ) ( ( ) ( )) 1+ tan δ + ϑ tan ϕ ϑ + cot ϕ ϑ ρ PE = ( ϕ ϑ) + tan 1 ( 1+ tan ( ϕ ϑ) ) [ 1+ tan( δ + ϑ) cot( ϕ ϑ) ] tan( ϕ ϑ) ( ) ( ( ) ( )) 1+ tan δ + ϑ tan ϕ ϑ + cot ϕ ϑ K AE K PE = cos = cos ( ϑ) cos( δ + ϑ) ( ϑ) cos( δ + ϑ) cos 1 + cos 1 ( ϕ ϑ) sin( ϕ + δ ) sin( ϕ ϑ) cos( δ + ϑ) ( ϕ ϑ) sin( ϕ + δ ) sin( ϕ ϑ) cos( δ + ϑ) 13

16 I valori di Nq e Nγ sono determinabili ancora avvalendosi delle formule precedenti, impiegando naturalmente le espressioni degli angoli ρae e ρpe e dei coefficienti KAE e KPE relative al caso sismico. In tali espressioni compare l angolo θ definito come: kh tan( θ ) = 1 k Nella tabella che segue sono mostrati i fattori di capacità portante calcolati per i seguenti valori dei parametri: v φ = 30 δ = 15 Per diversi valori dei coefficienti di spinta sismica: k h /(1-k v ) Nq Nγ Nc E Tabella dei fattori di capacità portante per φ=30 VERIFICA A SLITTAMENTO In conformità con i criteri di progetto allo SLU, la stabilità di un plinto di fondazione deve essere verificata rispetto al collasso per slittamento oltre a quello per rottura generale. Rispetto al collasso per slittamento la resistenza viene valutata come somma di una componente dovuta all adesione e una dovuta all attrito fondazione-terreno; la resistenza laterale derivante dalla spinta passiva del terreno può essere messa in conto secondo una percentuale indicata dell utente. La resistenza di calcolo per attrito ed adesione è valutata secondo l espressione: FRd = Nsd tanδ+ca A Nella quale Nsd è il valore di calcolo della forza verticale, δ è l angolo di resistenza a taglio alla base del plinto, ca è l adesione plinto-terreno e A è l area della fondazione efficace, intesa, in caso di carichi eccentrici, come area ridotta al centro della quale è applicata la risultante. 14

17 CARICO LIMITE DI FONDAZIONI SU ROCCIA Per la valutazione della capacità portante ammissibile delle rocce si deve tener conto di di alcuni parametri significativi quali le caratteristiche geologiche, il tipo di roccia e la sua qualità, misurata con l'rqd. Nella capacità portante delle rocce si utilizzano normalmente fattori di sicurezza molto alti e legati in qualche modo al valore del coefficiente RQD: ad esempio, per una roccia con RQD pari al massimo a 0.75 il fattore di sicurezza varia tra 6 e 10. Per la determinazione della capacità portante di una roccia si possono usare le formule di Terzaghi, usando angolo d'attrito e coesione della roccia, o quelle proposte da Stagg e Zienkiewicz (1968) in cui i coefficienti della formula della capacità portante valgono: N N N q c γ = tan φ φ = 5 tan 45 + = N + 1 q 6 Con tali coefficienti vanno usati i fattori di forma impiegati nella formula di Terzaghi. La capacità portante ultima calcolata è comunque funzione del coefficiente RQD secondo la seguente espressione: ' q = q ult ( RQD) Se il carotaggio in roccia non fornisce pezzi intatti (RQD tende a 0), la roccia viene trattata come un terreno stimando al meglio i parametri c e φ. FATTORI CORRETTIVI SISMICI: PAOLUCCI E PECKER Per tener conto degli effetti inerziali indotti dal sisma sulla determinazione del qlim vengono introdotti i fattori correttivi z: z z z q c γ kh = 1 tgφ = 1 0,3 k = z q 0,35 h Dove Kh è il coefficiente sismico orizzontale. Calcolo coefficienti sismici 15

