COMUNE DI VICENZA INDAGINE GEOGNOSTICA E STUDIO GEOLOGICO GEOTECNICO PER IL PROGETTO DI COSTRUZIONE DI UN EDIFICIO SCOLASTICO SITO IN VIA MORA ---

Dal Molin dott. Luca - GEOLOGO Via Durando, 75-36100 Vicenza - tel. e fax 0444/922711 Codice Fiscale DLM LCU63R26L736F Partita IVA 02504070240 REGIONE VENETO PROVINCIA DI VICENZA COMUNE DI VICENZA INDAGINE GEOGNOSTICA E STUDIO GEOLOGICO GEOTECNICO PER IL PROGETTO DI COSTRUZIONE DI UN EDIFICIO SCOLASTICO SITO IN VIA MORA --- RELAZIONE GEOLOGICA E GEOTECNICA COMMITTENTE: CENTRO EDILE ANDREA PALLADIO VICENZA, 7 marzo 2007 il relatore Vicenza - Centro edile palladio

1 - PREMESSA 2 - INDAGINE GEOGNOSTICA 3 - ASSETTO GEOMORFOLOGICO, GEOLOGICO E IDROGEOLOGICO DELL AREA 4 - CARATTERIZZAZIONE GEOTECNICA DI PROGETTO 5 - ASPETTI DI SISMICITÀ LOCALE 5.1. Classificazione sismica del sito di progetto 5.2. Determinazione dei parametri dello spettro di risposta elastico. 5.3 Comportamento del terreno granulare sotto l azione dei carichi ciclici (sisma) 6 - VERIFICHE DI SICUREZZA 6.1 - Premessa 6.2 - Verifica di sicurezza agli stati limite ultimo (SLU) 6.3 - Verifica di sicurezza agli stati limite di esercizio (SLE) 7 - CONCLUSIONI Allegati: - Corografia scala 1/2000 - Planimetria con ubicazione indagini scala 1/1000 - Sezioni geologiche in scala 1:500 - n. 7 grafici penetrometrici con relativi tabulati numerici 1

1 PREMESSA Su incarico del CENTRO EDILE ANDREA PALLADIO è stato eseguito uno studio geologico e geotecnico per il progetto di costruzione di un nuovo edificio scolastico sito in via Mora nel Comune di Vicenza. Le indagini e le analisi sono state eseguite in ottemperanza a quanto disposto dalla normativa vigente: - D.M. 11/03/88 recante Norme tecniche riguardanti le indagini sui terreni e sulle rocce, la stabilità dei pendii naturali e delle scarpate, i criteri generali e le prescrizioni per la progettazione, l esecuzione e il collaudo delle opere di sostegno delle terre e delle opere di fondazione. - Eurocodice 7, Progettazione geotecnica (UNI ENVI 1997-1) - D.M. 14/09/2005 recante Norme tecniche per le costruzioni (NTU). - Ordinanza PCM 3274 del 20/03/2003 recante i Primi elementi in materia di criteri generali per la classificazione sismica nel territorio nazionale e di normative tecniche per la costruzione in zona sismica. - Ordinanza PCM 3519 del 28/04/2006 recante i criteri generali per l'individuazione delle zone sismiche e per la formazione e l'aggiornamento degli elenchi delle medesime zone (G.U. n.108 del 11/05/2006. - Del. G.R. n. 67 del 03/12/2003 e Del. G.R. n. 96/CR del 07/08/2006. 2 - INDAGINE GEOGNOSTICA Per l area di intervento è stata condotta un indagine geognostica preliminare in sito ai fini della valutazione di: - successione stratigrafica dei terreni di fondazione; - assetto idrogeologico generale e locale del sottosuolo. - principali proprietà geotecniche, per la definizione del Modello Geotecnico del Sottosuolo (MGS) relativo ai terreni che costituiscono il Volume Significativo interessato dalle fondazioni. Allo scopo sono state eseguite N 7 prove penetrometriche statiche (CPT), che sono state spinte sino alla profondità massima di 18 m dal piano campagna attuale (p.c.). Le prove penetrometriche sono state eseguite impiegando un penetrometro Pagani, di 20 ton. di spinta, il quale consente la misura della resistenza alla punta (Rp) e dell attrito laterale locale (Rl) di una punta meccanica telescopica (tipo Begemann) con punta conica con angolo di 60, area di 10 cm 2 e manicotto d attrito di 150 cm 2. Per ogni metro di infissione sono stati rilevati 5 valori di Rp ed Rl. I valori di Rp ed Rl misurati nel corso delle prove sono stati inseriti in un programma di calcolo automatico, il quale ha operato la diagrammazione dei valori di Rp e Rl, espressi in Kg/cm 2 in funzione della profondità, e l elaborazione di un modello meccanico stratigrafico del terreno. 2

In tale modello le singole coppie di valori Rp ed Rl ed il loro rapporto sono serviti ad individuare strati coesivi (argille e limi) e strati incoerenti o dotati di scarsa coesione (sabbie e limi sabbiosi). Per entrambi i valori è stata compiuta una classificazione standardizzata dedotta dal rapporto Rp/Rl (Begemann, 1966 - Racc. AGI, 1977). Inoltre sono stati dedotti i parametri geotecnici più significativi e precisamente: Resistenza al taglio senza drenaggio (Cu); riferimento: Ricceri et al. (1974) - correlazione tra resistenza di punta (Rp) che la tensione litostatica verticale efficace. Densità relativa (Dr%); riferimenti: Harman, Schmertmann (1977) - correlazione tra la resistenza di punta (Rp) e la tensione litostatica verticale efficace. Angolo di attrito interno di picco (φ ); riferimenti: Begemann (1974), Trofimenkov (1974), Schmertmann (1977). Peso di volume (γ); riferimenti: Terzaghi e Peck (1967); Bowles (1982). Modulo di deformazione in condizione drenate (E); riferimenti: Janbu (1967), D Appolonia (1970). Modulo di deformazione in condizione non drenate (Eu); riferimenti: Duncan-Buchigani (1976). Le prove sono state disposte all interno dell area in esame. La loro ubicazione è riportata nella planimetria in allegato. Come quota di riferimento 0.00 sia per le prove che per le considerazioni che seguiranno è stato preso la quota del chiusino presente nel piazzale del parcheggio esistente. Rispetto a tale quote di riferimento le quote di imbocco delle prove penetrometriche sono sintetizzati nella seguente tabella: PROVA N. Data Quota p.c. da 0.00 (m) Profondità raggiunta da p.c. (m) P1 21.02.2007-0.33-15 P2 21.02.2007 +0.02-18 P3 21.02.2007 +0.20-15 P4 21.02.2007 +0.00-12 P5 21.02.2007-0.20-18 P6 21.02.2007 +0.09-18 P7 21.02.2007 +0.08-18 3

