STUDIO DI GEOLOGIA APPLICATA BORGHI DOTT. MARCO

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1 DOTT. GEOLOGO MARCO BORGHI studi consulenza e calcolo di geoingegneria - ricerche idriche - studi geologici e ambientali - indagini geotecniche e geomeccaniche STUDIO DI GEOLOGIA APPLICATA BORGHI DOTT. MARCO RELAZIONE DI FATTIBILITA GEOLOGICA CON INDAGINE GEOLOGICA E GEOTECNICA AI SENSI DEL D.M PRELIMINARE LA REALIZZAZIONE DI UN NUOVO COMPLESSO INDUSTRIALE A GRANDATE (CO) AMBITO RFP5 Relazione a cura di : Dott. Geologo Marco Borghi Novembre 2011 Sede e domicilio fiscale: via Marconi 13, Ceriano Laghetto (MB) tel 02/ / fax 02/

2 Dr. Geol. Marco Borghi INDICE 1. PREMESSA 2. GEOGRAFIA, GEOMORFOLOGIA E GEOLOGIA DELL AREA 3. FATTIBILITA GEOLOGICA 4. INDAGINI GEOGNOSTICHE 5. SISMICITA DELL AREA E CATEGORIA DEI TERRENI DI FONDAZIONE 6. PARAMETRI SISMICI 7. CARATTERIZZAZIONE GEOTECNICA DEL SOTTOSUOLO 8. CALCOLO DEGLI STATI LIMITE - VERIFICA ALLA LIQUEFAZIONE 9. CONCLUSIONI IN APPENDICE: tabelle Dati e grafici prove penetrometriche DPSH e CPT FIG 1 Ubicazione area d intervento FIG 2 Ubicazione prove penetrometriche Stratigrafie pozzi per acqua Stralcio Norme Tecniche per le Costruzioni D.M

3 Dr. Geol. Marco Borghi 1. PREMESSA Su incarico della committenza, nel mese di Ottobre 2011 è stata eseguita un indagine geologica e geotecnica preliminare la realizzazione di una struttura prefabbricata a Grandate (CO) ambito industriale RFP5. Questa relazione, seguendo i dettami della normativa vigente e dello stato dell arte, è finalizzata alla costruzione del modello geologico per poi concludere con la relazione d opera geotecnica. L indagine è stata eseguita ai sensi del D.M e secondo quanto prescritto dallo studio geologico di supporto al PRG - PGT (ex L.R. 41/97 - L.R. 12/05). Nei valori numerici esposti, come separatore decimale viene usato il simbolo. (punto). 2. GEOGRAFIA, GEOMORFOLOGIA E GEOLOGIA DELL AREA L area di indagine è collocata nell'ambito delle Prealpi comasche ad una quota di circa 300 m s.l.m. La geologia di questo settore prealpino è caratterizzata dalla presenza di rilievi morenici ed in substrato oligo-miocenico incisi dalle alluvioni attuali e recenti. Nella cartografia geologica (foglio carta Geologica d Italia n 32 Como) il sito investigato si trova ubicato sulle alluvioni recenti della valle del torrente Seveso. Nei fori di sondaggio si è rilevata la presenza della falda freatica a 2 metri di profondità. Questo livello piezometrico è fortemente influenzato dalle precipitazioni meteoriche (nelle stratigrafie dei pozzi riportate in allegato, il livello freatico, in alcuni casi, è a 1 metro di profondità rispetto al piano campagna). 3. FATTIBILITA GEOLOGICA Il sito in esame, nello studio geologico comunale, viene ricompresso nelle classi di fattibilità geologica 4A, 3G, 3E. Queste classi vengono così definite: CLASSE 4A. Fattibilità con gravi limitazioni: In questa classe ricadono le aree di rispetto fluviale inerenti il reticolo idrico minore e principale. Sono comunque escluse dall edificazione. 3

4 Dr. Geol. Marco Borghi CLASSE 3E. Fattibilità con consistenti limitazioni: In questa classe ricadono le aree di ristagno delle acque meteoriche. Per ovviare a queste problematiche dovrà essere prevista una rete di smaltimento delle acque meteoriche. CLASSE 3G. Fattibilità con consistenti limitazioni: In questa classe ricadono le aree con potenziale dissesto delle condizioni idrogeologiche dovute a falda sub-affiorante o a ridotta soggiacenza. L intervento non prevede piani interrati, ma solo piani fuori terra e comunque previsti ad una quota di progetto superiore a quella del piano campagna attuale, pertanto non esisteranno interferenze fra la falda e la struttura da realizzare. stralcio carta di fattibilità geologica comunale con evidenziata area di intervento 4. INDAGINI GEOGNOSTICHE L'indagine geognostica effettuata è consistita nell'esecuzione di otto prove penetrometriche dinamiche continue (ubicate come in fig.2) eseguite a partire dal piano campagna attuale. A causa della presenza di dislivelli dovuti a movimenti terra, le prove P3-P4-P5-P6 e P7 sono state eseguite a partire da una quota di piano campagna all incirca coincidente con la quota di progetto del piano pavimento, mentre le altre prove sono state eseguite a partire da una quota di piano campagna inferiore alla precedente di circa cm. 4