18 Le NTC 008 calcolano i coefficienti Kh e Kv in dipendenza di vari fattori: Kh = β (amax/g) Kv=±0,5 Kh β = coefficiente di riduzione accelerazione massima attesa al sito; amax = accelerazione orizzontale massima attesa al sito; g = accelerazione di gravità; Tutti i fattori presenti nelle precedenti formule dipendono dall accelerazione massima attesa sul sito di riferimento rigido e dalle caratteristiche geomorfologiche del territorio. amax = SS ST ag SS (effetto di amplificazione stratigrafica): 0.90 Ss 1.80; è funzione di F0 (Fattore massimo di amplificazione dello spettro in accelerazione orizzontale) e della categoria di suolo (A, B, C, D, E). ST (effetto di amplificazione topografica) per fondazioni in prossimità di pendi. Il valore di ST varia con il variare delle quattro categorie topografiche introdotte: T1 (ST = 1.0) T (ST = 1.0) T3(ST =1.0) T4(ST = 1.40). Questi valori sono calcolati come funzione del punto in cui si trova il sito oggetto di analisi. Il parametro di entrata per il calcolo è il tempo di ritorno dell evento sismico che è valutato come segue: TR=-VR/ln(1-PVR) Con VR vita di riferimento della costruzione e PVR probabilità di superamento, nella vita di riferimento, associata allo stato limite considerato. La vita di riferimento dipende dalla vita nominale della costruzione e dalla classe d uso della costruzione (in linea con quanto previsto al punto.4.3 delle NTC). In ogni caso VR dovrà essere maggiore o uguale a 35 anni. Per l'applicazione dell'eurocodice 8 (progettazione geotecnica in campo sismico) il coefficiente sismico orizzontale viene così definito: Kh = agr γi S / (g) agr : accelerazione di picco di riferimento su suolo rigido affiorante, γi: fattore di importanza S: soil factor e dipende dal tipo di terreno (da A ad E). 16

19 ag = agr γi è la design ground acceleration on type A ground. Il coefficiente sismico verticale Kv è definito in funzione di Kh, e vale: Kv = ± 0.5 Kh 6. AZIONI SULLA STRUTTURA E COMBINAZIONI DI CALCOLO I calcoli e le verifiche sono condotti con il metodo semiprobabilistico degli stati limite secondo le indicazioni del D.M. 14 gennaio 008. Per ogni stato limite ultimo deve essere rispettata la condizione: R d E d dove Ed è il valore di progetto dell azione o dell effetto dell azione X k E d E γ k Fk ; ; a γ M = d e Rd è il valore di progetto della resistenza del sistema geotecnico: 1 X k R d R γ k Fk ; ; a γ R γ M = d Gli effetti delle azioni e la resistenza E d sono espressi in funzione delle azioni di progetto γ F F k, dei parametri geotecnici di progetto X k / γ M e della geometria di progetto a d. Nella formulazione della resistenza R d, compare esplicitamente un coefficiente γ R che opera direttamente sulla resistenza del sistema. La verifica della condizione R d E d deve essere effettuata impiegando diverse combinazioni di gruppi di coefficienti parziali, rispettivamente definiti per le azioni (A1 e A), per i parametri geotecnici (M1 e M) e per le resistenze (R1, R e R3). Nel caso delle fondazioni profonde e superficiali, il Testo unitario D.M. 14 Gennaio 008 richiede di verificare la capacità portante, utilizzando almeno uno dei due approcci (1 e ). Nell approccio 1 devono essere verificate due combinazioni di carico, la prima (A1+M1+R1) in cui si applicano coefficienti di amplificazione alle sole azioni (permanenti o variabili, strutturali o geotecniche) e la seconda (A+M+R) in cui si applicano coefficienti di amplificazione alle azioni strutturali variabili e coefficienti di riduzione ai parametri che esprimono le proprietà meccaniche del terreno. L approccio prevede una sola combinazione di carico (A1+M1+R3), in cui sono amplificate le azioni e imposto un coefficiente di sicurezza globale γ R maggiore. 17

20 Nell ambito di ciascun approccio si calcolano in questo modo l azione di progetto E d e la resistenza di progetto R d, che sono già affette dai coefficienti di sicurezza parziali, per cui la verifica impone semplicemente che sia soddisfatta la disuguaglianza R d E d. Il valore di progetto delle azioni E d nei due approcci è calcolata considerando i seguenti coefficienti parziali γ f (Tabella ): E d = γ G G + γ Q Q I coefficienti parziali interessano i carichi permanenti (strutturali), i carichi permanenti portati (non strutturali, terreno e acqua, per i quali, se compiutamente definiti e non variabili nel tempo, si possono adottare i medesimi coefficienti dei carichi permanenti strutturali), e i carichi variabili, definiti favorevoli e sfavorevoli ai fini della verifica di stabilità da eseguire. Coefficienti parziali relativi alle azioni per verifiche DM08 γ f A1 A Permanente sfavorevole γ G 1,3 1,0 Permanente favorevole 1,0 1,0 Permanenti portati sfavorevoli γ G 1,5 1,3 Permanenti portati favorevoli 0 0 Variabile sfavorevole γ Q 1,5 1,3 Variabile favorevole 0 0 Per il calcolo della resistenza di progetto R d i corrispondenti valori di progetto delle proprietà del terreno X d devono essere ricavati dai "valori caratteristici X k " mediante la: dove γ m è il coefficiente parziale (Tabella 3). X d = X k /γ m Granulare Coesivo Coefficienti parziali per i parametri del terreno γ m M1 M tan(' k ) 1,0 1,5 c' k 1,0 1,5 γ 1,0 1,0 cu k 1,0 1,4 γ 1,0 1,0 Per cio che concerne la verifica della portanza dei pali soggetti ai carichi assiali Il valore di progetto R d della resistenza si ottiene a partire dal valore caratteristico R k applicando i coefficienti parziali γ R della Tabella seguente: 18