3 ASSETTO GEOMORFOLOGICO, GEOLOGICO E IDROGEOLOGICO DELL AREA Il luogo di progetto si presenta piano e incolto, con quota assoluta di 36 m slm. La zona fa parte della bassa pianura vicentina, cioè della porzione al di sotto della Linea delle Risorgive, ove il sottosuolo è formato da terreni alluvionali. Le numerose divagazioni e i sovralluvionamenti dei corsi d acqua, ed in particolare del Fiume Brenta, hanno provocato, infatti, nel passato la deposizione di materiali alluvionali di granulometria fine. Troviamo qui, infatti, una successione di terreni, disposti in letti sovrapposti oppure in lenti suborizzontali, che vanno dalle argille e limi alle sabbie con ghiaie, frequentemente mescolate tra di loro in proporzioni varie. Dal confronto dei grafici desunti dalle prove penetrometriche si evince che, almeno parzialmente, l area d intervento sia stata oggetto, nel passato, di interventi antropici, che hanno modificato la topografia originaria, colmando una vasta depressione, che esisteva tra il Fiume Astichello e Viale Circoli (settore compreso tra le prove P5, P6 e P7), sopraelevandola di almeno 4 m. rispetto al piano campagna originario. Si può desumere, infatti, che in corrispondenza della prova P4 doveva esistere un gradino morfologico, circa perpendicolare all attuale corso d acqua, che collegava i piani campagna delle due aree, che si trovavano a quote differenti. Si confrontino a tale proposito le sezioni geologiche (in particolare la Sez. A) riportate in allegato. In considerazione di quanto sopra, non è stato possibile, data la disomogeneità areale riscontrata, stabilire un unica stratigrafia per tutta l area in esame e si è pertanto costretti a suddividerla in due settori distinti. Nel settore compreso tra le prove P1, P2, P3 e P4 il sottosuolo è formato, sino alla quota di circa 6, da un alternanza di sabbie, sabbie limose, limi argillosi e limi sabbiosi, di discreta consistenza e addensamento, segue uno strato di sabbie addensate sino alla profondità di circa 11 m, poi dei limi argillosi con intercalazioni sabbiose, ed infine, a partire da circa 15 m un potente banco di sabbie ghiaiose compatte. Nel settore compreso tra le prove P5, P6 e P7 il sottosuolo è costituito da uno strato superficiale di riporti, di varia natura, granulometria e consistenza, di spessore variabile da 3 a 4 m, seguito da uno strato di limi e limi argillosi, talora con livelli di torbe, di bassa consistenza, sino alla profondità di circa 9 m; a partire da tale quota si trova la stessa stratigrafia rilevata nel settore adiacente. Il reticolo idrografico superficiale è ben sviluppato ed è formato prevalentemente da scoli dei campi, con la regimazione idrica che è operata principalmente da questi ultimi. L elemento idrografico più rilevante è dato dal Fiume Astichello che scorre circa 60 m a ovest dell area d intervento. Dalla cartografia relativa alla Perimetrazione e classificazione delle aree in relazione alla pericolosità idraulica (allegata al P.A.I. del bacino idrografico del fiume Brenta Bacchiglione, anno 2004) si desume che l area in esame non è soggetta a rischio idraulico per allagamenti dei corsi d acqua maggiori (F. Astichello). Come già detto, infatti, buona parte dell area d intervento il piano campagna attuale risulta sopraelevato di circa 4 m rispetto al piano campagna originario. Dal punto di vista idrogeologico entro il materasso alluvionale, che è suddiviso in un alternanza di livelli sabbioso ghiaiosi e limoso argillosi, è alloggiato un acquifero complesso multistrato per la presenza di una falda libera (falda freatica) e di più falde in pressione (contenute entro gli strati sabbiosi conduttivi). Si tratta di un area che costituirono in passato letti fluviali ora relitti (paleoalvei) o zone di divagazione del fiume Brenta. Durante l esecuzione delle prove in sito è stata rilevata presenza di terreni saturi. 4

La falda d acqua, misurata entro i fori di sondaggio, è stata rinvenuta a una profondità di circa 1.50 m. da p.c. medio. Tale quota è stata presa, per le verifiche di sicurezza, come massimo livello idrico. Le quote di -2.10 e 2.70 m., osservate nei punti di prova P6 e P7, sono attribuibili sia alla presenza di terreni riportati, sia alla minor distanza dal Fiume Astichello. La determinazione della posizione della falda idrica risulta fondamentale ai fini della valutazione della resistenza alla liquefazione dei terreni granulari. Il fenomeno della liquefazione dei terreni colpisce, infatti, i terreni granulari sciolti posti sotto falda. 4 CARATTERIZZAZIONE GEOTECNICA DI PROGETTO In questo capitolo si vuole definire il Modello Geotecnico del Sottosuolo relativo ai terreni che costituiscono il Volume Significativo interessato dalle fondazioni. La descrizione della stratigrafia individuata, con l indicazione delle proprietà geotecniche dei terreni, è stata eseguita considerando separatamente le prove eseguite in due settori distinti, data la disomogeneità riscontrata dall osservazione dei dati rilevati. Per ogni strato sono forniti, oltre che i valori delle proprietà geotecniche dei terreni, anche il campo di variabilità della Resistenza alla punta (Rp) del penetrometro, e il suo valore medio (Rpm). Procedendo verticalmente dal p.c. delle singole prove, è stato possibile individuare i seguenti parametri geotecnica. 4.1. Settore compreso tra le prove P1, P2, P3 e P4 STRATO N 1 Profondità : da p.c. a (0.80 1.40) m. Classifica : Terreno vegetale limoso argilloso e riporti di varia natura. In P4 è presente uno strato di riporti spesso 1.40 m. Consistenza : Resistenza alla punta: Rp = 11 40 Kg/cm 2 Rpm = 25 Kg/cm 2 : Densità relativa: Drel = 70 % : Angolo di attrito interno: φ = 30 : Peso di volume: γ = 18 KN/m 3 STRATO N 2 Profondità : da (0.80 1.40) a (4.00 4.40) m. Classifica : Alternanze di sabbie limose, limi sabbiosi e limi argillosi. Addensamento : Resistenza alla punta: Rd = 5 90 Kg/cm 2 Rpm = 30 Kg/cm 2 : Coesione non drenata: Cu = 40 50 KPa : Densità relativa: Drel = 50 70 % : Angolo di attrito interno: φ = 28 32 : Modulo di deformazione: E = 20 MPa : Peso di volume: γ = 18 KN/m 3 STRATO N 3 Profondità : da (4.00 4.40) a (5.00 6.00) m. Classifica : Argille limose di media consistenza. Addensamento : Resistenza alla punta: Rd = 5 18 Kg/cm 2 Rpm = 11 Kg/cm 2 : Coesione non drenata: Cu = 50 KPa 5

