Relazione Geotecnica

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2 INTERVENTO DI RICOSTRUZIONE DEL CONCIO 2 DEL MURO DI SOTTOSCARPA SU PALI POSTO A SOSTEGNO DELLA STRADA Q,DALLA SEZ 26 ALLA SEZ 29 DELLO STADIO SAN FILIPPO. INTERVENTO DI CONSOLIDAMENTO DEI CONCI 1,3,4,5,6, DEL MURO DI SOTTOSCARPA SU PALI POSTO A SOSTEGNO DELLA STRADA Q,DALLA SEZ 25 ALLA SEZ. 31. Relazione Geotecnica

3 Indice INDICE GENERALITÀ DESCRIZIONE DEGLI INTERVENTI IN PROGETTO PER L ADEGUAMENTO DELLE STRUTTURE ESISTENTI RIFERIMENTI NORMATIVI CARATTERISTICHE GEOLITOLOGICHE E IDROLOGICHE DEL TERRENO GEOLITOLOGIA IDROGEOLOGIA E FALDA IDRICA CARATTERISTICHE GEOTECNICHE E GEOMECCANICHE DEL TERRENO SISMICITÀ DELLA ZONA AZIONE SISMICA PER I MURI DI SOSTEGNO IN C.A CONSIDERAZIONI SULLA TIPOLOGIA DELLE FONDAZIONI CONSIDERAZIONI SULLA SCELTA DEI PARAMETRI GEOTECNICI VERIFICHE DI FONDAZIONI SU PALI VERIFICHE AGLI STATI LIMITE ULTIMI (SLU) Verifica al collasso per carico limite verticale dei pali di fondazione Verifica al collasso per carico limite trasversale dei pali di fondazione VERIFICA ALLO SFILAMENTO DELLA FONDAZIONE DELL ANCORAGGIO VERIFICHE DI STABILITÀ GLOBALE DELLE OPERE DI SOSTEGNO

4 1. Generalità La presente relazione si riferisce ai muri di sostegno realizzati lungo la Strada di Servizio Q nell'ambito dei lavori di costruzione del Nuovo Stadio Comunale nel Polo Sportivo di San Filippo. In particolare i muri sono quelli di sottoscarpa del tratto compreso tra le sezioni 25 e 31. A seguito del crollo del concio n 2 dei muri suddetti e sulla scorta dei saggi effettuati, che hanno rivelato un erronea disposizione delle armature nell elevazione di conci stessi, con l inversione dell armatura tesa (interna) con quella compressa (esterna) e contemporaneamente l inversione del paramento esterno con quello interno in modo che il paramento inclinato si è venuto a trovare sul lato controterra, si è ritenuto necessario, per i conci n , predisporre degli interventi di adeguamento strutturale in modo da far rientrare le parti non conformi entro i livelli di sicurezza stabiliti dalle norme attualmente vigenti (DM ) come richiesto dall Uffico del Genio Civile con nota prot del Inoltre anche per il concio n. 2 si prevede di ricostruire la parte crollata, nel rispetto delle norme attuali. Nei paragrafi successivi, oltre a dare una descrizione sommaria delle strutture in progetto, si analizzeranno le caratterizzazioni stratigrafiche e geotecniche locali, e verranno enunciate le direttive guida per la verifica delle opere di fondazione. Per i risultati puntuali delle verifiche, si rimanda ai tabulati di calcolo forniti in allegato alla relazione di calcolo. 1.1 Descrizione degli interventi in progetto per l adeguamento delle strutture esistenti A seguito del crollo sul concio n. 2 (tipologia H=9.00 m), è stata eseguita una campagna di indagine su tutte le opere in oggetto, dalla quale risulta che le armature delle pareti in elevazione sono state invertite rispetto alle previsioni di progetto. Pertanto le armature esistenti non risultano adeguate allo stato di sollecitazione presente. Nell ottica di far si che tutte le parti strutturali esistenti soddisfino tutti i requisiti minimi di sicurezza, considerando le azioni imposte dalla normativa vigente, per i conci n sono stati previsti i seguenti interventi di adeguamento: Muro H=8.00 m - Esecuzione di n. 1 fila di tiranti passivi a quota 6.00 m dalla quota di spiccato dell elevazione, disposti ad interasse di 1.40 m, costituiti da n. 6 trefoli in acciaio armonico da 0.6'', inclinati di 15 rispetto all'orizzontale, e di lunghezza complessiva di ml di cui ml di ancoraggio. - Esecuzione di inghisaggi di spille orizzontali 16/100x40 all altezza del tirante in progetto, al fine di incrementare la resistenza a taglio della parete nella zona di intervento. Muro H=9.00 m - Esecuzione di n. 2 file di tiranti passivi a quota 3.00 e 7.00 m dalla quota di spiccato dell elevazione, disposti ad interasse di 1.90 m, costituiti da n. 6 trefoli in acciaio armonico da 0.6'', inclinati di 15 rispetto all'orizzontale, e di lunghezza complessiva di ml di cui ml di ancoraggio. - Esecuzione di inghisaggi di spille orizzontali 16/100x40 all altezza del tirante in progetto a quota 3