21 RESISTENZA Simb PALI INFISSI PALI TRIVELLATI PALI AD ELICA CONTINUA γ R (R1) (R) (R3) (R1) (R) (R3) (R1) (R) (R3) Base γ b Laterale in compressione γ s Totale (*) γ t Laterale in trazione γ st Caso b. Con riferimento alle procedure analitiche che prevedano l utilizzo dei parametri geotecnici o dei risultati di prove in sito, il valore caratteristico della resistenza R c,k (o R t,k ) è dato dal minore dei valori ottenuti applicando alle resistenze calcolate R c,cal (R t,cal ) i fattori di correlazione ξ riportati nella Tabella 5, in funzione del numero n di verticali di indagine: R c, k ( Rc, m ) = Min ξ1 media ( ; R c, m ξ ) min R t, k ( Rt, m ) = Min ξ1 media ( ; R t, m ξ ) min I coefficienti di riduzione ζ 1 e ζ per la determinazione della resistenza caratteristica dei pali dai risultati di prove in sito assumono i valori espressi in Tabella 6.4.III del D.M. 14 Gennaio 008 a seconda del numero di verticali indagate. 7. SOFTWARE UTILIZZATO CDSWin Rel.010/a prodotto dalla S.T.S. s.r.l. Software Tecnico Scientifico S.r.l. Via Tre Torri n 11 Compl. Tre Torri Sant Agata li Battiati (CT). 7.1 CODICE DI CALCOLO, SOLUTORE E AFFIDABILITÀ DEI RISULTATI Come previsto al punto 10. delle norme tecniche di cui al D.M l affidabilità del codice utilizzato è stata verificata sia effettuando il raffronto tra casi prova di cui si conoscono i risultati esatti sia esaminando le indicazioni, la documentazione ed i test forniti dal produttore stesso. La S.T.S. s.r.l. a riprova dell affidabilità dei risultati ottenuti fornisce direttamente on-line i test 19

22 sui casi prova ( che si evita di allegare alla presente. Il software è inoltre dotato di filtri e controlli di autodiagnostica che agiscono a vari livelli sia della definizione del modello che del calcolo vero e proprio. I controlli vengono visualizzati, sotto forma di tabulati, di videate a colori o finestre di messaggi. In particolare il software è dotato dei seguenti filtri e controlli: Filtri per la congruenza geometrica del modello di calcolo generato Controlli a priori sulla presenza di elementi non connessi, interferenze, mesh non congruenti o non adeguate. Filtri sulla precisione numerica ottenuta, controlli su eventuali mal condizionamenti delle matrici, verifica dell indice di condizionamento. Controlli sulle verifiche sezionali e sui limiti dimensionali per i vari elementi strutturali in funzione della normativa utilizzata. Controlli e verifiche sugli esecutivi prodotti. 7. VALUTAZIONE DEI RISULTATI E GIUDIZIO MOTIVATO SULLA LORO ACCETTABILITÀ Il software utilizzato permette di modellare analiticamente il comportamento fisico della struttura utilizzando la libreria disponibile di elementi finiti. Le funzioni di visualizzazione ed interrogazione sul modello permettono di controllare sia la coerenza geometrica che le azioni applicate rispetto alla realtà fisica. Inoltre la visualizzazione ed interrogazione dei risultati ottenuti dall analisi quali sollecitazioni, tensioni, deformazioni, spostamenti, reazioni vincolari hanno permesso un immediato controllo con i risultati ottenuti mediante schemi semplificati di cui è nota la soluzione in forma chiusa nell ambito della Scienza delle Costruzioni. Si è inoltre controllato che le reazioni vincolari diano valori in equilibrio con i carichi applicati, in particolare per i valori dei taglianti di base delle azioni sismiche si è provveduto a confrontarli con valori ottenuti da modelli SDOF semplificati. Le sollecitazioni ottenute sulle travi per i carichi verticali direttamente agenti sono stati confrontati con semplici schemi a trave continua. Per gli elementi inflessi di tipo bidimensionale si è provveduto a confrontare i valori ottenuti dall analisi FEM con i valori di momento flettente ottenuti con gli schemi semplificati della Tecnica delle Costruzioni. 0