: Modulo di deformazione: E = 20 MPa : Peso di volume: γ = 18 KN/m 3 STRATO N 4 Profondità : da (5.00 6.00) a 11.0 m. Classifica : Sabbie e sabbie limose addensate Addensamento : Resistenza alla punta: Rd = 20 170 Kg/cm 2 Rpm = 80 Kg/cm 2 : Densità relativa: Drel = 65 % : Angolo di attrito interno: φ = 33 : Modulo di deformazione: E = 45 MPa : Peso di volume: γ = 18 KN/m 3 STRATO N 5 Profondità : da 11.00 a (14.40 15.00) m. Classifica : Limi argillosi con intercalazioni di sabbie limose. Consistenza : Resistenza alla punta: Rd = 8 130 Kg/cm 2 Rpm = 30 Kg/cm 2 : Coesione non drenata: Cu = 50 KPa : Densità relativa: Drel = 67 % : Angolo di attrito interno: φ = 34 : Modulo di deformazione: E = 20 MPa : Peso di volume: γ = 18 19 KN/m 3 STRATO N 6 Profondità : da (14.40 15.00) a 18.0 m. Classifica : Sabbie e ghiaie addensate Addensamento : Resistenza alla punta: Rd = 40 140 Kg/cm 2 Rpm = 90 Kg/cm 2 : Densità relativa: Drel = 60 % : Angolo di attrito interno: φ = 34 : Modulo di deformazione: E = 45 MPa : Peso di volume: γ = 18 KN/m 3 4.2. Settore compreso tra le prove P5, P6 e P7 STRATO N 1 Profondità : da p.c. a (3.00 4.00) m. Classifica : Riporti di varia natura, granulometria e consistenza. Consistenza : Resistenza alla punta: Rp = 2 86 Kg/cm 2 Rpm = 30 Kg/cm 2 : Densità relativa: Drel = 65 % : Angolo di attrito interno: φ = 28 : Peso di volume: γ = 18 KN/m 3 STRATO N 2 Profondità : da (3.00 4.00) a (8.20 9.0) m. Classifica : Argille limose, talora torbose, da molli a mediamente consistenti. Limi sabbiosi in P6 tra le quote -6.0 e -8.60 m. Consistenza : Resistenza alla punta: Rd = 3 28 Kg/cm 2 Rpm = 10 Kg/cm 2 : Coesione non drenata: Cu = 20 40 KPa : Densità relativa: Drel = 50 70 % 6

: Modulo di deformazione: E = 15 MPa : Peso di volume: γ = 18 KN/m 3 STRATO N 3 Profondità : da (8.20 9.0) a (11 12.20) m. Classifica : Sabbie e sabbie limose addensate Addensamento : Resistenza alla punta: Rd = 16 200 Kg/cm 2 Rpm = 80 Kg/cm 2 : Densità relativa: Drel = 65 % : Angolo di attrito interno: φ = 33 : Modulo di deformazione: E = 45 MPa : Peso di volume: γ = 18 KN/m 3 STRATO N 4 Profondità : da (11 12.20) a 15.0 m. Classifica : Alternanze di limi argillosi, limi sabbiosi e sabbie limose. Consistenza : Resistenza alla punta: Rd = 6 150 Kg/cm 2 Rpm = 28 Kg/cm 2 : Coesione non drenata: Cu = 35 KPa : Densità relativa: Drel = 45 % : Angolo di attrito interno: φ = 32 : Modulo di deformazione: E = 20 MPa : Peso di volume: γ = 18 19 KN/m 3 STRATO N 5 Profondità : da 15.0 a 18.0 m. Classifica : Sabbie e ghiaie addensate Addensamento : Resistenza alla punta: Rd = 36 207 Kg/cm 2 Rpm = 80 Kg/cm 2 : Densità relativa: Drel = 55 % : Angolo di attrito interno: φ = 33 : Modulo di deformazione: E = 45 MPa : Peso di volume: γ = 18 KN/m 3 Nelle verifiche di sicurezza agli stati limite i parametri fisici e meccanici attribuiti ai terreni, e desunti attraverso l elaborazione dei risultati delle prove in sito, sono espressi attraverso valori caratteristici (D.M. 14/09/05). Il valore caratteristico Xk è dato dal 5 percentile della distribuzione della media della popolazione µ (insieme dei valori dei parametri geotecnici), nell ipotesi di una superficie di rottura grande (platea o contiuna); è un valore che si ottiene con formule statistiche, che considerano: numero dei campioni, media, deviazione standard, ecc. Per il valore caratteristico della Coesione non drenata è stata utilizzata la distribuzione Lognormale, applicando il metodo di Angus: L S2 t1 (Y,S2) = Y+ 2 (n 1) * n α 2 1 α 2 + S (1 S2 2 7

5 - ELEMENTI DI SISMICITÀ LOCALE 5.1. Classificazione sismica del sito di progetto Il sito di progetto è stato classificato sulla base del valore di Vs 30 (velocità delle onde di taglio entro i primi 30 m), ricavato per comparazione da altri siti con natura e consistenza del sottosuolo similari, ove sono stati misurati in sito i valori di Vs 30. Il sottosuolo, in generale, è costituito sino alla profondità di circa 15 m da alternanze di limi, limi argillosi e limi sabbiosi di media-bassa consistenza e sabbie limose di medio addensamento; segue sino alla profondità di 30 m sabbie e ghiaie addensate. Per il suddetto sottosuolo si ricava un valore della Vs 30 di 230 m/s. Ai fini della classificazione sismica del sito di progetto, il terreno di fondazione ricade nella categoria C di suolo di fondazione della citata ordinanza; essa definisce per la suddetta categoria il seguente profilo stratigrafico: depositi di sabbie e ghiaie mediamente addensate e argille di media consistenza, con spessori variabili da diverse di decine fino a centinaia di metri, caratterizzati da valori di Vs 30 compresi tra 180 e 360 m/s. 5.2. Determinazione dei parametri dello spettro di risposta elastico. Le norme stabiliscono che il modello di riferimento per la descrizione del moto sismico in un punto della superficie del suolo (nel nostro caso il sito di progetto) è costituito dallo spettro di risposta elastico. Lo spettro di risposta elastico Se(T) è costituito da una forma spettrale (spettro normalizzato), considerata indipendente dal valore di sismicità, moltiplicata per il valore della accelerazione massima (Sa g ) del terreno che caratterizza il sito. La forma dello spettro di risposta dipende da alcuni parametri (S, T B, T C e T D ), che variano in funzione del tipo di sottosuolo, ove S rappresenta un fattore che tiene conto del profilo stratigrafico del suolo di fondazione (categoria), e T B, T C e T D sono i periodi che separano i diversi rami dello spettro. Sulla base della nuova classificazione delle zone sismiche (OPCM n.3519 del 28/04/2006; tutto il territorio è stato suddiviso in n. 12 fasce sismiche, aventi diversi valori di accelerazione massima del suolo a g ) per il sito di progetto si assume un valore di accelerazione orizzontale massima di ancoraggio dello spettro di risposta elastico pari a a g = 0.175g (con g = accelerazione di gravità). Nella tabella seguente sono riportati i principali parametri dello spettro di risposta elastico Se(T) delle componente orizzontale dell azione sismica: Categoria del suolo a g S T B T C T D C 0.175 1.25 0.15 0.5 2.0 Nella tabella seguente sono riportati i principali parametri dello spettro di risposta elastico Se(T) delle componente verticale dell azione sismica: Categoria del suolo a g S T B T C T D C 0.175 1.0 0.05 0.15 1.0 8