5 Dr. Geol. Marco Borghi La prova P8 è stata seguita (mantenendo la stessa numerazione) da prova penetrometrica statica tipo CPT con punta meccanica Begemann, al fine di valutare al meglio le caratteristiche geotecniche e lo spessore dell orizzonte sciolto. Le prove eseguite hanno fornito dati ben confrontabili tra loro, in tutte si evidenzia la presenza di un orizzonte particolarmente sciolto compreso fra i 4.5 ed i 10 metri di profondità circa (in corrispondenza di questo orizzonte l avanzamento della prova DPSH avveniva a volte solo per il peso proprio delle aste e del maglio, senza battuta del maglio). Per l interpretazione stratigrafica dei dati misurati si sono recuperate anche le stratigrafie dei pozzi per acqua terebrati nella zona (riportate in allegato). Dall esame di queste stratigrafie e dai dati misurati si desume la presenza, dopo un orizzonte di alterazione di spessore intorno ai 2 metri, di un orizzonte costituito da sabbie e ghiaie sino a circa 4.5 metri seguito, sino a 10 metri di profondità, da alternanze di limi sabbiosi e sabbie limose ( varve glaciolacustri). Segue poi un orizzonte consistente costituito da argille e limi di età probabilmente pliocenica. 5. SISMICITA DELL AREA Il territorio comunale di Grandate non veniva classificato sismico ai sensi del D.M L ordinanza P.C.M. n 3274 del 20 Marzo 2003, recepita dalla Regione Lombardia con DGR del 07/11/2003, riclassifica l intero territorio nazionale. In tale quadro il Comune in oggetto ricade in zona sismica 4. Nella tabella seguente compaiono le varie zone sismiche individuate secondo valori di accelerazione di picco orizzontale del suolo a g con probabilità di superamento del 10% in 50 anni. zona sismica accelerazione orizzontale del suolo con probabilità di superamento del 10% in 50 anni (a g /g) accelerazione orizzontale di ancoraggio dello spettro di risposta elastico (a g /g) 1 > <

6 Dr. Geol. Marco Borghi 5. PARAMETRI SISMICI Secondo i disposti della circolare del Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici n 617 del , per tutti i tipi di costruzione e le classi d uso, ricadenti in zona sismica 4, le verifiche di sicurezza possono essere condotte per una forza di progetto calcolata assumendo uno spettro di progetto costante e pari a 0.07g, ed ammettendo implicitamente un possibile danneggiamento delle strutture, corrispondente ad un fattore di struttura di valore comunque non superiore a q=2.15. Pertanto viene omessa la misura delle Vs30 in quanto lo spettro di progetto è già predefinito. Sempre come consentito dalla normativa, in zona sismica 4, il rispetto di tutti gli stati limite ultimi SLU si considera conseguito qualora siano rispettate le verifiche relative al solo SLV, ed il rispetto di tutti gli stati limite di esercizio SLE si considera conseguito qualora siano rispettate le verifiche relative al solo SLD. 6

7 Dr. Geol. Marco Borghi 7. CARATTERIZZAZIONE GEOTECNICA DEL SOTTOSUOLO Le prove sono state eseguite a partire dal piano campagna attuale. Nella tab.1 vengono riportati i parametri caratteristici del modello geotecnico utilizzato per il calcolo della verifica agli stati limite. La valutazione dello stato di addensamento deriva dalle classificazioni AGI (1977). 8. CALCOLO DEGLI STATI LIMITE - VERIFICA ALLA LIQUEFAZIONE Come consentito dal D.M , viene omessa la verifica alla liquefazione in quanto gli eventi sismici attesi sull area sono di magnitudo inferiore a 5. Le fondazioni dell edificio sono previste a plinti ed impostate di progetto a circa 2 metri rispetto alla quota di pavimento del fabbricato. In ogni caso esse dovranno attraversare completamente l orizzonte di alterazione per andare ad appoggiarsi sulla mista sottostante e quindi, in alcuni casi, spingersi sino a profondità maggiori dei 2 metri previsti. Prima della posa delle fondazioni il terreno dovrà essere ben costipato. All atto dello scavo dovrà essere verificata l omogeneità del terreno di fondazione per rilevare eventuali difformità rispetto alle prove penetrometriche eseguite, difformità che dovranno essere immediatamente segnalate. 8.1 fondazioni dirette: verifica allo stato limite ultimo SLU: 1. Collasso per carico limite dell insieme fondazione-terreno: determinazione della resistenza ultima di progetto del terreno di fondazione soggetto ad azione sismica. Si è scelto l approccio 2 combinazione 1: A1+M1+R3). I valori per il calcolo della resistenza di progetto provengono dalla tab.l eventualmente corretti, a seconda della combinazione, con i coefficienti parziali illustrati nelle tabelle dello stralcio normativo riportato in appendice. Si è considerato il livello della falda coincidente col piano di imposta delle fondazioni. 7

8 Dr. Geol. Marco Borghi -1 m piano piazzale riporto superficiale Dr=65% - φ=33 - γ =19 kn/mc - E=25 Mpa orizzonte di alterazione -2.5 m cu=13 kpa - γ =17.0 kn/mc - E=3 Mpa mista in prevalenza poco addensata -5 m Dr=55% - φ=32 - γ =19.5 kn/mc - E=17 Mpa alternanze di sabbie limose e limi sabbiosi, sciolte -10 m Dr=25% - φ=23 - γ =17,5 kn/mc - E=11 Mpa limi e argille consistenti -11 m cu=80 kpa - γ =20.0 kn/mc - E=6 Mpa limi e argille da molto consistenti ad estremamente consistenti cu=180 kpa - γ =21.5 kn/mc - E=11 Mpa La resistenza ultima del terreno di fondazione è data dalla relazione: Rd = q ult*a dove: qult = capacità portante ultima A = area effettiva della fondazione Il calcolo della capacità portante ultima è stato eseguito secondo la formula di Vesic. La formula generale è la seguente: per φ = 0: qult = 5,14*cu*(1 + sc + dc - ic - bc - gc) + γ1*df per φ >0 (come nel nostro caso): qult =c*nc*ic*sc*gc*dc*bc + γ1*df*nq*sq*dq*iq*gq*bq +0,5*γ2*B*Nγ*sγ*dγ*iγ *bγ*gγ 8