23 Si è inoltre verificato che tutte le funzioni di controllo ed autodiagnostica del software abbiano dato esito positivo. Per quanto sopra esposto e per i confronti eseguiti si ritiene più che soddisfacente e alquanto attendibile la elaborazione eseguita anche in termini di modellazione della struttura e delle azioni. 7.3 TOLLERANZE Nelle calcolazioni si è fatto riferimento ai valori nominali delle grandezze geometriche ipotizzando che le tolleranze ammesse in fase di realizzazione siano conformi alle euronorme EN EN06 - EN : - Copriferro 5 mm (EC ) - Per dimensioni 150mm ± 5 mm - Per dimensioni =400 mm ± 15 mm - Per dimensioni 500 mm ± 30 mm Per i valori intermedi interpolare linearmente. 7.4 TABULATI DI CALCOLO E VERIFICHE GEOTECNICHE Nel presente paragrafo si riportano i tabulati di calcolo e le verifiche geotecniche effettuate sugli elementi di fondazione delle opere in progetto. Per ciò che concerne le caratteristiche e la validità dei risultati del software di calcolo utilizzato, si rimanda al precedente paragrafo. 1

24 R E L A Z I O N E G E O T E C N I C A Sono illustrati con la presente i risultati dei calcoli che riguardano il progetto delle armature, la verifica delle tensioni di lavoro dei materiali e del terreno. NORMATIVA DI RIFERIMENTO I calcoli sono condotti nel pieno rispetto della normativa vigente e, in particolare, la normativa cui viene fatto riferimento nelle fasi di calcolo, verifica e progettazione è costituita dalle Norme Tecniche per le Costruzioni, emanate con il D.M. 14/01/008 pubblicato nel suppl. 30 G.U. 9 del 4/0/008, nonché la Circolare del Ministero Infrastrutture e Trasporti del Febbraio 009, n. 617 Istruzioni per l applicazione delle nuove norme tecniche per le costruzioni. Per il calcolo delle strutture in oggetto si adotteranno i criteri della Geotecnica e della Scienza delle Costruzioni. CAPACITÀ PORTANTE DI FONDAZIONI SUPERFICIALI La verifica della capacità portante consiste nel confronto tra la pressione verticale di esercizio in fondazione e la pressione limite per il terreno, valutata secondo Brinch-Hansen: dove Caratteristiche geometriche della fondazione: q = carico sul piano di fondazione B = lato minore della fondazione L = lato maggiore della fondazione D = profondità della fondazione α = inclinazione base della fondazione G = peso specifico del terreno B' = larghezza di fondazione ridotta = B - eb L' = lunghezza di fondazione ridotta = L - el Caratteristiche di carico sulla fondazione: H = risultante delle forze orizzontali N = risultante delle forze verticali eb = eccentricità del carico verticale lungo B el = eccentricità del carico verticale lungo L FhB = forza orizzontale lungo B FhL = forza orizzontale lungo L Caratteristiche del terreno di fondazione: β = inclinazione terreno a valle c = cu = coesione non drenata (condizioni U) c = c = coesione drenata (condizioni D) Γ = peso specifico apparente (condizioni U) Γ = Γ = peso specifico sommerso (condizioni D) φ = 0 = angolo di attrito interno (condizioni U) φ = φ = angolo di attrito interno (condizioni D) q lim = q Nq Yq iq dq bq gq sq + c Nc Yc ic dc bc gc sc + 1 G B' Ng Yg ig bg sg Fattori di capacità portante: tan π φ Nq = ( + ) exp( π + tanφ) 4 (Prandtl-Caquot-Meyerhof) Ng = ( Nq + 1) tanφ (Vesic) Nq 1 Nc = tanφ in condizioni D (Reissner-Meyerhof) Nc = 5,14 in condizioni U