5.3 Comportamento del terreno granulare sotto l azione dei carichi ciclici (sisma) La liquefazione è un particolare stato di comportamento dei terreni non coesivi saturi, che si verifica durante l azione di un terremoto. La causa principale di tale fenomeno è dovuta alla nascita di sovrapressioni interstiziali, indotte dalle sollecitazioni di taglio cicliche, che provocano un comportamento simile a quello di un fluido. Questi terreni, che si trovano in condizioni non drenate, subiscono, a seguito dell azione delle onde sismiche di tipo S (trasversali), una perdita di resistenza al taglio, per la quale non sono più garantite le condizioni di stabilità, fino al raggiungimento di una nuova configurazione d equilibrio compatibile con la nuova, diminuita, resistenza. Durante la liquefazione le tensioni tangenziali mobilizzanti, indotte dal terremoto, incrementano le pressioni neutre in modo tale da rendere nulle le tensioni efficaci e quindi annullando la resistenza al taglio. Il meccanismo di azione della liquefazione è così rapido che induce una riduzione di pressione efficace ad indice dei vuoti costante e dipende dallo stato di addensamento del terreno; per i terreni sciolti la riduzione di volume produce un incremento delle pressioni idrauliche mentre per i terreni densi il comportamento è inverso. Ne consegue che i terreni granulari sciolti sono suscettibili al fenomeno della liquefazione. L obiettivo della presente relazione è quello di capire lo stato di addensamento dei terreni granulari presenti e, conseguentemente, valutare la loro suscettibilità alla liquefazione. Nel caso in esame l assenza, entro i primi 15 m, di strati estesi o lenti spesse di sabbie sciolte sotto falda si evince che gli effetti dovuti alla liquefazione dei terreni di fondazione, il cui effetto conseguente può essere tale da influire negativamente sulla capacità portante o sulla stabilità delle fondazioni, sono da considerarsi trascurabili. 9

6 VERIFICHE DI SICUREZZA 6.1 - Premessa Il progetto prevede la costruzione di un nuovo complesso scolastico. Al momento della stesura della presente relazione tecnica non si conosce la tipologia edificatoria. Saranno, pertanto, date indicazioni sulle fondazioni prevedibili in relazione al tipo di sottosuolo rilevato. In questo capitolo si è proceduto per le opere di fondazione alla verifica di sicurezza relative agli stati limite ultimi (SLU) e nei confronti degli stati limiti di esercizio (SLE). 6.2 Verifica di sicurezza agli stati limite ultimo (SLU) Nel settore compreso tra le prove P1, P2 e P3 si possono prevedere fondazioni superficiali, del tipo continue o a platea. Nella verifica agli stati limite ultimi deve essere verificata la seguente condizione: Ed Rd Ove Ed è il valore di progetto dell azione (che in questa sede è stato ipotizzato) e Rd è il valore di progetto della resistenza del terreno o capacità portante della fondazione. La verifica agli stati limite è stata condotta applicando come approccio progettuale (DM 14/09/06) la combinazione A2-M2: ossia fattorizzazione delle resistenze del terreno (le azioni rimangono quasi tutte invariate, mentre i parametri geotecnici vengono ridotti, assumendo i valori di progetto). I valori di progetto dei parametri geotecnici Xd (Cu d, C d, φ d, γ d ) si ricavano dai valori caratteristici, Xk, ai quali va applicato un fattore riduttivo γ m >0 (coefficiente di sicurezza parziale), utilizzando la seguente equazione: Xd = Xk/γ m. I coefficienti di sicurezza parziali γ m per i parametri del terreno sono tabellati e indicati nel DM 14/09/06. Il valore di progetto della resistenza o capacità portante di fondazione è calcolato mediante l'applicazione della formula di Hansen (1970) per fondazioni dirette, applicando i coefficienti di sicurezza parziali alla resistenza al taglio del terreno: Rd = (Nc Cu d sc dc ic gc bc + γ d D f Nq sq dq iq gq bq + 0,5 γ d B Nγ sγ dγ iγ gγ bγ) r γ se d = 0 Rd = ((2+π)Cu d (1 + s c + d c i c - g c - b c) + γd D f ) r γ ove: Rd = valore di progetto della resistenza del terreno o capacità portante di fondazione; Cu d = coesione non drenata (angolo di attrito apparente = 0); γ d = peso di volume immerso del terreno; D f = profondità del piano di posa della fondazione; Nc, Nq, Nγ = fattori di capacità portante funzione dell'angolo di attrito interno del terreno; B = dimensione minima in pianta della fondazione; sc, sq, sγ = fattori di forma della fondazione; dc, dq, dγ = fattori di profondità di fondazione; ic, iq, iγ = fattori di inclinazione del carico; 10

gc, gq, gγ = fattori di inclinazione del terreno (fondazione su pendio); bc, bq, bγ = fattori di inclinazione del piano di fondazione (base inclinata); r γ = fattore riduttivo, applicato per elevati valori di B (Bowles). I valori di progetto delle azioni (carichi agenti trasmessi dalla sovrastruttura) sono stati ipotizzati. Nella verifica si è ragionato assumendo la seguente ipotesi fondazionale: 6.2.a. Fondazioni continue - Fondazioni continue, con stabilità riferita al piano; - Valore di progetto del carico agente ipotizzato pari a Ed = 150 kpa - Intradosso fondazionale ubicato alla q. 1.50 m circa da quota 0.00 - Terreni di intradosso costituiti da limi argillosi, con le seguenti proprietà geotecniche: - Geometria della fondazione: Cu d = Cu k / 1.4 = 42/1.4 = 30 kpa Cu k = 42 kpa γ d = γ K = 18 KN/m 3 φ k = φ d = tan-1 (tanφ k / 1.4) = 0 Per φ d = 0 Nc = 5.14 Nq = 1 Nγ = 0 Dimensioni FOND. B = 1.5 m L = 10 m Prof. FOND: Df = 1.50 m. Fattori correttivi: s c =0.03 d c=0.40 i c=0.5 b c=g c=0 r γ = 1-0.25log(B/2) = 1 Dall applicazione della suddetta formula, il valore di progetto della capacità portante è pertanto pari a (vedi tabella di calcolo in allegato): Rd = 170 kpa Come si può notare, la condizione Ed Rd è soddisfatta solo per valori di Ed 170 kpa. Per valori di Ed superiori la suddetta condizione non è verificata e si dovrà scegliere un altra tipologia di fondazione, ad esempio a platea. Applicando nel caso in oggetto il metodo delle Tensioni Ammissibili (TA; DM 11/03/1988) per la verifica della capacità portante della fondazione, si ha una carico di rottura pari a q ult = 300 kpa e applicando l usuale coefficiente globale di sicurezza G = 3 si ottiene un carico ammissibile pari a qa = q ult /G = 300/3 = 100 kpa. 6.2.b. Fondazione a platea. - Fondazione a platea, con stabilità riferita al piano; - Valori di progetto del carico agente ipotizzato pari a Ed = 50, 60, 70 kpa - Intradosso fondazionale ubicato alla q. 1.50 m circa da quota 0.00 - Terreni di intradosso costituiti da limi argillosi, con le seguenti proprietà geotecniche: Cu d = Cu k / 1.4 = 42/1.4 = 30 kpa Cu k = 42 kpa γ d = γ K = 18 KN/m 3 φ k = φ d = tan-1 (tanφ k / 1.4) = 0 Per φ d = 0 Nc = 5.14 Nq = 1 Nγ = 0 - Geometria della fondazione: si consideri la platea divisa in strisce di dimensioni B = 2.5 m e L>>B : in tal modo la rigidezza della platea dovrebbe essere in grado di contenere eventuali cedimenti differenziali. Per ciascuna striscia lo stato di sollecitazione viene calcolato facendo riferimento ad una trave, semplicemente appoggiata, soggetta alla reazione del terreno. 11