5 7.00 m (fila di testa), al fine di incrementare la resistenza a taglio della parete nella zona di intervento. Muro H=9.60 m - Esecuzione di n. 2 file di tiranti passivi a quota 3.60 e 8.60 m dalla quota di spiccato dell elevazione, disposti ad interasse di 1.90 m, costituiti da n. 6 trefoli in acciaio armonico da 0.6'', inclinati di 15 rispetto all'orizzontale, e di lunghezza complessiva di ml di cui ml di ancoraggio. - Esecuzione di inghisaggi di spille orizzontali 16/60x40 all altezza del tirante in progetto a quota 8.60 m (fila di testa), al fine di incrementare la resistenza a taglio della parete nella zona di intervento. In tutti i casi, pur trattandosi di tiranti passivi, a ciascun di essi viene applicato uno sforzo di tesatura iniziale di 100 KN. Inoltre è prevista, per ogni tipologia di muro, la realizzazione di un blocco in c.a. antistante la base della parete in elevazione, di sezione 50x50 cm per tutto lo sviluppo del muro, saldamente inghisato alla fondazione, allo scopo di creare un vincolo allo scorrimento del piede della parete per effetto delle spinte esercitate dal terrapieno. Per il concio n. 2 è stata invece prevista la ricostruzione della parete crollata, con l inghisaggio alla fondazione esistente dell armatura dell elevazione, risultante dai calcoli di verifica eseguiti in conformità alla normativa vigente. Tale verifica viene pertanto estesa al resto della struttura (plinto e pali di fondazione): per far si che la struttura soddisfi i requisiti imposti, è necessario prevedere una fila di tiranti attivi a quota 3.40 m dalla quota di spiccato dell elevazione, disposti ad interasse di 1.90 m, costituiti da n. 4 trefoli in acciaio armonico da 0.6'', inclinati di 15 rispetto all'orizzontale, di lunghezza complessiva di ml di cui ml di ancoraggio, ai quali viene applicato uno sforzo di pretensione pari a 350 kn. Per i dettagli sulla geometria delle strutture e le sezioni degli elementi strutturali, si rimanda agli elaborati grafici forniti ad integrazione della presente. 2. Riferimenti Normativi Zone Sismiche Legge n. 64 del Provvedimenti per le costruzioni con particolari prescrizioni per le zone sismiche. D.M. del Norme tecniche per le costruzioni (NTC). Circolare C.S.LL.PP. n. 617 del Istruzioni per l'applicazione delle "Nuove norme tecniche per le costruzioni (Circ. 617/2009). Eurocodice 8 Indicazioni progettuali per la resistenza sismica delle strutture. Azioni D.M. del Norme tecniche per le costruzioni (NTC). Circolare C.S.LL.PP. n. 617 del Istruzioni per l'applicazione delle "Nuove norme tecniche per le costruzioni (Circ. 617/2009). Eurocodice 1 - Basi della progettazione ed azioni sulle strutture. 4

6 Progettazione geotecnica D.M. del Norme tecniche per le costruzioni (NTC). Circolare C.S.LL.PP. n. 617 del Istruzioni per l'applicazione delle "Nuove norme tecniche per le costruzioni (Circ. 617/2009). Eurocodice 7 - Progettazione geotecnica. 3. Caratteristiche geolitologiche e idrologiche del terreno 3.1 Geolitologia Nella relazione geologica a corredo del progetto originario, redatta dal Dr. Geol. Alfredo Natoli, il substrato di fondazione, ricostruito sulla base dei rilievi di campagna e delle indagini geognostiche, viene riportato appartenente alla facies sabbioso-arenaceo-argillosa della molassa. Inoltre, tra le sezioni 24 e 32 esiste una struttura morfologica nascosta, formata da una piccola valle fossile, riempita da materiali detritici. Dalla campagna di accertamenti eseguita, sono quindi risultate le seguenti tipologie stratigrafiche: Strato di materiali detritici Substrato molassico Per le caratteristiche geolitologiche di ciascuno dei suddetti terreni si rimanda alla relazione geologica. In particolare, lungo l'asse della struttura da realizzare, come si evince dal profilo litologico longitudinale allegato alla relazione citata, si riscontra il generale ricoprimento detritico degli strati molassici di base, fino ad uno spessore max in corrispondenza delle sezz di circa mt. Le molasse tendono ad affiorane spostandosi in direzioni opposte verso la sezione 24 e la sezione 32. Qui si riporta una breve sintesi delle loro caratteristiche generali: Materiali detritici Si tratta di materiali poco addensati, costituiti per il 50% da elementi granulari (sabbie, minuti frammenti litoidi) e per la rimanente parte da limi ed argille Substrato molassico E costituito da una alternanza stratificata di livelli sabbioso-arenacei e argillitico-siltitici. 3.2 Idrogeologia e Falda idrica Le caratteristiche idrogeologiche dei terreni ricadenti nell area di interesse sono ampiamente descritte nella relazione geologico-tecnica, alla quale si rimanda. Pur operando nei pressi della vallata del torrente S. Filippo, alla quota e alle profondità interessate non è stata rilevata, durante le indagini geognostiche, la presenza di falda acquifera. Inoltre, il substrato si comporta come un mezzo praticamente impermeabile. I calcoli di progetto possono pertanto condursi in assenza di falda. 5