25 Indici di rigidezza (condizioni D): G Ir = = indice di rigidezza c' + q' tanφ q ' = pressione litostatica efficace alla profondità B D + E G = = modulo elastico tangenziale (1 + µ ) E = modulo elastico normale µ =coefficiente di Poisson B 3,3 0,45 1 Icr = exp L = indice di rigidezza critico φ' tan(45 ) Coefficienti di punzonamento (Vesic): B 3,07sin φ'log(ir) Yq = Yg = exp 0,6 4,4 tanφ' + in condizioni drenate, per Ir Icr L 1 + sinφ' 1 Yq Yc = Yq Nq tanφ' Coefficienti di inclinazione del carico (Vesic): 1 H ig = ' cot ' N + B L c angφ essendo: m+ 1 1 H iq = N + B L c' cotφ' 1 iq ic = iq Nc tanφ' in condizioni D m H ic =1 B L cu Nc in condizioni U m = mb cos Θ + mlsin B' + mb = L' B' 1+ L' m Θ L' + ml = B' L' 1+ B' Θ = tan 1 Fh B Fh L Coefficienti di affondamento del piano di posa (Brinch-Hansen): D dq = 1+ tanφ(1 sinφ) arctg B' per D > B D dq = 1+ tanφ(1 sinφ) B' per D B 1 dq dc = dq Nc tanφ in condizioni D D dc = 1+ 0,4arc tan B' per D > B in condizioni U D dc = 1+ 0,4 B' per D B in condizioni U Coefficienti di inclinazione del piano di posa: bg = exp(,7α tanφ) bc = bq = exp( α tanφ) in condizioni D 3

26 α bc = in condizioni U bq =1 in condizioni U) Coefficienti di inclinazione del terreno di fondazione: gc = gq = 1 0,5tan β in condizioni D β gc = in condizioni U gq = 1 in condizioni U Coefficienti di forma (De Beer): B' sg = 1 0,4 L' B' sq = 1+ tanφ L ' B' Nq sc = 1+ L' Nc L azione del sisma si traduce in accelerazioni nel sottosuolo (effetto cinematico) e nella fondazione, per l azione delle forze d inerzia generate nella struttura in elevazione (effetto inerziale). Tali effetti possono essere portati in conto mediante l introduzione di coefficienti sismici rispettivamente denominati Khi e Igk, il primo definito dal rapporto tra le componenti orizzontale e verticale dei carichi trasmessi in fondazione ed il secondo funzione dell accelerazione massima attesa al sito. L effetto inerziale produce variazioni di tutti i coefficienti di capacità portante del carico limite in funzione del coefficiente sismico Khi e viene portato in conto impiegando le formule comunemente adottate per calcolare i coefficienti correttivi del carico limite in funzione dell inclinazione, rispetto alla verticale, del carico agente sul piano di posa. Nel caso in cui sia stato attivato il flag per tener conto degli effetti cinematici il valore Igk modifica invece il solo coefficiente Ng; il fattore Ng viene infatti moltiplicato sia per il coefficiente correttivo dell effetto inerziale, sia per il coefficiente correttivo per l effetto cinematico. CAPACITÀ PORTANTE DI FONDAZIONI SU PALI a) Pali resistenti a compressione Il carico ultimo del palo a compressione risulta: Qlim = Qpunta + Qlater - Ppalo - Pattr_neg - In terreni coesivi in condizioni non drenate: Qpunta: RESISTENZA ALLA PUNTA essendo Qpunta = ( Cup Nc + σ v ) Ap Rc Cup = coesione non drenata terreno alla quota della punta Nc = coeff. di capacità portante = 9 σ v = tensione verticale totale in punta Ap = area della punta del palo Rc = coeff. di Meyerhof per le argille S/C D + 1 D + 0,5 Rc = per pali trivellati Rc = D + 1 D D = diametro del palo per pali infissi - In terreni coesivi in condizioni drenate (secondo Vesic): ' v Qpunta = ( µ σ Nq + c' Nc) Ap 4