Dimensioni FOND. B = 2.5 m L = 10 m Prof. FOND: Df = 1.50 m. Fattori correttivi: s c =0.05 d c=0.16 i c=0.10, 0.13, 0.15 b c=g c=0 r γ = 1-0.25log(B/2) = 0.98 Dall applicazione della suddetta formula i valori di progetto della capacità portante è pertanto pari a (vedi tabelle di calcolo in allegato): per Ed = 50 kpa per Ed = 60 kpa per Ed = 70 kpa Rd = 184 KPa Rd = 180 KPa Rd = 177 KPa Come si può notare, nei tre casi ipotizzati la condizione Ed Rd è ampiamente soddisfatta, essendo Rd >> Ed. Applicando nel caso in oggetto il metodo delle Tensioni Ammissibili (TA; DM 11/03/1988) per la verifica della capacità portante della fondazione, si ha una carico di rottura pari a q ult = 270 kpa e applicando l usuale coefficiente globale di sicurezza G = 3 si ottiene un carico ammissibile pari a qa = q ult /G = 270/3 = 90 kpa. Nel settore compreso tra le prove P5, P6 e P7 la presenza di riporti, di notevole spessore (localmente sino a 4 m), seguito da uno spesso strato molle di argille limose, talora torbose, impongono di adottare fondazioni profonde (palificazione). In considerazione della presenza di fabbricati nelle vicinanze si consigliano pali in c.a. infissi con o senza asportazione di terreno mediante il processo di vibrofluttuazione (pali vibrati). I pali dovranno avere una lunghezza utile di 15 m infissi in corrispondenza del banco sabbioso ghiaoso, alla quota di circa -16,00 m. da q. 0.00. E stato preso in esame un palo del diametro di 40 cm e 50 cm. Anche in questo caso, la verifica allo SLU corrispondente al collasso per carico limite del palo di fondazione consiste nel verificare che risulti soddisfatta la seguente disuguaglianza: F cd R cd Ove F cd è il valore di progetto della componente verticale della forza applicata alla fondazione che deriva da tutte le azioni e R cd è il valore di progetto della resistenza a compressione o capacità portante del palo. La procedura per determinare la resistenza a compressione di un palo (capacità portante), sulla base dei risultati di prove in sito (penetrometrie statiche), è basata sull esame dei valori del carico limite calcolati lungo ogni verticale indagata (P5, P6 e P7). Il valore caratteristico della resistenza alla compressione R ck è dato dal minore dei valori ottenuti applicando i coefficienti di riduzione ξ 3, ξ 4, tabellati e riportati nel DM 14/09/06, alle resistenze R c,cal dedotte dai risultati delle prove penetrometriche, ossia: R ck = Min {(R c,cal ) medio /ξ 3 ; (R c,cal ) min /ξ 4 } Tali coefficienti di riduzione ξ 3, ξ 4 dipendono dal numero di prove eseguite e tengono conto della variabilità geotecnica del sito. Nel nostro caso, utilizzando i risultati delle tre prove penetrometriche eseguite (n=3), i suddetti coefficienti riduttivi avranno i seguenti valori: ξ 3 = 1.33; ξ 4 = 1.23. 12

Il valore di R ck può essere suddiviso nel valore caratteristico della resistenza laterale del fusto del palo, R sk, e nel valore caratteristico della resistenza di base del palo, R bk. La capacità portante di progetto di pali soggetti a carichi assiali di compressione, R c,d, si ottiene applicando un coefficiente di sicurezza parziale γ t al valore caratteristico della resistenza totale o dei coefficienti di sicurezza parziali γ s e γ b, rispettivamente al valore caratteristico della resistenza laterale lungo il fusto del palo, R sk, e al valore caratteristico della resistenza alla base, R bk, in accordo con le seguenti equazioni: R cd = R ck / γ t ; R cd = R sk / γ s + R bk / γ b Tali valori dei coefficienti parziali, che dipendono dalla tipologia del palo, sono tabellati e riportati nel DM 14/09/05. Nel nostro caso, ipotizzando pali infissi, il valore dei coefficienti di sicurezza risulta γ t = γ s = γ b = 1.35. Il calcolo della capacità portante (R c,cal ) del palo si determina con la relazione che considera il contributo della resistenza alla punta, R b,cal, e della resistenza laterale lungo il fusto del palo, R s,cal, negli strati coesivi ed incoerenti: R c,cal = R b,cal + R s, cal in cui : R b,cal = Ap (9 Cu + P vp Nq) Rs,cal = Al Cu α + Al Rl ove: Ap = area di base del palo; Cu = coesione non drenata degli strati coesivi; Pvb = pressione verticale effettiva alla punta; Nq = fattore di capacità portante alla punta, funzione dell angolo di attrito interno e della tipologia costruttiva del palo: α = fattore di adesione palo-terreno, funzione di Cu (metodo α) ; Al = area laterale nei vari strati di terreno; Rl = attrito laterale letta al penetrometro. Nelle verifiche si è ragionato assumendo le seguente ipotesi fondazionali. 6.2.c. Palo vibrato del diametro D = 40 cm, della lunghezza L =15 m e infisso alla profondità di circa 16 m. Sulla base dei risultati delle tre prove penetrometriche eseguite si ottengono i seguenti valori calcolati di resistenza dei pali (vedi tabelle di calcolo in allegato): Prova R b,cal (kn) R s, cal (kn) R c,cal (kn) P5 1130 880 2009 P6 1130 960 2088 P7 1130 1020 2150 valore minimo = 2009 valore medio = 2082 Applicando i coefficienti riduttivo ξ 3 = 1.33 e ξ 4 = 1.23 (n=3), si ottiene il seguente valore caratteristico del carico limite: 13

R ck = Min {2082/1.33; 2009/1.23} = Min {1565; 1633} = 1565 kn La capacità portante di progetto si ottiene applicando la seguente relazione: R cd = R ck / γ t = 1565/1.35 = 1159 kn = 116 t Applicando nel caso in oggetto il metodo delle Tensioni Ammissibili (TA; DM 11/03/1988) per la verifica della capacità portante del palo, si ha una carico limite pari a R ult = 2009 kn e applicando l usuale coefficiente globale di sicurezza G = 2.5 si ottiene un carico ammissibile pari a R a = R ult /G = 2009/2.5 = 804 kn = 80 t. 6.2.d Palo vibrato del diametro D = 50 cm, della lunghezza L =15 m e infisso alla profondità di circa 16 m. Sulla base dei risultati delle tre prove penetrometriche eseguite si ottengono i seguenti valori calcolati di resistenza dei pali (vedi tabelle di calcolo in allegato): Prova R b,cal (kn) R s, cal (kn) R c,cal (kn) P5 1770 1090 2865 P6 1770 1190 2963 P7 1770 1270 3040 valore minimo = 2865 valore medio = 2956 Applicando i coefficienti riduttivo ξ 3 = 1.33 e ξ 4 = 1.23 (n=3), si ottiene il seguente valore caratteristico del carico limite: R ck = Min {2956/1.33; 2865/1.23} = Min {2220; 2329} = 2220 kn La capacità portante di progetto si ottiene applicando la seguente relazione: R cd = R ck / γ t = 2220/1.35 = 1644 kn = 164 t Applicando nel caso in oggetto il metodo delle Tensioni Ammissibili (TA; DM 11/03/1988) per la verifica della capacità portante del palo, si ha una carico limite pari a R ult = 2865 kn e applicando l usuale coefficiente globale di sicurezza G = 2.5 si ottiene un carico ammissibile del palo pari a R a = R ult /G = 2865/2.5 = 1146 kn = 114 t. 6.3 Verifica di sicurezza agli stati limite di esercizio (SLE) Nella verifica agli stati limite in condizioni di esercizio deve essere verificata l entità dei cedimenti dei terreni di fondazione. Non essendo noti in questa fase progettuale ne la tipologia edificatoria ne i carichi di progetto, i cedimenti dei terreni di fondazione saranno scrupolosamente calcolati successivamente, una volta noti i pesi degli edifici. 14