7 4. Caratteristiche geotecniche e geomeccaniche del terreno Le caratteristiche geotecniche del terreno di fondazione sono stati dedotti dai risultati della campagna di accertamenti geognostici e geotecnici eseguita a suo tempo in prossimità della zona interessata. La descrizione e i risultati delle varie prove condotte su campioni in sito o in laboratorio sono consultabili nella Relazione Geologico-Tecnica del progetto originario. Per le varie formazioni si sono assunti i seguenti parametri geotecnici: Materiali detritici 20.0 KN/mc peso specifico c 1.0 KN/mq coesione 24 angolo di attrito interno In fase di calcolo, la coesione c può essere convenientemente assunta nulla. Substrato molassico 17.0 KN/mc peso specifico c 0.0 KN/mq coesione 36 angolo di attrito interno Si precisa che per il substrato molassico, a favore della sicurezza si è assunto un angolo di attrito pari a 36 e coesione C=0; detti valori risultano a favore della sicurezza rispetto a quanto indicato nella Relazione sulla valutazione dei parametri geotecnica del Versante Nord dello Stadio Comunale a firma del Prof. Leonardo Cascini,a corredo della 3 Perizia di Variante e suppletiva approvata dall Ufficio del Genio Civile in conferenza dei servizi con voto n del In detta relazione con riferimento alla facies sabbiosa della molassa a pag. 6 è specificato: Per quanto riguarda la frazione grossolana debolmente cementata si osserva che questa mediamente ed indipendentemente dalle condizioni di saturazione,può essere caratterizzata, a livello del pendio,da una coesione di 0,2-0,6 t/mq e da un angolo di attrito compreso tra Valori successivamente riportati nella fig 10 Interpetrazione unitaria di tutti i dati forniti dalle prove Iwest e di laboratorio. Per la parte in elevazione, trattandosi di un muro di sottoscarpa a contenimento del rilevato stradale, si considera un terreno di riporto, per il quale si assumono i seguenti parametri: Terreno Spingente (di riporto): 17 KN/mc peso specifico c' 0 KN/mq coesione ' 35 angolo di attrito interno Pur operando nei pressi della vallata del torrente S. Filippo, alla quota e alle profondità interessate non è rilevabile, come risultato dalle indagini geognostiche, la presenza di falda acquifera. Come si ha modo di rilevare nella 3 perizia di variante e suppletiva con particolare riferimento alla relazione S 504 del Prof. Ing. Leonardo Cascini dove è detto L insieme dei dati disponibili (Tabb 1a e1b ) evidenzia che nei periodi asciutti si attestano intorno a quote variabili tra 86 e 87 m s.l.m, con escursioni massime dell ordine di 3-4 m. 6

8 5. Sismicità della zona L azione del sisma viene valutata con riferimento al p.to 3.2 delle NTC. Si definisce a partire dalla pericolosità sismica di base del sito di costruzione. La pericolosità sismica è definita in termini di accelerazione orizzontale massima attesa a g su sito di riferimento rigido con superficie topografica orizzontale (Categoria A), nonché di ordinate dello spettro di risposta elastico in accelerazione ad essa corrispondente S e (T), con riferimento a prefissate probabilità di superamento Pv R, nel periodo di riferimento V R. La vita nominale di un opera strutturale V N, intesa come il numero di anni nel quale la struttura deve potere essere usata per lo scopo al quale è destinata, è fissata in base alla Tab. 2.4.I del DM Poiché si è in presenza di azioni sismiche, con riferimento alle conseguenze di una interruzione di operatività o di un eventuale collasso, per tutte le opere in progetto occorre scegliere la classe d uso. Le azioni sismiche vengono valutate in relazione al periodo di riferimento V R che si ricava moltiplicandone la vita nominale V N per il coefficiente d uso C U, definito in funzione della classe d uso, come mostrato in Tab. 2.4.II del citato DM. In particolare, si ha: V R V N C U Le forme spettrali sono definite a partire dai valori dei seguenti parametri: a g accelerazione orizzontale massima al sito F o valore massimo del fattore di amplificazione dello spettro in accelerazione orizzontale T * C periodo di inizio del tratto a velocità costante dello spettro in accelerazione orizzontale Tali parametri vengono forniti dall INGV per un reticolo di riferimento e per determinati periodi di ritorno T R (30, 50, 72, 101, 140, 201, 475, 975, 2475 anni). Noti: la vita di riferimento della costruzione: V R = 75 anni la probabilità di superamento nella vita di riferimento P VR = 10% associato allo stato limite considerato SLV al quale bisogna riferirsi per le azioni sismiche nel caso in oggetto Si determina il periodo di ritorno dell azione sismica T R : VR TR ln 1 P = 712 anni VR Poiché la attuale pericolosità sismica su reticolo di riferimento non contempla esattamente il periodo di ritorno appena determinato, i valori generici dei parametri a g, F o, T * C corrispondenti sono ricavati per interpolazione secondo la formula (2) dell All. A alle NTC nella quale: p è il valore del parametro di interesse corrispondente al periodo di ritorno T R desiderato; TR1, TR2 sono i periodi di ritorno più prossimi a T R (475 e 975 anni rispettivamente) per i quali si dispone dei valori p 1 e p 2 del generico parametro p. Per un qualunque punto del territorio non ricadente nei nodi del reticolo di riferimento, i valori dei parametri sono calcolati come media pesata dei valori assunti dagli stessi nei quattro vertici della maglia 7