27 essendo 1+ (1 sinφ') µ = 3 π π φ' Nq = exp ( φ')tanφ' tan ( + ) Irr 3sinφ' 4 Irr = indice di rigidezza ridotta G Irr Ir = indice di rigidezza = ' c' + σ v tanφ' G = modulo elastico di taglio ' σ v = tensione verticale efficace in punta Nc = (Nq - 1) cot φ 4sinφ' 3 3(1+ sinφ' ) - In terreni incoerenti (secondo Berezantzev): essendo Qpunta = σ ' v αq Nq Ap αq = coeff. di riduzione per effetto silos in funzione di L/D Nq = calcolato con φ* secondo Kishida: φ* = φ' 3 per pali trivellati φ* = (φ' + 40 ) / per pali infissi L = lunghezza del palo Qlater: RESISTENZA LATERALE - In terreni coesivi in condizioni non drenate: Qlater = α Cum As essendo Cum = coesione non drenata media lungo lo strato As = area della superficie laterale del palo α = coeff. riduttivo in funzione delle modalità esecutive: - per pali infissi: α = 1 per Cu 5 kpa (0,5 kg/cm ) α = 1-0,011(Cu-5) per 5 < Cu < 70 kpa α = 0,5 per Cu 70 kpa (0,70 kg/cm ) - per pali trivellati: α = 0,7 per Cu 5 kpa (0,5 kg/cm ) α = 0,7-0,008(Cu-5) per 5 < Cu < 70 kpa α = 0,35 per Cu 70 kpa (0,70 kg/cm ) - In terreni coesivi in condizioni drenate: Qlater = (1 sinφ ') σ v ( z) µ As ' essendo ' σ ( z) v = tensione verticale efficace lungo il fusto del palo µ = coefficiente di attrito: µ = tan φ per pali trivellati µ = tan (3/4 φ ) per pali infissi prefabbricati - In terreni incoerenti: Qlater = K σ v ( z) µ As ' essendo 5

28 ' σ v ( z) = tensione verticale efficace lungo il fusto del palo K = coefficiente di spinta: K = (1 - sin φ ) per pali trivellati K = 1 per pali infissi µ = coefficiente di attrito: µ = tanφ per pali trivellati µ = tan(3/4 φ ) per pali infissi prefabbricati Pp: PESO DEL PALO Pattr_neg: CARICO DA ATTRITO NEGATIVO Pattr_neg = 0 in terreni coesivi in condizioni non drenate ' Pattr_neg = As β σ m in terreni incoerenti o coesivi in condizioni drenate essendo β = coeff. di Lambe ' σ m = pressione verticale efficace media lungo lo strato deformabile Il carico ammissibile risulta pari a: dove: Qpunta Qlater Ppalo Pattr _ neg Qamm = + Eg µ P µ L µ P = coefficiente di sicurezza del palo per resistenza di punta ( 3) µ L = coefficiente di sicurezza del palo per resistenza laterale (,5) Eg = coefficiente di efficienza dei pali in gruppo: - in terreni coesivi: a) per plinti rettangolari (secondo Converse-La Barre): D ( n 1) m + ( m 1) n Eg = 1 arc tan i 90mn con m = numero delle file dei pali nel gruppo n = numero di pali per ciascuna fila i = interasse fra i pali b) per plinti triangolari (secondo Barla): D Eg = 1 arc tan 7.05E 03 i c) per plinti rettangolari a cinque pali (secondo Barla): D Eg = 1 arc tan 10.85E 03 i - in terreni incoerenti: Eg = 1 Eg = /3 per pali infissi per pali trivellati b) Pali resistenti a trazione - Il carico ultimo del palo a trazione vale: 6

29 Qlim = Qlater + Ppalo - Il carico ammissibile risulta invece pari a: Qamm = Qlim / µl CAPACITÀ PORTANTE DELLE PLATEE La verifica agli S.L.U. delle platee di fondazione risulta particolarmente difficoltosa poiché tali fondazioni spesso hanno forme non rettangolari e pertanto non è possibile valutarne la capacità portante attraverso le classiche formule della geotecnica. Per potere valutare la portanza delle platee si è quindi implementato un tipo di verifica in cui la fondazione viene modellata per intero (potendo essere costituita, nella forma più generale, da travi rovesce, plinti, pali e platee). In particolare, gli elementi strutturali vengono modellati in campo elastico lineare, mentre il terreno viene modellato come un letto di molle: a) lineari elastiche e non reagenti a trazione per le platee; b) molle non lineari elasto-plastiche non reagenti a trazione per le travi Winkler ed i plinti diretti. Per le molle elastiche delle platee viene calcolato anche il limite elastico, al fine di bloccare il calcolo del moltiplicatore dei carichi qualora venga raggiunto tale limite. Il legame di tipo elastico reagente a sola compressione è ottenuto utilizzando come rigidezza all origine la costante di Winkler del terreno. Il modello così ottenuto è in grado di tenere in conto dell eterogeneità del terreno in maniera puntuale. Su tale modello viene quindi condotta un analisi non lineare a controllo di forza immettendo le forze agenti sulla fondazione. Il calcolo viene interrotto quando le molle delle platee attingono al loro limite elastico o qualora venga raggiunto uno stato di incipiente formazione di cerniere plastiche nelle travi Winkler. In corrispondenza a tali eventi viene calcolato il moltiplicatore dei carichi. CALCOLO DEI CEDIMENTI Il calcolo viene eseguito sulla base della conoscenza delle tensioni nel sottosuolo. essendo σ (z) µ = dz E E = modulo elastico o edometrico σ(z) = tensione verticale nel sottosuolo dovuta all incremento di carico q La distribuzione delle tensioni verticali viene valutata secondo l espressione di Steinbrenner, considerando la pressione agente uniformemente su una superficie rettangolare di dimensioni B e L: q M N V ( V + 1) M N σ ( z) = + arc tan 4π V ( V + V1) V V1 V con: M = B / z N = L / z V = M + N +1 V1 = (M N) 7