7 CONCLUSIONI La scorta delle indagini eseguite ha permesso di evidenziare che il sottosuolo dell area in oggetto presenta caratteristiche stratigrafiche non omogenee. L analisi dei dati penetrometrici fanno ritenere che, almeno parzialmente, l area investigata sia stata oggetto, nel passato, di interventi antropici che hanno modificato la topografia originaria, colmando una vasta depressione esistente tra il Fiume Astichello e Viale Cricoli, sopraelevandola di almeno 4 m rispetto alla superficie topografica originaria. Nel settore compreso tra le prove P1, P2, P3 e P4 il sottosuolo è costituito, sino alla quota di circa 6, da un alternanza di sabbie, sabbie limose, limi argillosi e limi sabbiosi, di discreta consistenza e addensamento, segue uno strato di sabbie addensate sino alla profondità di circa 11 m, poi dei limi argillosi con intercalazioni sabbiose, ed infine, a partire da circa 15 m, un banco di sabbie ghiaiose compatte. Nel settore compreso tra le prove P5, P6 e P7 il sottosuolo è formato da uno strato superficiale di riporti, di varia natura, granulometria e consistenza, di spessore variabile da 3 a 4 m, seguito da uno strato di limi e limi argillosi, talora con livelli di torbe, di bassa consistenza, sino alla profondità di 9 m; a partire da tale quota si osserva la stessa stratigrafia rilevata nel settore adiacente. La falda idrica si trova a un profondità di circa 1.50 m, che rappresenta anche il massimo livello idrico. Per le verifiche di sicurezza è stato preso questa quota di riferimento. Sulla base delle caratteristiche stratigrafiche rilevate ed in relazione all elaborazione dei dati penetrometrici, da cui si sono desunti i parametri geotecnici, si possono fare le seguenti considerazioni: 1. Categoria di suolo di fondazione: C; Fattore di sottosuolo: S = 1.25 2. Accelerazione orizzontale massima: ag =0.175g (ex zona sismica: 3) 3. Verifica alla liquefazione: gli effetti dovuti alla liquefazione sono trascurabili. 4. Verifica di sicurezza agli stati limite ultimo (SLU). Nel settore compreso tra le prove P1, P2 e P3 si possono prevedere fondazioni superficiali, del tipo continue o a platea. 4.1. Fondazione continua. L azione di progetto è stata ipotizzata di 150 KPa. Il valore di progetto della capacità portante della fondazione è pari a: Rd = 170 KPa > 150 KPa 4.2. Fondazione a platea. L azione di progetto è stata ipotizzata di 50, 60, 70 KPa. Il valore di progetto della capacità portante della fondazione è pari a: per Ed = 50 kpa per Ed = 60 kpa per Ed = 70 kpa Rd = 184 KPa Rd = 180 KPa Rd = 177 KPa Nei tre casi ipotizzati, la condizione Ed Rd è ampiamente soddisfatta, essendo Rd >> Ed. Nel settore compreso tra le prove P5, P6 e P7 la presenza di riporti, di notevole spessore, seguito da uno spesso strato di argille limose molli, consigliano di realizzare fondazioni profonde (palificazione). In considerazione della presenza di fabbricati nelle immediate vicinanze si suggerisce 15

di realizzare pali vibrati, infissi in corrispondenza del banco sabbioso ghiaioso, alla quota di circa -16 m. da p.c. (lunghezza utile 15 m, diametro: 400 500 mm). 4.3. Per un Palo vibrato del diametro D = 40 cm, della lunghezza L =15 m e infisso alla profondità di circa 16 m., il valore di progetto della capacità portante è di: R cd = 1159 kn = 116 t. 4.4. Per un Palo vibrato del diametro D = 50 cm, della lunghezza L =15 m e infisso alla profondità di circa 16 m., il valore di progetto della capacità portante è di : R cd = 1644 kn = 164 t. 5. Verifica di sicurezza nelle condizioni di esercizio (SLU): Non essendo noti in questa fase progettuale ne la tipologia edificatoria ne i carichi di progetto, i cedimenti dei terreni di fondazione saranno scrupolosamente calcolati successivamente, una volta noti i pesi degli edifici. 6. Prescrizioni tecniche: 6.1. E opportuno, al momento degli interventi per la realizzazione delle opere fondazionali, osservare attentamente se sono presenti terreni di riporto non ancora ben assestati o se i terreni ipotizzati dalle prove penetrometriche si scostino sensibilmente da quelli reali risultanti dagli scavi più profondi. 6.2. Nell ipotesi di effettuare scavi per realizzare vani interrati, è necessario abbattere la falda idrica ad una quota al di sotto del fondo dello scavo stesso. Il drenaggio potrà essere realizzato mediante una fila di WELLPOINTS situati lungo i lati dello scavo, con le punte filtranti possibilmente inserite in uno strato sabbioso. E fatto obbligo di effettuare gli interventi di drenaggio della falda, deprimendo la falda idrica gradatamente, controllando l andamento del livello mediante idonei tubi freatimetrici. 6.3. Per lo scavo di eventuali vani interrati si raccomanda di sagomare le pareti con angolo di scarpa non otre i 45. 6.4. Per prevenire il rischio di infiltrazioni è opportuno impermeabilizzare la parte interrata con opportuni sistemi (ad esempio guaine Waterstop) e adottare una pompa sommersa sommergibile. Vicenza, 7 marzo 2007 Dott. Geol. Luca Dal Molin 16

Determinazione del valore Caratteristico e di Progetto della Coesione non Drenata Cu DISTRIBUZIONE LOGNORMALE (generalmente Cu, c', E) 5 percentile distribuzione della media, Metodo conservativo di Angus Volume di rottura grande, distribuzione lognormale Da Zhou & Gao: "Confidence intervals for the log-normal mean", statistics in medicine, Vol. 16, 783-790 (1997) Parametro cu f per, c per c', cu per Cu, a per altri dati log dati media ln X 64 4,16 3,84 54 3,99 dev. St. ln X Xk 45 3,81 0,30 42,5 Valore caratteristico 60 4,09 n dati Xd 40 3,69 15 30,4 Valore di progetto 25 3,22 t 1-/2 (n-1) 35 3,56 1,76 50 3,91 35 3,56 2 ( 1) 70 4,25 2 S t n 1 α 2 40 3,69 1 α ( Y, S ) = Y + * 2 40 3,69 n 2 S 40 3,69 67 4,20 64 4,16 S L (1 + 2 2 17