9 Dr. Geol. Marco Borghi dove: qult = capacità portante ultima cu = coesione non drenata c = coesione φ = angolo di resistenza al taglio γ1 = peso di volume sopra il piano di posa γ2 = peso di volume efficace sotto il piano di posa B = larghezza della fondazione L = lunghezza della fondazione Df = profondità di posa rispetto ad un rinterro laterale = nel calcolo è posto pari a 1.0 metri Nc, Nq, Nγ = fattori di portanza, funzione dell angolo di attrito del terreno φ sc, sq, sγ = fattori correttivi per la forma della fondazione, dipendono da B, L e φ dc, dq, dγ = fattori correttivi per la profondità di posa, dipendono da B, D e φ ic, iq, iγ = fattori correttivi per l inclinazione del carico bc, bq, bγ = fattori correttivi per la base ruotata gc, gq, gγ = fattori correttivi per fondazioni su pendio Perché la verifica sia soddisfatta deve essere Ed<= Rd/γr Dove: Ed = valore di progetto dell azione γr = coefficiente parziale di capacità portante e variabile a seconda della combinazione ed i cui valori compaiono tabelle dello stralcio normativo riportato in appendice. I risultati compaiono nella tabella seguente (tab. 2) dove, noto il rapporto qult/γr, la verifica può essere rapportata dal calcolatore delle strutture ai valori delle azioni Ed, al momento non note. 2. Collasso per scorrimento sul piano di posa Si è utilizzato l approccio 2 combinazione 1: A1+M1+R3. Anche in questo caso la somma delle azioni Tk dovrà essere inferiore o uguale alla somma delle resistenze orizzontali Rh: Tk<= Rh Dove: Rh = (1/γr) * (Nk (tanδ k /γ ϕ )) Nk viene assunto pari a Rd. Mentre il valore dei coefficienti γr e γ ϕ compaiono tabelle dello stralcio normativo riportato in appendice. 9

10 Dr. Geol. Marco Borghi I risultati compaiono nella tabella stabilità globale Questa verifica viene omessa in quanto la fondazione non risulta essere posizionata su o in prossimità di pendii naturali o artificiali potenzialmente instabili. 8.2 fondazioni dirette: verifica allo stato limite di esercizio SLE: La verifica agli stati limite di esercizio è stata condotta attraverso la valutazione dei cedimenti, utilizzando il metodo di Burland & Burbridge (1984), ipotizzando una pressione trasmessa al terreno di fondazione variabile fra 0.5 kg/cmq e 1.50 kg/cmq. Vedi tab. 3. Per Burland & Burbridge la formula generale è la seguente: s = (s * B * Ic/3 + (q - s) * B * Ic) * fs * ft * fh dove: s = cedimento (cm) B = larghezza della fondazione (m) q = carico agente sulla fondazione (kpa) s = pressione del terreno alla quota d'imposta (kpa) Ic = fattore di compressibilità fs = fattore di forma ft = fattore tempo che tiene conto della componente viscosa del cedimento fh = fattore correttivo che tiene conto dello spessore dello strato compressibile Il valore del fattore di compressibilità è pari a: Ic = α / N dove "α" è un valore numerico associato alla probabilità assegnata di sottostimare il cedimento e "N" rappresenta la media statistica dei valori di resistenza alla punta misurati nell'interno di una profondità significativa "zi" funzione di "B". I fattori di correzione valgono rispettivamente: fs = ((1.25 * L / B) / (L / B )) dove: L= lunghezza della fondazione 10

11 Dr. Geol. Marco Borghi ft = (1 + R3 + R * log(t / 3)) dove: t = tempo in anni R e R3 costanti funzione del tipo di carico trasmesso. Assumendo come valore limite di pressione trasmessa al terreno di fondazione, in condizioni di SLE, quella pressione che causa un cedimento all interfaccia struttura-terreno di fondazione circa pari a 2.5 cm (valore arbitrario: a giudizio del progettista strutturale potrebbe anche essere superiore o inferiore, in relazione alla vulnerabilità della struttura), utilizzando ad esempio plinti di 2 metri di lato, come si può notare in tab.3, è possibile trasmettere al terreno di fondazione un valore di pressione pari a 0.75 kg/cmq. Come si osserva, i valori di resistenza allo SLE sono mediocri, specialmente per le fondazioni di larghezza maggiore (il cui bulbo di influenza arriva a profondità maggiori), le quali risentono fortemente delle pessime caratteristiche geotecniche dell orizzonte sciolto compreso fra circa 4 e 10 metri di profondità. Lo stesso aspetto, anche se limitato ai plinti di maggior dimensioni, si osserva per i valori di resistenza allo SLU. Nella tab. 3 compare anche il valore del coefficiente di sottofondo (Winkler) calcolato secondo le relazioni di: a) TERZAGHI (1955). Calcola il valore del coefficiente di sottofondo mediante la seguente relazione: K=2.35.K1s.Cb.CL.Cz con: Cb = [(B )/2B] 2 (coefficiente che tiene conto della larghezza della fondazione) CL = (L B)/1,5L (coefficiente che tiene conto della lunghezza della fondazione) Cz = [1 + (2z)]/B (coefficiente che tiene conto della profondità di posa della fondazione) z = profondità di posa B = larghezza della fondazione L = lunghezza della fondazione K1s = coefficiente sperimentale di Terzaghi, calcolato in funzione del peso di volume del terreno indagato (per terreni incoerenti, ricavato da appositi grafici), nel nostro caso pari a 0.5 kg/cmc. b) VESIC (1961). Calcola il valore del coefficiente di sottofondo mediante la seguente relazione, espressa nella sua forma semplificata: K = E/(B*(1-µ 2 )) 11

12 Dr. Geol. Marco Borghi Dove: E = modulo elastico µ = rapporto di poisson c) BOWLES (1982). Calcola il valore del coefficiente di sottofondo mediante la seguente relazione: K = 40 (FS) qamm Nella quale qamm va espresso in kpa. La formula si ottiene considerando che qamm = qult/fs, dove la resistenza ultima del terreno corrisponde a un cedimento di 2.5 cm, e che K è qult/cedimento. Il valore 40 è ragionevolmente a favore di sicurezza, ma è sempre possibile utilizzare cedimenti ammissibili minori; FS identifica il fattore sicurezza =3. d) BURLAND & BURBRIDGE (1984). In realtà questo metodo viene usato per calcolare i cedimenti attraverso la formula seguente di cui si è già parlato in precedenza: s = (s * B * Ic/3 + (q - s) * B * Ic) * fs * ft * fh Dividendo poi il valore di pressione trasmessa al terreno per il cedimento calcolato, si è ottenuto il valore del coefficiente di reazione del sottofondo. Come si può osservare dai risultati ottenuti, i valori del coefficiente di reazione del sottofondo variano abbastanza in funzione del metodo utilizzato. Inoltre, nella progettazione di pali sottoposti a sforzi orizzontali è utile valutare il valore del coefficiente di sottofondo orizzontale (Kh). Esso può essere calcolato con la relazione: Kh = nh * (Z/d) Dove: nh = costante in funzione della litologia Z = profondità d = diametro del palo per nh si propongono i seguenti valori: sabbia sciolta (Dr<30%) secca o umida: nh = kg/cmc sabbia sciolta (Dr<30%) satura: nh = kg/cmc sabbia media (30%<Dr<70%) secca o umida: nh = kg/cmc sabbia media (30%<Dr<70%) satura: nh = kg/cmc sabbia densa (Dr>70%) secca o umida: nh = kg/cmc sabbia densa (Dr>70%) satura: nh = kg/cmc 12