9 elementare del reticolo contenente il punto, utilizzando come pesi gli inversi delle distanze tra il punto in questione ed i quattro vertici. La seguente schermata riassume ed individua i parametri principali per il sito in esame: 38,17 38,16 38,15 38,14 38,13 38,12 38,11 Coordinate geografiche della località in esame LON LAT Tolleranza Input da Comuni d'italia [ ] [ ] [ ] [km] Località 15,520 38, ,000 Coordinate geografiche dei 4 punti del reticolo ID LON LAT Distanza [#] [ ] [ ] [ ] [km] Punto ,521 38,166 0,004 0,399 Punto ,457 38,167 0,050 5,569 Punto ,519 38,116 0,046 5,166 Punto ,456 38,117 0,068 7,568 15, ,46 15,47 Media dei valori dei parametri dei 4 punti per la località in esame 15,48 15,49 15,50 15,51 15, T R a g F O T C * [anni] [g/10] [adm] [s] ,605 2,38 0, ,811 2,33 0, ,987 2,31 0, ,177 2,32 0, ,388 2,35 0, ,662 2,36 0, ,469 2,41 0, ,353 2,44 0, ,817 2,49 0, ,0 46,5 46,0 45,5 45,0 44,5 44,0 43,5 43,0 42,5 42,0 41,5 41,0 40,5 40,0 39,5 39,0 38,5 38,0 37,5 37,0 36,5 6,5 7,0 7,5 Punto interno al reticolo 8,0 8,5 9,0 9,5 10,0 10,5 11,0 11,5 12,0 12,5 13,0 13,5 14,0 14,5 15,0 15,5 16,0 16,5 17,0 17,5 18,0 18,5 19,0 Così operando, si ottengono per il sito in esame i tre parametri cercati: Accelerazione orizzontale massima su sito rigido: a g = g Fattore di amplificazione max spettro: F o = 2.43 Periodo inizio tratto a velocità costante spettro: T * C = 0.37 s Ai fini della definizione dell azione sismica di progetto, si rende necessario valutare l effetto della risposta sismica locale basata sull individuazione di categorie di sottosuolo di riferimento (Tab. 3.2.II e 3.2.III delle NTC). Dalle misurazioni specifiche effettuate nella campagna di indagini geognostiche, è stato possibile classificare il suolo di fondazione secondo quanto indicato al p.to del DM ricavando il V S,30 con l espressione: V con: S,30 h i V S,30 i 30 hi V S, i spessore (in metri) dell i-esimo strato compreso nei primi 30 m di profondità; velocità delle onde di taglio nell i-esimo strato; Sulla base di tale assunzione, si definiscono, con riferimento alla Tab. 3.2.V delle NTC, il coefficiente di amplificazione stratigrafica S S ed coefficiente C C funzione della particolare categoria di sottosuolo. Si è assunto per le opere interessate: 8