VERIFICA DI SICUREZZA AGLI STATI LIMITE ULTIMI PER FONDAZIONE CONTINUA CALCOLO CAPACITA' PORTANTE DELLE FONDAZIONI Metodo di Hansen, 1970, come illustrato da Bowles, 1991* Kh da OPCM 3274 e NTU; effetti inerziali da Pecker e Paolucci, 1997 ATTENZIONE, MANCATA VERIFICA ALLO SLITTAMENTO!!! INPUT Rd 170 KPa Ed 150 KPa Ed < Rd, Verificato! ag/g OPCM 3519/2006 ag/g 0,175 Kh 0,22 Risposta del suolo S 1,25 s'c 0,03 Carico verticale sulla fondaz, KN Nd 2250 d'c 0,4 coesione non drenata, kpa Cud 30 i'c 0,5 Densità terreno sotto la fondaz, kn m-3 Η' f 18 b'c 0 Densità vespaio o terreno imposta, kn m-3 Η' v 18 z'c 1 Profondità di incasso D 1,5 rg 1 Larghezza di fondazione, m B 1,5 Lunghezza fondazione, m L 10 Eccentricità secondo B, m eb 0 Eccentricità secondo L, m el 0 Inclinazione del piano campagna, gradi b 0 Forze inerziali del suolo? (s = sì, n = no) z n Frazione spinta passiva, % Epd 25 Percentuale copertura graticcio gr 100 Fattore moltiplicativo slittamento graticcio gr2 1 VALORI DERIVATI Area efficace (con eccentricità) A' 15 Coefficiente sismico Kh 0,21875 Componente orizzontale del carico, KN H 492,188 18

VERIFICA DI SICUREZZA AGLI STATI LIMITE ULTIMI PER FONDAZIONE A PLATEA CALCOLO CAPACITA' PORTANTE DELLE FONDAZIONI Metodo di Hansen, 1970, come illustrato da Bowles, 1991* Kh da OPCM 3274 e NTU; effetti inerziali da Pecker e Paolucci, 1997 INPUT Rd 184 KPa Ed 50 KPa Ed < Rd, Verificato! ag/g OPCM 3519/2006 ag/g 0,175 Kh 0,22 Risposta del suolo S 1,25 s'c 0,05 Carico verticale sulla fondaz, KN Nd 1250 d'c 0,16 coesione non drenata, kpa Cud 30 i'c 0,1 Densità terreno sotto la fondaz, kn m-3 Η' f 18 b'c 0 Densità vespaio o terreno imposta, kn m-3 Η' v 18 z'c 1 Profondità di incasso D 1 rg 0,98 Larghezza di fondazione, m B 2,5 Lunghezza fondazione, m L 10 Eccentricità secondo B, m eb 0 Eccentricità secondo L, m el 0 Inclinazione del piano campagna, gradi b 0 Forze inerziali del suolo? (s = sì, n = no) z n Frazione spinta passiva, % Epd 30 Percentuale copertura graticcio gr 100 Fattore moltiplicativo slittamento graticcio gr2 1 VALORI DERIVATI Area efficace (con eccentricità) A' 25 Coefficiente sismico Kh 0,21875 Componente orizzontale del carico, KN H 273,438 19

VERIFICA DI SICUREZZA AGLI STATI LIMITE ULTIMI PER FONDAZIONE A PLATEA CALCOLO CAPACITA' PORTANTE DELLE FONDAZIONI Metodo di Hansen, 1970, come illustrato da Bowles, 1991* Kh da OPCM 3274 e NTU; effetti inerziali da Pecker e Paolucci, 1997 INPUT Rd 181 KPa Ed 60 KPa Ed < Rd, Verificato! ag/g OPCM 3519/2006 ag/g 0,175 Kh 0,22 Risposta del suolo S 1,25 s'c 0,05 Carico verticale sulla fondaz, KN Nd 1500 d'c 0,16 coesione non drenata, kpa Cud 30 i'c 0,13 Densità terreno sotto la fondaz, kn m-3 η' f 18 b'c 0 Densità vespaio o terreno imposta, kn m-3 η' v 18 z'c 1 Profondità di incasso D 1 rg 0,98 Larghezza di fondazione, m B 2,5 Lunghezza fondazione, m L 10 Eccentricità secondo B, m eb 0 Eccentricità secondo L, m el 0 Inclinazione del piano campagna, gradi b 0 Forze inerziali del suolo? (s = sì, n = no) z n Frazione spinta passiva, % Epd 30 Percentuale copertura graticcio gr 100 Fattore moltiplicativo slittamento graticcio gr2 1 VALORI DERIVATI Area efficace (con eccentricità) A' 25 Coefficiente sismico Kh 0,21875 Componente orizzontale del carico, KN H 328,125 20

VERIFICA DI SICUREZZA AGLI STATI LIMITE ULTIMI PER FONDAZIONE A PLATEA CALCOLO CAPACITA' PORTANTE DELLE FONDAZIONI Metodo di Hansen, 1970, come illustrato da Bowles, 1991* Kh da OPCM 3274 e NTU; effetti inerziali da Pecker e Paolucci, 1997 INPUT Rd 177 KPa Ed 70 KPa Ed < Rd, Verificato! ag/g OPCM 3519/2006 ag/g 0,175 Kh 0,22 Risposta del suolo S 1,25 s'c 0,05 Carico verticale sulla fondaz, KN Nd 1750 d'c 0,16 coesione non drenata, kpa Cud 30 i'c 0,15 Densità terreno sotto la fondaz, kn m-3 η' f 18 b'c 0 Densità vespaio o terreno imposta, kn m-3 η' v 18 z'c 1 Profondità di incasso D 1 rg 0,98 Larghezza di fondazione, m B 2,5 Lunghezza fondazione, m L 10 Eccentricità secondo B, m eb 0 Eccentricità secondo L, m el 0 Inclinazione del piano campagna, gradi b 0 Forze inerziali del suolo? (s = sì, n = no) z n Frazione spinta passiva, % Epd 30 Percentuale copertura graticcio gr 100 Fattore moltiplicativo slittamento graticcio gr2 1 VALORI DERIVATI Area efficace (con eccentricità) A' 25 Coefficiente sismico Kh 0,21875 Componente orizzontale del carico, KN H 382,813 21

CALCOLO DEL CARICO LIMITE TEORICO per pali infissi cilindrici- Tipo vibrati - Metodo alfa - CPT. I parametri per il calcolo della portata limite sono desunti dalle prove CPT per gli strati incoerenti e, per gli strati coesivi, viene impiegato il metodo alfa (calcolo in termini di pressioni totali). Committente: CENTRO EDILE PALLADIO Progetto: Costruzione edificio Cantiere: Vicenza, Via Mora DATI: Diametro (cm) 40,00 PROVA RIF.: CPT5 Lunghezza totale (m) 15,00 Q.ta testa (-m) 1,00 Q.ta falda (-m) 1,50 Q.ta punta (-m) 16,00 RESISTENZA LATERALE: STRATI COESIVI da quota a quota Spessore D S lat. Rp Cu alfa Qla (-m) (-m) (m) (cm) (cmq) (kg/cmq) (kg/cmq) (kn) 3,00 8,60 5,60 40,00 70336,00 6,00 0,30 0,95 200,46 11,00 12,60 1,60 40,00 20096,00 10,00 0,50 0,75 75,36 0,00 40,00 0,00 0,00 1,25 0,00 0,00 40,00 0,00 0,00 1,25 0,00 0,00 40,00 0,00 0,00 1,25 0,00 Qla tot 275,82 STRATI INCOERENTI da quota a quota Spessore D S lat. Rl Qla (-m) (-m) (m) (cm) (cmq) (kg/cmq) (kn) 2,00 3,60 1,60 40,00 20096,00 0,60 120,58 8,60 11,00 2,40 40,00 30144,00 1,00 301,44 12,60 15,00 2,40 40,00 30144,00 0,60 180,86 0,00 40,00 0,00 0,00 0,00 40,00 0,00 0,00 Qls tot 602,88 RESISTENZA ALLA BASE: IN TERRENO COESIVO Q punta Dpunta S punta P'vp Cup Qlp (-m) (cm) (m 2 ) (t/m 2 ) (t/m 2 ) (kn) 16,00 40,00 0,1256 0,00 IN TERRENO INCOERENTE Q punta Dpunta S punta P'vp Nq Qlp (-m) (cm) (m 2 ) (t/m 2 ) (kn) 16,00 40,00 0,1256 15,00 60,00 1130,40 CARICO LIMITE PALO Somma Rc (kn) 2009 22