13 Dr. Geol. Marco Borghi 9. CONCLUSIONI Su incarico della committenza, nel mese di Ottobre 2011 è stata eseguita un indagine geologica e geotecnica preliminare la realizzazione di una struttura prefabbricata a Grandate (CO) ambito industriale RFP5. L indagine è stata eseguita ai sensi del D.M e secondo quanto prescritto dallo studio geologico di supporto al PRG - PGT (ex L.R. 41/97 - L.R. 12/05). L area di indagine è collocata nell'ambito delle Prealpi comasche ad una quota di circa 300 m s.l.m. La geologia di questo settore prealpino è caratterizzata dalla presenza di rilievi morenici ed in substrato oligo-miocenico incisi dalle alluvioni attuali e recenti. Nella cartografia geologica (foglio carta Geologica d Italia n 32 Como) il sito investigato si trova ubicato sulle alluvioni recenti della valle del torrente Seveso. Nei fori di sondaggio si è rilevata la presenza della falda freatica a 2 metri di profondità L'indagine geognostica effettuata è consistita nell'esecuzione di otto prove penetrometriche dinamiche continue e di una prova statica con punta meccanica tipo Begemann (ubicate come in fig.2). Le prove eseguite hanno fornito dati ben confrontabili tra loro. Le fondazioni dell edificio sono previste a plinti ed impostate di progetto a circa 2 metri rispetto alla quota di pavimento del fabbricato. In ogni caso esse dovranno attraversare completamente l orizzonte di alterazione per andare ad appoggiarsi sulla mista sottostante e quindi, in alcuni casi, spingersi sino a profondità maggiori dei 2 metri previsti. Nella tab.1 vengono riportati i parametri caratteristici del modello geotecnico utilizzato per le verifiche agli stati limite ultimi e di esercizio riportati nella tab.2 e nella tab.3. Come si osserva in tab.3, i valori di resistenza allo SLE sono mediocri, specialmente per le fondazioni di larghezza maggiore (il cui bulbo di influenza arriva a profondità maggiori), le quali risentono fortemente delle pessime caratteristiche geotecniche dell orizzonte sciolto compreso fra circa 4 e 10 metri di profondità. Si ritiene pertanto che la soluzione più opportuna sia quella di realizzare fondazioni profonde su pali. Questi dovranno essere ben incassati nell orizzonte consistente che si rinviene a partire da circa 10 metri di profondità. Preliminarmente alla loro realizzazione dovrà essere realizzato almeno n 1 sondaggio a carotaggio continuo con prelievo campioni da sottoporre ad analisi di laboratorio al fine di determinare con precisione le caratteristiche geotecniche degli orizzonti dove andranno ad incassarsi i pali e la loro resistenza agli stati limite dovrà essere misurata mediante apposita prova di carico finale, dipendendo in gran parte dalla modalità esecutiva e dalla tipologia di palo. 13

14 Dr. Geol. Marco Borghi In conclusione si può affermare che gli approfondimenti eseguiti sull area in esame non hanno evidenziato controindicazioni, dal punto di vista geologico e fatte salve le indicazioni contenute nella presente relazione, alla modifica della destinazione d uso dei terreni. Ceriano L.tto, li 16 Novembre 2011 Dr. Geol. Marco Borghi 14

15 . PARAMETRI CARATTERISTICI DEL MODELLO GEOTECNICO: da a Nscpt Nspt adesione Stratigrafia ipotizzata* (m) (m) medio medio cu kpa kpa φ ( ) δ ( ) DR (%) E (Mpa) µ γd (kn/mc) γ' (kn/mc) γ (kn/mc) k0 riporto superficiale orizzonte di alterazione superficiale, poco consistente "mista" in prevalenza poco addensata alternanze di sabbie limose e di limi sabbiosi, sciolte limi e argille consistenti limi e argille da molto consistenti ad estremamente consistenti 11 > dove: tab. 1 rapporto Nspt/Nscpt : 1 cu : coesione non drenata fonte: Terzaghi, 1957 adesione : coesione non drenata all'interfaccia terreno - calcestruzzo fonte: Bowles, 1988 φ : angolo di attrito fonte: Parry, 1977 δ : angolo di attrito all'interfaccia terreno - calcestruzzo fonte: Bowles, 1988 Dr : densità relativa fonte: Kulhaway e Mayne, 1990 E : modulo di elasticità fonte: Denver, 1982 µ : rapporto di poisson fonte: Bowles, 1988 γd : peso di volume secco fonte: Meyerhof, 1965 γ' : peso di volume in falda (efficace) fonte: Meyerhof, 1965 γ : peso di volume naturale (umido o saturo) fonte: Meyerhof, 1965 k0 : rapporto fra tensione geostatica orizzontale e verticale *: siccome le prove penetrometriche forniscono solo dati sulla resistenza all avanzamento di una punta, e nulla dicono a proposito della stratigrafia dei terreni investigati, nelle tabelle interpretative dei dati misurati, la stratigrafia viene ipotizzata.