10 Categoria di sottosuolo: Tipo B Sulla base di tale assunzione, si definisce, con riferimento alla Tab. 3.2.V delle NTC, il coefficiente di amplificazione stratigrafica S S ed coefficiente C C funzione della particolare categoria di sottosuolo. Bisogna inoltre tenere conto delle condizioni topografiche locali. Definita la categoria topografica per il particolare sito, si ricava il valore del coefficiente di amplificazione topografica S T. Nel caso in oggetto, in base alla Tab. 3.2.IV delle NTC l area di intervento ricade nella seguente categoria topografica: Categoria topografica: T2 (Pendii con inclinazione media i > 15 ) Ciononostante, come si evidenzia dalla sezione tipo riportata in allegato, l opera risulta ubicata al piede del versante: infatti si trova a ridosso del piazzale nord di accesso alle gradinate, e da qui il profilo del terreno prosegue con andamento regolare quasi in piano. Si precisa inoltre che i muri in oggetto sono di sottoscarpa ed a contenimento del rilevato stradale della strada Q, ma non assolvono alcuna funzione di sostegno del versante o di parti d esso. Poiché quindi l opera è situata alla base del pendio, si assume, nel rispetto del p.to delle NTC, il valore: S T = 1.0 La categoria di sottosuolo e le condizioni topografiche vengono tenute in conto contemporaneamente attraverso un unico coefficiente così definito: S S S S T Il moto sismico alla superficie di un sito, associato a ciascuna categoria di sottosuolo, è definito mediante l accelerazione massima (a max ) attesa in superficie il cui valore può essere ricavato dalla relazione: a max = S a g = S S S T a g dove a g è l accelerazione massima su sito di riferimento rigido. Per il sito in esame e tenendo conto delle condizioni al contorno, si assume quindi: Accelerazione orizzontale massima su sito rigido: a g = g Fattore di amplificazione max spettro: F o = 2.43 Periodo inizio tratto a velocità costante spettro: T * C = 0.37 s Categoria di sottosuolo: B Coefficiente di amplificazione topografica: S T = 1.0 (Categoria topografica T2) Coefficiente di amplificazione stratigrafica: S S = Accelerazione massima attesa al sito: a max = 0.327g 5.1 Azione sismica per i muri di sostegno in c.a. Il moto sismico alla superficie di un sito, associato a ciascuna categoria di sottosuolo, è definito mediante l accelerazione massima (a max ) attesa in superficie il cui valore può essere ricavato dalla relazione: a max = S a g = S S S T a g dove a g è l accelerazione massima su sito di riferimento rigido. L analisi della sicurezza dei muri di sostegno in condizioni sismiche è eseguita mediante i metodi pseudostatici. 9

11 L analisi pseudostatica si effettua mediante i metodi dell equilibrio limite. L azione sismica è rappresentata da una forza statica equivalente pari al prodotto delle forze di gravità per degli opportuni coefficienti sismici. Nelle verifiche allo stato limite ultimo, i valori dei coefficienti sismici orizzontale k h e verticale k v possono essere valutati mediante le espressioni: amax kh m kv 0. 5 kh g dove: a max g m accelerazione orizzontale massima attesa al sito, già definita precedentemente; accelerazione di gravità coefficiente di riduzione dell accelerazione massima attesa al sito Quest ultimo coefficiente assume i valori riportati nella Tab II delle NTC. Per muri che non siano in grado di subire spostamenti relativi rispetto al terreno, ad esempio in presenza di tiranti di ancoraggio o di fondazioni profonde che non consentono scorrimenti della struttura, come nei casi in esame, assume valore unitario. Nel caso in oggetto considerate le assunzioni fatte in precedenza per il sito e per la classe della struttura, i parametri sismici principali valgono: a max = g m = 1.0 per cui infine: k h = k v = ± L analisi delle condizioni di stabilità globale del complesso muro-terreno in condizioni sismiche è eseguita ancora mediante metodi pseudostatici. L azione sismica è rappresentata da un azione statica equivalente, costante nello spazio e nel tempo, proporzionale al peso W del volume di terreno potenzialmente instabile. Tale forza dipende dalle caratteristiche del moto sismico atteso nel volume di terreno potenzialmente instabile e dalla capacità di tale volume di subire spostamenti senza significative riduzioni di resistenza. Nelle verifiche allo stato limite ultimo le componenti orizzontale e verticale di tale forza possono esprimersi come F h = k h W ed F v = k v W, con k h e k v (coefficienti sismici orizzontale e verticale) calcolati con una espressione simile a quella precedente: amax kh s kv 0. 5 kh g I loro valori sono però diversi, a motivo di una diversa definizione del coefficiente di riduzione dell accelerazione massima attesa al sito s. Quest ultimo coefficiente assume i valori riportati nella Tab I delle NTC. Nel caso in esame in particolare si ha: s = 0.28 per cui infine: k h = k v = ± Considerazioni sulla tipologia delle fondazioni La presenza dello strato detritico, fortemente comprimibile e di scarse proprietà di resistenza, ha reso improponibile la soluzione con fondazioni di tipo superficiale. 10