30 SPECIFICHE CAMPI TABELLA DI STAMPA Si riporta di seguito la spiegazione delle sigle usate nella tabella di stampa della stratigrafia del terreno sottostante i plinti. Terreno vergine Affondamento Ricoprimento Zfond Terreno definitivo quota < 0 quota zero C.D.Gs.Win quota >0 NOTA: La quota zero di C.D.Gs. Win coincide con la quota numero zero dell'alberello quote di C.D.S. Win ma cambia la convenzione nel segno: infatti in C. D. Gs. le quote sono positive crescenti procedendo verso il basso, mentre in C. D. S. le quote sono positive crescenti verso l'alto. Plinto Q.t.v. Q.t.d. Q.falda InclTer Num Str Sp.str. Peso Sp Fi C' Cu Mod.El. Poisson Coeff. Lambe Gr.Sovr Mod.Ed. : Numero di plinto : quota terreno vergine : quota definitiva terreno : quota falda : inclinazione terreno : Numero dello strato a cui si riferiscono i dati che seguono : Spessore strato. L ultimo strato ha spessore indefinito, pertanto il relativo dato non viene stampato : peso specifico : angolo di attrito interno : coesione drenata : coesione NON drenata : modulo elastico : coeff. Poisson : coefficiente beta di Lambe : grado di sovraconsolidazione : modulo edometrico 8

31 SPECIFICHE CAMPI TABELLA DI STAMPA Si riporta di seguito la spiegazione delle sigle usate nella tabella di stampa della portanza delle fondazioni superficiali (travi Winkler, plinti e piastre) in condizioni drenate e non drenate. Tabella 1: PARAMETRI GEOTECNICI Trave, Plinto o Piastra : Numero elemento Infiss : Infissione base fondazione dal piano campagna Tipo Tabella : Tipo di tabella (M1/M) per i coeff. parziali per i parametri del terreno Gamma : Peso specifico totale di calcolo Fi : Angolo di attrito interno di calcolo in gradi Coes : Coesione drenata di calcolo Mod.El. : Modulo elastico di calcolo Poiss : Coefficiente di Poisson P base : Pressione litostatica base di fondazione in condizioni drenate Indice Rigid. : Indice di rigidezza IndRig Crit. : Indice di rigidezza critico Cu : Coesione non drenata Pbase : Pressione litostatica base di fondazione in cond. non drenate Tabella : COEFFICIENTI DI PORTANZA Trave, Plinto o Piastra : Numero elemento Nc : Coefficiente di portanza di Brinch-Hansen Nq : Coefficiente di portanza di Brinch-Hansen Ng : Coefficiente di portanza di Brinch-Hansen Gc : Coefficiente di inclinazione del terreno Gq : Coefficiente di inclinazione del terreno bc : Coefficiente di inclinazione del piano di posa bq : Coefficiente di inclinazione del piano di posa Igk : Coefficiente per effetti cinematici Comb.Nro : Numero della combinazione di carico Icv : Coefficiente di inclinazione del carico Iqv : Coefficiente di inclinazione del carico Igv : Coefficiente di inclinazione del carico Dc : Coefficiente di affondamento del piano di posa Dq : Coefficiente di affondamento del piano di posa Dg : Coefficiente di affondamento del piano di posa Sc : Coefficiente di forma Sq : Coefficiente di forma Sg : Coefficiente di forma Psic : Coefficiente di punzonamento Psiq : Coefficiente di punzonamento Psig : Coefficiente di punzonamento Tabella 3: PORTANZA (per Risultanti) Trave, Plinto o Piastra : Numero elemento in numerazione calcolo C.D.Gs. Win Asta3d, Filo : Identificativo di input Comb. : Numero della combinazione a cui si riferiscono i dati che seguono Bx' : Base di fondazione ridotta lungo x per eccentricità By' : Base di fondazione ridotta lungo y per eccentricità GamEf : Peso specifico efficace di calcolo QlimV : Carico limite in condiz. drenate o non drenate comprensivo dei Coeff. Parziali R1/R/R3 N : Carico verticale agente Coeff.Sicur. : Minimo tra i rapporti (QlimV/N) tra la condiz. drenata e quella non drenata per la combinazione in esame 9