16 CALCOLO STATI LIMITE ULTIMI profondità di posa fondazioni da piano piazzale attuale dimensioni fondazione approccio 2 combinazione 1 (A1+M1+R3) resistenza unitaria ultima (qultima) coefficiente parziale (R3) di capacità portante γr approccio 2 combinazione 1 (A1+M1+R3) rapporto qultima/γr approccio 2 combinazione 1 (A1+M1+R3) resistenza unitaria ultima allo scorrimento laterale coefficiente parziale (R3) di scorrimento laterale γr approccio 2 combinazione 1 (A1+M1+R3) rapporto resistenza unitaria ultima/γr metri travi di larghezza B metri kg/cmq kg/cmq kg/cmq kg/cmq > > > > > > > valore medio: 2.39 valore medio: 1.44 plinti di dimensione B*L > * > * > * > * > * > * > * valore medio: 2.28 valore medio: 1.37 tab. 2

17 CALCOLO STATI LIMITE DI ESERCIZIO - SLE: profondità di posa fondazioni da piano piazzale dimensioni fondazione cedimento immediato medio in conseguenza di una pressione di 0,50 kg/cmq trasmessa dalla fondazione al piano di appoggio (B & B -1984) cedimento immediato medio in conseguenza di una pressione di 0,75 kg/cmq trasmessa dalla fondazione al piano di appoggio (B & B -1984) cedimento immediato medio in conseguenza di una pressione di 1,00 kg/cmq trasmessa dalla fondazione al piano di appoggio (B & B -1984) cedimento immediato medio in conseguenza di una pressione di 1,25 kg/cmq trasmessa dalla fondazione al piano di appoggio (B & B -1984) cedimento immediato medio in conseguenza di una pressione di 1,50 kg/cmq trasmessa dalla fondazione al piano di appoggio (B & B -1984) K Winkler kg/cmc (Terzaghi 1955) K Winkler kg/cmc (Vesic 1961) K Winkler kg/cmc (Bowles 1982) K Winkler kg/cmc (Burland & Burbridge 1984) metri travi di larghezza B metri cm cm cm kg/cmc kg/cmc kg/cmc kg/cmc > > > > > > > valore medio: plinti di dimensione B*L > * > * > * > * > * > * > * valore medio: tab. 3

18 DATI MISURATI E INTERPRETAZIONE STRATIGRAFICA Prof. P3 Prof. P4 Prof. P5 Prof. P6 Prof. P Prof. P1 Prof. P Prof. P continua con prova statica quota prevista fondazioni edificio

19 interpretazione stratigrafica: DATI MISURATI E INTERPRETAZIONE STRATIGRAFICA riporto superficiale, orizzonte di alterazione superficiale, poco consistente. Capacità portante mediocre mista moderatamente addensata, capacità portante medio-alta mista poco addensata, capacità portante medio-bassa alternanze di limi sabbiosi e sabbie limose, poco addensati, capacità portante medio-bassa alternanze di limi sabbiosi e sabbie limose, sciolti, capacità portante mediocre alternanze di limi e argille, consistenti, capacità portante medio-alta alternanze di limi e argille, da molto consistenti a estremamente consistenti, capacità portante alta livello falda CARATTERISTICHE TECNICHE PENETROMETRO PAGANI TG MAC: PESO MAZZA BATTENTE M = 63 kg ALTEZZA CADUTA LIBERA H = 0.75 metri PESO SISTEMA DI BATTUTA Ms = 0.63 kg DIAMETRO PUNTA CONICA D = 51 mm AREA BASE PUNTA CONICA A = cmq ANGOLO APERTURA PUNTA a = 60 gradi LUNGHEZZA DELLE ASTE La = 0.9 metri PESO ASTE PER METRO Ma = 6.31 kg AVANZAMENTO PUNTA d = 0.3 metri

20 PROVA PENETROMETRICA STATICA tipo CPT PROVA : P8 Committente : GUFFANTI COSTRUZIONI Località : GRANDATE (CO) - comparto industriale RFP5 Rp Rl Data cantiere : 12/10/2011 Resistenza alla punta (Rp) - kg/cmq Prof. (m) rifiuto Resistenza laterale (Rl) - kg/cmq

21 Prova penetrometrica statica P8 - Interpretazione stratigrafica (Begemann) TORBE ED ARGILLE ORG. LIMI ED ARGILLE LIMI SABBIOSI E SABBIE LIMOSE SABBIE E GHIAIE comportamento coesivo comportamento intermedio comportamento granulare

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24 Dr. Geol. Marco Borghi STRATIGRAFIE POZZI PER ACQUA 15

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29 Dr. Geol. Marco Borghi STRALCIO NORME TECNICHE PER LE COSTRUZIONI D.M

30 6 PROGETTAZIONE GEOTECNICA 6.1 DISPOSIZIONI GENERALI OGGETTO DELLE NORME Il presente capitolo riguarda il progetto e la realizzazione: delle opere di fondazione; delle opere di sostegno; delle opere in sotterraneo; delle opere e manufatti di materiali sciolti naturali; dei fronti di scavo; del miglioramento e rinforzo dei terreni e degli ammassi rocciosi; del consolidamento dei terreni interessanti opere esistenti, nonché la valutazione della sicurezza dei pendii e la fattibilità di opere che hanno riflessi su grandi aree PRESCRIZIONI GENERALI Le scelte progettuali devono tener conto delle prestazioni attese delle opere, dei caratteri geologici del sito e delle condizioni ambientali. I risultati dello studio rivolto alla caratterizzazione e modellazione geologica, di cui al devono essere esposti in una specifica relazione geologica. Le analisi di progetto devono essere basate su modelli geotecnici dedotti da specifiche indagini e prove che il progettista deve definire in base alle scelte tipologiche dell opera o dell intervento e alle previste modalità esecutive. Le scelte progettuali, il programma e i risultati delle indagini, la caratterizzazione e la modellazione geotecnica, di cui al 6.2.2, unitamente ai calcoli per il dimensionamento geotecnico delle opere e alla descrizione delle fasi e modalità costruttive, devono essere illustrati in una specifica relazione geotecnica. 190