12 In fase di progetto si era pertanto optato per la soluzione su pali di diametro D 80 cm, che consentiva di trasferire in profondità i carichi della parte in elevazione, fino a raggiungere il più resistente substrato molassico. La diversa consistenza dello strato detritico nelle varie sezioni ha consentito di adottare lunghezze dei pali di fondazione diversificate. Per la verifica puntuale delle fondazioni nelle nuove combinazioni di carico si faccia riferimento alla specifica relazione di calcolo. 7. Considerazioni sulla scelta dei parametri geotecnici Nell effettuare le verifiche di stabilità, incluse le verifiche geotecniche, e le verifiche strutturali dei diversi elementi, i parametri geotecnici caratteristici del terreno che intervengono nelle relazioni impiegate vanno intesi corretti con i coefficienti parziali riportati nel seguente prospetto: Parametro Tangente dell angolo di attrito interno Coefficiente parziale m M1 M2 tan k ' = 1.00 ' = 1.25 Coesione efficace c k c = 1.00 c = 1.25 Resistenza non drenata c uk cu = 1.00 cu = 1.40 Peso specifico = 1.00 = 1.00 Solitamente, ma non necessariamente, i coefficienti della colonna M1, combinati con quelli della colonna A1 per le azioni ( Tab. 6.2.I DM ), sono rilevanti per stabilire la capacità strutturale delle opere che interagiscono con il terreno, mentre i coefficienti della colonna M2, combinati con quelli del gruppo A2, sono rilevanti per il dimensionamento geotecnico. In ambito geotecnico, nelle verifiche di sicurezza agli stati limite ultimi (SLU) deve essere rispettata la condizione: E d R d dove E d è il valore di progetto dell azione o dell effetto dell azione ed R d è il valore di progetto della resistenza del terreno. 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), come sopra definiti, e per le resistenze (R1, R2 e R3). I diversi gruppi di coefficienti di sicurezza parziali possono essere scelti nell ambito di due approcci progettuali distinti e alternativi. Nell Approccio 1 sono previste due diverse combinazioni di gruppi di coefficienti: la prima combinazione è generalmente più severa nei confronti del dimensionamento strutturale, mentre la seconda combinazione è generalmente più severa nei riguardi del dimensionamento geotecnico. Nell Approccio 2 è prevista un unica combinazione di gruppi di coefficienti, da adottare sia nelle verifiche strutturali sia nelle verifiche geotecniche. 8. Verifiche di fondazioni su pali Le indicazioni date nel presente paragrafo sono valide esclusivamente per le fondazioni realizzate su 11

13 pali in c.a.. Per le verifiche puntuali delle singole strutture si rimanda alle specifiche relazioni di calcolo. 8.1 Verifiche agli Stati Limite Ultimi (SLU) Verifica al collasso per carico limite verticale dei pali di fondazione La trasmissione dei carichi verticali dal palo al terreno avviene attraverso due distinti meccanismi: - per attrito laterale, ossia per attrito tra la superficie laterale del palo ed il terreno ad esso adiacente; - per carico alla base, cioè per trasmissione diretta di forze verticali dalla sezione di estremità inferiore del palo al terreno. Indicata con Q s la capacità portante dovuta al primo meccanismo e con Q b quella dovuta al secondo, la capacità portante complessiva di calcolo sarà: Q lim Q s + Q b Per terreni stratificati e incoerenti, si utilizza la relazione fornita da Reese O Neill (1999): Q D l i l in cui per lo strato i-esimo: i k 1 k vi i i h tensione verticale media nello strato vi k l i spessore dello strato Per il fattore si usano la seguente relazione: z 0. 5 i i in cui z i è la profondità rispetto al p.c. La portata limite di punta vale invece, utilizzando l equazione di Terzaghi: con: Q b p A 1. 3c N c vp N q 2 A p D / 4 area del palo nella sezione di base c coesione del terreno nella sezione di punta N c, N q Fattori di capacità portante del terreno nella sezione di punta secondo Terzaghi N k 1 k h tensione verticale del terreno nella sezione di punta vp k I parametri geotecnici caratteristici del terreno presenti nelle relazioni descritte vanno intesi corretti con i coefficienti parziali riportati nella Tab. 6.2.II delle NTC, in funzione della particolare combinazione di carico. Seguendo nel caso in oggetto l approccio progettuale di Tipo 1, sia per la fase statica che per quella sismica. Secondo tale approccio, la resistenza, o più precisamente il carico limite verticale, ottenuto come sopra va ridotto con i relativi coefficienti parziali, tratti dalla tab. 6.4.II delle NTC: Resistenza R1 R2 R3 Resistenza di punta 1,00 1,70 1,35 12