32 Tra tutte le combinazioni vengono riportati i seguenti dati: Minimo CoeSic : Minimo coefficiente di sicurezza N/Ar : Tensione media agente sull' impronta ridotta Qlim/Ar : Tensione limite sull' impronta ridotta Status Verifica : Si possono avere i seguenti messaggi: OK = Verifica soddisfatta NONVERIF = Non verifica nei seguenti casi: Coefficiente di sicurezza minore di 1 Se Bx=0 o By=0 per eccentricita' eccessiva dei carichi Se QlimV=0 per inclinazione dei carichi eccessiva a causa di forze orizzontali elevate VERIFKO = Verifica impossibile perche non si sono potuti calcolare i coefficienti geotecnici (ad es. a causa di una eccessiva eccentricita dei carichi). SCARICA = Verifica soddisfatta:impronta non sollecitata o in trazione DECOMPR = Verifica soddisfatta: lo sforzo agente sull elemento è di trazione, ma la risultante dei carichi agenti sul terreno è di debole compressione per effetto del peso proprio dell elemento stesso. Tabella 3: PORTANZA (per Tensioni) Trave, Plinto o Piastra : Numero elemento in numerazione calcolo C.D.Gs. Win Asta3d, Filo : Identificativo di input Comb. : Numero della combinazione a cui si riferiscono i dati che seguono Bx' : Base di fondazione ridotta lungo x per eccentricità By' : Base di fondazione ridotta lungo y per eccentricità GamEf : Peso specifico efficace di calcolo SgmLimV : Tensione limite in condiz. drenate o non drenate SgmTerr : Tensione elastica massima sul terreno Coeff.Sicur. : Minimo tra i rapporti (SgmLimV/SgmTerr) tra la condiz. drenata e quella non drenata per la combinazione in esame Tra tutte le combinazioni vengono riportati i seguenti dati: Minimo CoeSic N/Ar Qlim/Ar Status Verifica : Minimo coefficiente di sicurezza : Tensione media agente sull' impronta ridotta : Tensione limite media sull' impronta ridotta (SgmLimV minima) : Si possono avere i seguenti messaggi: OK = Verifica soddisfatta NOVERIF = Non verifica nei seguenti casi: Coefficiente di sicurezza minore di 1 Se Bx=0 o By=0 per eccentricita' eccessiva dei carichi Se SgmLimV=0 per inclinazione dei carichi eccessiva a causa di forze orizzontali elevate SCARICA = Impronta non sollecitata o in trazione DECOMPR = Verifica soddisfatta: lo sforzo agente sull elemento è di trazione, ma la risultante dei carichi agenti sul terreno è di debole compressione per effetto del peso proprio dell elemento stesso. 30

33 SPECIFICHE CAMPI TABELLA DI STAMPA La verifica allo scorrimento delle fondazioni superficiali è stata condotta calcolando la resistenza limite secondo la seguente relazione, che tiene in conto sia il contributo ad attrito che quello coesivo: in cui: V res N tgϕ A C = + γ γ γ γ r g ϕ, g C : Coefficienti parziali per i parametri geotecnici (Tabella 6..II D.M. 008) ϕ r C g r : Coefficienti parziali SLU fondazioni superficiali (Tabella 6.4.I D.M. 008) Si riporta di seguito la spiegazione delle sigle usate nella precedente relazione e nella relativa tabella di stampa. Comb. Tipo Elem. Elem. N.ro N tg ϕ/ g ϕ / : Numero combinazione a cui si riferisce la verifica : Tipo di elemento strutturale: Trave/Plinto/Piastra : Numero dell elemento strutturale (numero Travata/Filo/Nodo3D) in base al tipo elemento : Scarico verticale : Coefficiente attrito di progetto g r C/ g C / g r : Adesione di progetto Area Vres Fh Verifica Locale S(Vres) S(Fh) Verifica Globale : Area ridotta : Resistenza allo scorrimento dell' elemento strutturale : Azione orizzontale trasmessa dall' elemento strutturale : Flag di verifica allo scorrimento del singolo elemento. Se l elemento è collegato al resto della fondazione, la condizione di slittamento del singolo elemento non pregiudica la verifica globale della intera fondazione : Somma dei contributi resistenti dei vari elementi strutturali : Somma dei contributi delle azioni orizzontali trasmesse dai vari elementi strutturali : Flag di verifica globale allo scorrimento della intera fondazione 31