31 6.2 ARTICOLAZIONE DEL PROGETTO Il progetto delle opere e dei sistemi geotecnici deve articolarsi nelle seguenti fasi: 1 caratterizzazione e modellazione geologica del sito; 2 scelta del tipo di opera o d intervento e programmazione delle indagini geotecniche; 3 caratterizzazione fisico-meccanica dei terreni e delle rocce e definizione dei modelli geotecnici di sottosuolo; 4 descrizione delle fasi e delle modalità costruttive; 5 verifiche della sicurezza e delle prestazioni; 6 piani di controllo e monitoraggio CARATTERIZZAZIONE E MODELLAZIONE GEOLOGICA DEL SITO La caratterizzazione e la modellazione geologica del sito consiste nella ricostruzione dei caratteri litologici, stratigrafici, strutturali, idrogeologici, geomorfologici e, più in generale, di pericolosità geologica del territorio. In funzione del tipo di opera o di intervento e della complessità del contesto geologico, specifiche indagini saranno finalizzate alla documentata ricostruzione del modello geologico. Esso deve essere sviluppato in modo da costituire utile elemento di riferimento per il progettista per inquadrare i problemi geotecnici e per definire il programma delle indagini geotecniche. Metodi e risultati delle indagini devono essere esaurientemente esposti e commentati in una relazione geologica INDAGINI, CARATTERIZZAZIONE E MODELLAZIONE GEOTECNICA Le indagini geotecniche devono essere programmate in funzione del tipo di opera e/o di intervento e devono riguardare il volume significativo di cui al 3.2.2, e devono permettere la definizione dei modelli geotecnici di sottosuolo necessari alla progettazione. I valori caratteristici delle grandezze fisiche e meccaniche da attribuire ai terreni devono essere ottenuti mediante specifiche prove di laboratorio su campioni indisturbati di terreno e attraverso l interpretazione dei risultati di prove e misure in sito. Per valore caratteristico di un parametro geotecnico deve intendersi una stima ragionata e cautelativa del valore del parametro nello stato limite considerato. Per modello geotecnico si intende uno schema rappresentativo delle condizioni stratigrafiche, del regime delle pressioni interstiziali e della caratterizzazione fisico-meccanica dei terreni e delle rocce comprese nel volume significativo, finalizzato all analisi quantitativa di uno specifico problema geotecnico. È responsabilità del progettista la definizione del piano delle indagini, la caratterizzazione e la modellazione geotecnica. Le indagini e le prove devono essere eseguite e certificate dai laboratori di cui all art.59 del DPR , n.380. I laboratori su indicati fanno parte dell elenco depositato presso il Servizio Tecnico Centrale del Ministero delle Infrastrutture. Nel caso di costruzioni o di interventi di modesta rilevanza, che ricadano in zone ben conosciute dal punto di vista geotecnico, la progettazione può essere basata sull esperienza e sulle conoscenze disponibili, ferma restando la piena responsabilità del progettista su ipotesi e scelte progettuali. 191

32 6.2.3 VERIFICHE DELLA SICUREZZA E DELLE PRESTAZIONI Le verifiche di sicurezza relative agli stati limite ultimi (SLU) e le analisi relative alle condizioni di esercizio (SLE) devono essere effettuate nel rispetto dei principi e delle procedure seguenti Verifiche nei confronti degli stati limite ultimi (SLU) Per ogni stato limite ultimo deve essere rispettata la condizione E d R d (6.2.1) dove E d è il valore di progetto dell azione o dell effetto dell azione ovvero Xk E d = E γffk ; ; ad (6.2.2a) γm Xk E d = γe E Fk ; ; ad, (6.2.2b) γm con γ E = γ F, e dove R d è il valore di progetto della resistenza del sistema geotecnico: 1 Xk R d R = γff k; ;a d γ R γm. (6.2.3) Effetto delle azioni e resistenza sono espresse in funzione delle azioni di progetto γ F F k, dei parametri di progetto X k /γ M e della geometria di progetto a d. L effetto delle azioni può anche essere valutato direttamente come E d =E k γ E. Nella formulazione della resistenza R d, compare esplicitamente un coefficiente γ R che opera direttamente sulla resistenza del sistema. La verifica della suddetta condizione deve essere effettuata impiegando diverse combinazioni di gruppi di coefficienti parziali, rispettivamente definiti per le azioni (A1 e A2), per i parametri geotecnici (M1 e M2) e per le resistenze (R1, R2 e R3). I diversi gruppi di coefficienti di sicurezza parziali sono scelti nell ambito di due approcci progettuali distinti e alternativi. Nel primo approccio progettuale (Approccio 1) sono previste due diverse combinazioni di gruppi di coefficienti: la prima combinazione è generalmente più severa nei confronti del dimensionamento strutturale delle opere a contatto con il terreno, mentre la seconda combinazione è generalmente più severa nei riguardi del dimensionamento geotecnico. Nel secondo approccio progettuale (Approccio 2) è prevista un unica combinazione di gruppi di coefficienti, da adottare sia nelle verifiche strutturali sia nelle verifiche geotecniche Azioni I coefficienti parziali γ F relativi alle azioni sono indicati nella Tab. 6.2.I. Ad essi deve essere fatto riferimento con le precisazioni riportate nel Si deve comunque intendere che il terreno e l acqua costituiscono carichi permanenti (strutturali) quando, nella modellazione utilizzata, contribuiscono al comportamento dell opera con le loro caratteristiche di peso, resistenza e rigidezza. Nella valutazione della combinazione delle azioni i coefficienti di combinazione ψ ij devono essere assunti come specificato nel Cap