14 Resistenza laterale per palo in compressione 1,00 1,45 1,15 Resistenza laterale per palo in trazione 1,00 1,60 1,25 Solo in fase sismica, nell Approccio 1 Combinazione 2, così come stabilito al p.to delle NTC, si deve fare riferimento ai coefficienti R3 anziché ai coefficienti R2. Per ciascuna combinazione, la forza verticale agente in testa al palo (Q eser ) va sommata al peso proprio del palo (P palo ), ottenendo così il carico massimo di compressione di riferimento per le verifiche: Q max Q eser + G1 P palo Si definisce pertanto il coefficiente di sicurezza F s per palo soggetto a carichi verticali di compressione: Q F S Q lim max il quale dovrà risultare maggiore di 1.0. In presenza di pali in trazione, non si terrà conto della capacità portante di base, essendo la resistenza allo sfilamento affidata al solo attrito lungo la superficie laterale del palo (Q st ). A contrastare lo sfilamento si aggiunge inoltre il peso dello stesso palo. Si avrà pertanto: Q lim Q st + G1 P palo a cui va applicata la riduzione attraverso i coefficienti parziali delle resistenze della tabella sopra, mentre il carico minimo complessivo relativo al palo è: Q min Q eser in cui il carico Q eser deve ovviamente considerarsi negativo. La verifica della capacità portante è soddisfatta se anche in questo caso il coefficiente di sicurezza: Q F S Q lim min risulta maggiore di 1.0. Nel caso in esame, occorre tuttavia tener conto, vista la particolare natura del terreno di fondazione, della possibilità che i pali siano soggetti ad attrito negativo. La presenza di detrito di scarse attitudini meccaniche fa sì che il terreno circostante i pali, sotto il peso del rilevato di monte, sia soggetto a cedimenti superiori a quello del palo stesso, saldamente immorsato nel substrato molassico. Nell ambito della profondità in cui lo spostamento del terreno supera quello del palo, non si ha portanza laterale, ed inoltre si assiste ad un inversione delle forze di attrito, che vengono così a costituire un carico addizionale per il palo. La tensione unitaria di attrito negativo n, supposta agente con valore costante lungo tutta la lunghezza l i di palo che attraversa lo strato più comprimibile, si può valutare con la relazione: tan( ) ' K n vm 0 nella quale vm è la tensione verticale efficace media nell ambito del tratto interessato dalle n, e è la percentuale di attrito all interfaccia palo-terreno, che si assume pari a 0.7, e K 0 è il coefficiente di spinta a riposo. La tensione n, integrata su tutta la superficie intercettata da l i, da origine al carico Q neg, che dovrà aggiungersi al carico di esercizio: Q max Q eser + G1 P palo + Q neg La capacità portante Q lim a compressione si calcola come visto sopra, con la differenza che la portanza laterale Q l va riferita al solo tratto che si sviluppa nel terreno più resistente. 13

15 Si definisce alla fine un nuovo coefficiente di sicurezza F s, con i diversi fattori convenientemente rivalutati: Qlim F S Q max il quale dovrà risultare ancora maggiore di Verifica al collasso per carico limite trasversale dei pali di fondazione Quando il palo è soggetto ad azioni orizzontali, si può verificare la rottura per raggiungimento dello stato limite ultimo sia del terreno che del palo. La prima avviene nel caso di pali corti, la seconda nel caso di pali lunghi. Per stabilire se un palo ricade nell uno o nell altro caso, si ricava la lunghezza caratteristica del palo T: dove: E p J p BBs E p J T Bs p 1/ 4 modulo elastico del palo momento di inerzia del palo parametro del terreno di Winkler (formulazione di Bowles) Il palo è corto se risulta T 2.5, lungo in caso contrario. Nel primo caso la verifica è di tipo geotecnico, mentre nel secondo caso la rottura avviene quando si raggiunge il momento flettente ultimo della sezione in c.a., per cui se la verifica della sezione è soddisfatta, è al contempo soddisfatta anche la verifica a carico limite trasversale dei pali di fondazione. Poiché nel caso in oggetto si ha a che fare con pali lunghi, si ricade con certezza nel secondo caso, per cui si rimanda al paragrafo relativo alle verifiche strutturali. 9. Verifica allo sfilamento della fondazione dell ancoraggio Il dimensionamento geotecnico dei tiranti di ancoraggio si riferisce allo sviluppo di meccanismi di collasso determinati dalla mobilitazione della resistenza del terreno. La verifica a sfilamento della fondazione dell ancoraggio si esegue confrontando la massima azione di progetto T d con la resistenza di progetto R ad, determinata applicando alla resistenza caratteristica R ak i fattori parziali R riportati nella Tab. 6.6.I delle NTC. Il valore della resistenza caratteristica R ak è il minore dei valori derivanti dall applicazione dei fattori di correlazione a3 e a4 rispettivamente al valor medio e al valor minimo delle resistenze R ac ottenute dal calcolo. Per la valutazione dei fattori a3 e a4, si deve tenere conto che i profili di indagine sono solo quelli che consentono la completa identificazione del modello geotecnico di sottosuolo per il terreno di fondazione dell ancoraggio. Tali fattori vanno fissati sulla base delle indicazioni della Tab. 6.6.III delle NTC. R ak min R R ac a3 med ; ac a4 min La verifica prevede in prima analisi la determinazione, con i metodi propri della geotecnica, del carico 14