33 Tabella 6.2.I Coefficienti parziali per le azioni o per l effetto delle azioni. CARICHI EFFETTO Coefficiente Parziale Permanenti Permanenti non strutturali (1) EQU (A1) STR (A2) GEO γ F (o γ E ) Favorevole 0,9 1,0 1,0 Sfavorevole γ G1 1,1 1,3 1,0 Favorevole 0,0 0,0 0,0 Sfavorevole γ G2 1,5 1,5 1,3 Favorevole 0,0 0,0 0,0 Variabili γ Qi Sfavorevole 1,5 1,5 1,3 (1) Nel caso in cui i carichi permanenti non strutturali (ad es. i carichi permanenti portati) siano compiutamente definiti, si potranno adottare gli stessi coefficienti validi per le azioni permanenti Resistenze Il valore di progetto della resistenza R d può essere determinato: a) in modo analitico, con riferimento al valore caratteristico dei parametri geotecnici del terreno, diviso per il valore del coefficiente parziale γ M specificato nella successiva Tab. 6.2.II e tenendo conto, ove necessario, dei coefficienti parziali γ R specificati nei paragrafi relativi a ciascun tipo di opera; b) in modo analitico, con riferimento a correlazioni con i risultati di prove in sito, tenendo conto dei coefficienti parziali γ R riportati nelle tabelle contenute nei paragrafi relativi a ciascun tipo di opera; c) sulla base di misure dirette su prototipi, tenendo conto dei coefficienti parziali γ R riportati nelle tabelle contenute nei paragrafi relativi a ciascun tipo di opera. Tabella 6.2.II Coefficienti parziali per i parametri geotecnici del terreno PARAMETRO GRANDEZZA ALLA QUALE COEFFICIENTE (M1) (M2) APPLICARE IL COEFFICIENTE PARZIALE PARZIALE γ M Tangente dell angolo di tan ϕ k γ ϕ 1,0 1,25 resistenza al taglio Coesione efficace c k γ c 1,0 1,25 Resistenza non drenata c uk γ cu 1,0 1,4 Peso dell unità di volume γ γ γ 1,0 1,0 Per le rocce, al valore caratteristico della resistenza a compressione uniassiale q u deve essere applicato un coefficiente parziale γ qu =1,6. Per gli ammassi rocciosi e per i terreni a struttura complessa, nella valutazione della resistenza caratteristica occorre tener conto della natura e delle caratteristiche geometriche e di resistenza delle discontinuità strutturali. 193

34 Verifiche nei confronti degli stati limite ultimi idraulici Le opere geotecniche devono essere verificate nei confronti dei possibili stati limite di sollevamento o di sifonamento. Per la stabilità al sollevamento deve risultare che il valore di progetto dell azione instabilizzante V inst,d, combinazione di azioni permanenti (G inst,d ) e variabili (Q inst,d ), sia non maggiore della combinazione dei valori di progetto delle azioni stabilizzanti (G stb,d ) e delle resistenze (R d ): V inst,d G stb,d + R d (6.2.4) dove V inst,d = G inst,d + Q inst,d (6.2.5) Per le verifiche di stabilità al sollevamento, i relativi coefficienti parziali sulle azioni sono indicati nella Tab. 6.2.III. Tali coefficienti devono essere combinati in modo opportuno con quelli relativi ai parametri geotecnici (M2). Tabella 6.2.III Coefficienti parziali sulle azioni per le verifiche nei confronti di stati limite di sollevamento. CARICHI EFFETTO Coefficiente parziale Permanenti Permanenti non strutturali (1) SOLLEVAMENTO (UPL) γ F (o γ E ) Favorevole 0,9 Sfavorevole γ G1 1,1 Favorevole 0,0 Sfavorevole Favorevole 0,0 Variabili γ Qi Sfavorevole 1,5 (1) Nel caso in cui i carichi permanenti non strutturali (ad es. i carichi permanenti portati) siano compiutamente definiti, si potranno adottare gli stessi coefficienti validi per le azioni permanenti. γ G2 1,5 Il controllo della stabilità al sifonamento si esegue verificando che il valore di progetto della pressione interstiziale instabilizzante (u inst,d ) risulti non superiore al valore di progetto della tensione totale stabilizzante (σ stb,d ), tenendo conto dei coefficienti parziali della Tab. 6.2.IV: u inst,d σ stb,d (6.2.6) In entrambe le verifiche, nella valutazione delle pressioni interstiziali, si devono assumere le condizioni più sfavorevoli, considerando i possibili effetti delle successioni stratigrafiche sul regime di pressione dell acqua. Nelle verifiche al sifonamento, in presenza di adeguate conoscenze sul regime delle pressioni interstiziali, i coefficienti di sicurezza minimi sono indicati nella Tab. 6.2.IV. Valori superiori possono essere assunti e giustificati tenendo presente della pericolosità del fenomeno in relazione alla natura del terreno nonché dei possibili effetti della condizione di collasso Verifiche nei confronti degli stati limite di esercizio (SLE) Le opere e i sistemi geotecnici di cui al devono essere verificati nei confronti degli stati limite di esercizio. A tale scopo, il progetto deve esplicitare le prescrizioni relative agli spostamenti compatibili e le prestazioni attese per l'opera stessa. Il grado di approfondimento dell analisi di interazione terreno-struttura è funzione dell importanza dell opera. Per ciascun stato limite di esercizio deve essere rispettata la condizione 194

35 E d C d (6.2.7) 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. Tabella 6.2.IV Coefficienti parziali sulle azioni per le verifiche nei confronti di stati limite di sifonamento. COEFFICIENTE CARICHI EFFETTO PARZIALE γ F (o γ E ) SIFONAMENTO (HYD) Permanenti Favorevole 0,9 γ G1 Sfavorevole 1,3 Permanenti non strutturali (1) Favorevole 0,0 Sfavorevole Favorevole 0,0 Variabili γ Qi Sfavorevole 1,5 (1) Nel caso in cui i carichi permanenti non strutturali (ad es. i carichi permanenti portati) siano compiutamente definiti, si potranno adottare gli stessi coefficienti validi per le azioni permanenti. γ G2 1, IMPIEGO DEL METODO OSSERVAZIONALE Nei casi in cui a causa della particolare complessità della situazione geotecnica e dell importanza e impegno dell opera, dopo estese ed approfondite indagini permangano documentate ragioni di incertezza risolvibili solo in fase costruttiva, la progettazione può essere basata sul metodo osservazionale. Nell applicazione di tale metodo si deve seguire il seguente procedimento: devono essere stabiliti i limiti di accettabilità dei valori di alcune grandezze rappresentative del comportamento del complesso manufatto-terreno; si deve dimostrare che la soluzione prescelta è accettabile in rapporto a tali limiti; devono essere previste soluzioni alternative, congruenti con il progetto, e definiti i relativi oneri economici; deve essere istituito un adeguato sistema di monitoraggio in corso d opera, con i relativi piani di controllo, tale da consentire tempestivamente l adozione di una delle soluzioni alternative previste, qualora i limiti indicati siano raggiunti MONITORAGGIO DEL COMPLESSO OPERA -TERRENO Il monitoraggio del complesso opera-terreno e degli interventi consiste nella installazione di un appropriata strumentazione e nella misura di grandezze fisiche significative - quali spostamenti, tensioni, forze e pressioni interstiziali - prima, durante e/o dopo la costruzione del manufatto. Il monitoraggio ha lo scopo di verificare la corrispondenza tra le ipotesi progettuali e i comportamenti osservati e di controllare la funzionalità dei manufatti nel tempo. Nell ambito del metodo osservazionale, il monitoraggio ha lo scopo di confermare la validità della soluzione progettuale adottata o, in caso contrario, di individuare la più idonea tra le altre soluzioni previste in progetto. Se previsto, il programma di monitoraggio deve essere definito e illustrato nella relazione geotecnica. 195

36 6.4 OPERE DI FONDAZIONE CRITERI GENERALI DI PROGETTO Le scelte progettuali per le opere di fondazione devono essere effettuate contestualmente e congruentemente con quelle delle strutture in elevazione. Le strutture di fondazione devono rispettare le verifiche agli stati limite ultimi e di esercizio e le verifiche di durabilità. Nel caso di opere situate su pendii o in prossimità di pendii naturali o artificiali deve essere verificata anche la stabilità globale del pendio in assenza e in presenza dell opera e di eventuali scavi, riporti o interventi di altra natura, necessari alla sua realizzazione. Devono essere valutati gli effetti della costruzione dell opera su manufatti attigui e sull ambiente circostante. Nel caso di fondazioni su pali, le indagini devono essere dirette anche ad accertare la fattibilità e l idoneità del tipo di palo in relazione alle caratteristiche dei terreni e delle acque del sottosuolo FONDAZIONI SUPERFICIALI La profondità del piano di posa della fondazione deve essere scelta e giustificata in relazione alle caratteristiche e alle prestazioni della struttura in elevazione, alle caratteristiche del sottosuolo e alle condizioni ambientali. Il piano di fondazione deve essere situato sotto la coltre di terreno vegetale nonché sotto lo strato interessato dal gelo e da significative variazioni stagionali del contenuto d acqua. In situazioni nelle quali sono possibili fenomeni di erosione o di scalzamento da parte di acque di scorrimento superficiale, le fondazioni devono essere poste a profondità tale da non risentire di questi fenomeni o devono essere adeguatamente difese Verifiche agli stati limite ultimi (SLU) Nelle verifiche di sicurezza devono essere presi in considerazione tutti i meccanismi di stato limite ultimo, sia a breve sia a lungo termine. Gli stati limite ultimi delle fondazioni superficiali si riferiscono allo sviluppo di meccanismi di collasso determinati dalla mobilitazione della resistenza del terreno e al raggiungimento della resistenza degli elementi strutturali che compongono la fondazione stessa. Nel caso di fondazioni posizionate su o in prossimità di pendii naturali o artificiali deve essere effettuata la verifica anche con riferimento alle condizioni di stabilità globale del pendio includendo nelle verifiche le azioni trasmesse dalle fondazioni. Le verifiche devono essere effettuate almeno nei confronti dei seguenti stati limite: SLU di tipo geotecnico (GEO) collasso per carico limite dell insieme fondazione-terreno collasso per scorrimento sul piano di posa stabilità globale SLU di tipo strutturale (STR) 199

37 raggiungimento della resistenza negli elementi strutturali, accertando che la condizione (6.2.1) sia soddisfatta per ogni stato limite considerato. La verifica di stabilità globale deve essere effettuata secondo l Approccio 1: Combinazione 2: (A2+M2+R2) tenendo conto dei coefficienti parziali riportati nelle Tabelle 6.2.I e 6.2.II per le azioni e i parametri geotecnici e nella Tabella 6.8.I per le resistenze globali. La rimanenti verifiche devono essere effettuate, tenendo conto dei valori dei coefficienti parziali riportati nelle Tab. 6.2.I, 6.2.II e 6.4.I, seguendo almeno uno dei due approcci: Approccio 1: Combinazione 1: (A1+M1+R1) Combinazione 2: (A2+M2+R2) Approccio 2: (A1+M1+R3). Nelle verifiche effettuate con l approccio 2 che siano finalizzate al dimensionamento strutturale, il coefficiente γ R non deve essere portato in conto. Tabella 6.4.I - Coefficienti parziali γ R per le verifiche agli stati limite ultimi di fondazioni superficiali. VERIFICA COEFFICIENTE PARZIALE (R1) COEFFICIENTE PARZIALE (R2) COEFFICIENTE PARZIALE (R3) Capacità portante γ R = 1,0 γ R = 1,8 γ R = 2,3 Scorrimento γ R = 1,0 γ R = 1,1 γ R = 1, Verifiche agli stati limite di esercizio (SLE) Si devono calcolare i valori degli spostamenti e delle distorsioni per verificarne la compatibilità con i requisiti prestazionali della struttura in elevazione ( e 2.6.2), nel rispetto della condizione (6.2.7). Analogamente, forma, dimensioni e rigidezza della struttura di fondazione devono essere stabilite nel rispetto dei summenzionati requisiti prestazionali, tenendo presente che le verifiche agli stati limite di esercizio possono risultare più restrittive di quelle agli stati limite ultimi FONDAZIONI SU PALI Il progetto di una fondazione su pali deve comprendere la scelta del tipo di palo e delle relative tecnologie e modalità di esecuzione, il dimensionamento dei pali e delle relative strutture di collegamento, tenendo conto degli effetti di gruppo tanto nelle verifiche SLU quanto nelle verifiche SLE. Le indagini geotecniche, oltre a soddisfare i requisiti riportati al 6.2.2, devono essere dirette anche ad accertare la fattibilità e l idoneità del tipo di palo in relazione alle caratteristiche dei terreni e delle acque presenti nel sottosuolo. 200