16 limite del terreno Q lim. In generale si può scrivere: in cui: Q lim D p L a ' c D p diametro di perforazione del tirante Coefficiente di incremento diametro bulbo (Bustamante-Doix) L a lunghezza del tratto di ancoraggio i coefficiente di adesione del terreno c i coesione del terreno Inoltre compare il termine che rappresenta la tensione tangenziale resistente media al bulbo, che si ricava con la seguente espressione: ' cos tan sin dove: v n i 1 i v h tensione verticale media nell ancoraggio del tirante v i angolo di inclinazione del tirante rispetto all'orizzontale tan coefficiente di attrito del terreno I parametri geotecnici caratteristici del terreno presenti nelle relazioni descritte vanno intesi corretti con i coefficienti parziali riportati nella Tab. 6.2.II delle NTC, in funzione della particolare combinazione di carico. In realtà, le NTC stabiliscono (p.to 6.6.2) che le verifiche in fase statica possono essere eseguite con riferimento alla combinazione unica A1+M1+R3, ed in fase sismica alla combinazione A1*+M1+R3, dove si assumono unitari tutti i coefficienti parziali delle azioni. La resistenza, o più precisamente il carico limite allo sfilamento, ottenuto come sopra va quindi ridotto con il coefficiente parziale, fissato nella tab. 6.6.I delle NTC: R1 = 1.2 valido per tiranti permanenti. Noto il carico limite, è semplicemente: R ac = Q lim dalla quale è possibile ricavare il valore caratteristico R ak. La resistenza di calcolo si ottiene applicando a quest ultimo il coefficiente parziale delle resistenze R3. R ak Rad R3 La resistenza di calcolo va poi confrontata con il carico T d agente sul tirante, dato dal carico di pretensionamento, maggiorato dell incremento che si verifica per effetto degli spostamenti subiti dalla spalla sotto i carichi di esercizio o sotto l azione del sisma. In particolare, tale incremento, noto l allungamento del tirante in cui: E s A tr L m Es A T u L m tr u, vale: modulo elastico dell acciaio dei trefoli area dei trefoli lunghezza di calcolo del tirante, pari alla lunghezza libera più metà della lunghezza di 15

17 Quindi è: ancoraggio T d T 0 T Ai fini della verifica geotecnica, si definisce infine il coefficiente di sicurezza: R ad F S 1.0 T d che deve risultare, come indicato, non inferiore ad uno. Si precisa infine che i risultati delle verifiche condotte nel seguente paragrafo dovranno essere supportati e confermati da prove di carico eseguite su tiranti di prova nel rispetto del p.to delle NTC. 10. Verifiche di stabilità globale delle opere di sostegno Le normative vigenti impongono di verificare la stabilità d'insieme del complesso terreno-struttura. La verifica della stabilità globale prevede che si esegua un controllo della stabilità del complesso terreno-opera di sostegno nei riguardi della probabile formazione di superfici di scorrimento nella parte di terreno interessata. La verifica di stabilità globale in fase statica deve essere effettuata secondo l Approccio 1 - Combinazione 2: (A2+M2+R2). In tal caso il coefficiente parziale della resistenza va assunto pari a R2 = 1.1. In fase sismica deve invece essere effettuata secondo combinazione (A1*+M1). Il coefficiente parziale della resistenza va definita e motivata dal progettista. A favore di sicurezza si assume lo stesso valore considerato in fase statica R2 = 1.1. In presenza di mezzi omogenei non si hanno a disposizione metodi per individuare la superficie di scorrimento critica ed occorre esaminarne un numero elevato di potenziali superfici. Nel caso vengano ipotizzate superfici di forma circolare, la ricerca diventa più semplice in quanto dopo aver posizionato una maglia dei centri costituita da m righe e n colonne saranno esaminate tutte le superficie avente per centro il generico nodo della maglia m x n e raggio variabile in un determinato range di valori tale da esaminare superfici cinematicamente ammissibili. Esistono diversi metodi per lo studio dei fenomeni di instabilità di un pendio. Nel caso in esame si è adottato il metodo di Bishop, di seguito sinteticamente descritto. Metodo di BISHOP (1955) Con tale metodo non viene trascurato nessun contributo di forze agenti sui blocchi. Le equazioni usate per risolvere il problema sono: Fv = 0, M0 = 0: (Criterio di rottura) sec c b + (W - u b + X) tan 1 tan tan / F F = W sin in cui: F = fattore di sicurezza; c = coesione efficace (o totale) alla base dell i-esimo concio; 16

18 = angolo di attrito efficace alla base dell i-esimo concio; W = peso dell i-esimo concio; u = pressione dell acqua al centro della base dell i-esimo concio. I valori di F e di X per ogni elemento che soddisfano questa equazione danno una soluzione rigorosa al problema. Come prima approssimazione conviene porre X= 0 ed iterare per il calcolo del fattore di sicurezza. Tale procedimento è noto come metodo di Bishop ordinario, gli errori commessi rispetto al metodo completo sono di circa 1 %. Il coefficiente di sicurezza F non deve essere convenientemente inferiore a R2 =

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