CALCOLO DEL CARICO LIMITE TEORICO per pali infissi cilindrici- Tipo vibrati - Metodo alfa - CPT. I parametri per il calcolo della portata limite sono desunti dalle prove CPT per gli strati incoerenti e, per gli strati coesivi, viene impiegato il metodo alfa (calcolo in termini di pressioni totali). Committente: CENTRO EDILE PALLADIO Progetto: Costruzione edificio Cantiere: Vicenza, Via Mora DATI: Diametro (cm) 50,00 PROVA RIF.: CPT5 Lunghezza totale (m) 15,00 Q.ta testa (-m) 1,00 Q.ta falda (-m) 1,50 Q.ta punta (-m) 16,00 RESISTENZA LATERALE: STRATI COESIVI da quota a quota Spessore D S lat. Rp Cu alfa Qla (-m) (-m) (m) (cm) (cmq) (kg/cmq) (kg/cmq) (kn) 3,00 8,60 5,60 50,00 87920,00 6,00 0,30 0,95 250,57 11,00 12,60 1,60 50,00 25120,00 10,00 0,50 0,75 94,20 0,00 50,00 0,00 0,00 1,25 0,00 0,00 50,00 0,00 0,00 1,25 0,00 0,00 50,00 0,00 0,00 1,25 0,00 Qla tot 344,77 STRATI INCOERENTI da quota a quota Spessore D S lat. Rl Qla (-m) (-m) (m) (cm) (cmq) (kg/cmq) (kn) 2,00 3,60 1,60 50,00 25120,00 0,60 150,72 8,60 11,00 2,40 50,00 37680,00 1,00 376,80 12,60 15,00 2,40 50,00 37680,00 0,60 226,08 0,00 50,00 0,00 0,00 0,00 50,00 0,00 0,00 Qls tot 753,60 RESISTENZA ALLA BASE: IN TERRENO COESIVO Q punta Dpunta S punta P'vp Cup Qlp (-m) (cm) (m 2 ) (t/m 2 ) (t/m 2 ) (kn) 16,00 50,00 0,19625 0,00 IN TERRENO INCOERENTE Q punta Dpunta S punta P'vp Nq Qlp (-m) (cm) (m 2 ) (t/m 2 ) (kn) 16,00 50,00 0,19625 15,00 60,00 1766,25 CARICO LIMITE PALO Somma Rc (kn) 2865 23

CALCOLO DEL CARICO LIMITE TEORICO per pali infissi cilindrici- Tipo vibrati - Metodo alfa - CPT. I parametri per il calcolo della portata limite sono desunti dalle prove CPT per gli strati incoerenti e, per gli strati coesivi, viene impiegato il metodo alfa (calcolo in termini di pressioni totali). Committente: CENTRO EDILE PALLADIO Progetto: Costruzione edificio Cantiere: Vicenza, Via Mora DATI: Diametro (cm) 40,00 PROVA RIF.: CPT6 Lunghezza totale (m) 15,00 Q.ta testa (-m) 1,00 Q.ta falda (-m) 1,50 Q.ta punta (-m) 16,00 RESISTENZA LATERALE: STRATI COESIVI da quota a quota Spessore D S lat. Rp Cu alfa Qla (-m) (-m) (m) (cm) (cmq) (kg/cmq) (kg/cmq) (kn) 2,00 6,00 4,00 40,00 50240,00 8,00 0,40 0,85 170,82 11,80 12,80 1,00 40,00 12560,00 7,00 0,35 0,90 39,56 0,00 40,00 0,00 0,00 1,25 0,00 0,00 40,00 0,00 0,00 1,25 0,00 0,00 40,00 0,00 0,00 1,25 0,00 Qla tot 210,38 STRATI INCOERENTI da quota a quota Spessore D S lat. Rl Qla (-m) (-m) (m) (cm) (cmq) (kg/cmq) (kn) 6,00 9,00 3,00 40,00 37680,00 0,35 131,88 9,00 11,80 2,80 40,00 35168,00 1,20 422,02 12,80 15,00 2,20 40,00 27632,00 0,70 193,42 0,00 40,00 0,00 0,00 0,00 40,00 0,00 0,00 Qls tot 747,32 RESISTENZA ALLA BASE: IN TERRENO COESIVO Q punta Dpunta S punta P'vp Cup Qlp (-m) (cm) (m 2 ) (t/m 2 ) (t/m 2 ) (kn) 16,00 40,00 0,1256 0,00 IN TERRENO INCOERENTE Q punta Dpunta S punta P'vp Nq Qlp (-m) (cm) (m 2 ) (t/m 2 ) (t) 16,00 40,00 0,1256 15,00 60,00 1130,40 CARICO LIMITE PALO Somma Rc (kn) 2088 24

CALCOLO DEL CARICO LIMITE TEORICO per pali infissi cilindrici- Tipo vibrati - Metodo alfa - CPT. I parametri per il calcolo della portata limite sono desunti dalle prove CPT per gli strati incoerenti e, per gli strati coesivi, viene impiegato il metodo alfa (calcolo in termini di pressioni totali). Committente: CENTRO EDILE PALLADIO Progetto: Costruzione edificio Cantiere: Vicenza, Via Mora DATI: Diametro (cm) 50,00 PROVA RIF.: CPT6 Lunghezza totale (m) 15,00 Q.ta testa (-m) 1,00 Q.ta falda (-m) 1,50 Q.ta punta (-m) 16,00 RESISTENZA LATERALE: STRATI COESIVI da quota a quota Spessore D S lat. Rp Cu alfa Qla (-m) (-m) (m) (cm) (cmq) (kg/cmq) (kg/cmq) (kn) 2,00 6,00 4,00 50,00 62800,00 8,00 0,40 0,85 213,52 11,80 12,80 1,00 50,00 15700,00 7,00 0,35 0,90 49,46 0,00 50,00 0,00 0,00 1,25 0,00 0,00 50,00 0,00 0,00 1,25 0,00 0,00 50,00 0,00 0,00 1,25 0,00 Qla tot 262,98 STRATI INCOERENTI da quota a quota Spessore D S lat. Rl Qla (-m) (-m) (m) (cm) (cmq) (kg/cmq) (kn) 6,00 9,00 3,00 50,00 47100,00 0,35 164,85 9,00 11,80 2,80 50,00 43960,00 1,20 527,52 12,80 15,00 2,20 50,00 34540,00 0,70 241,78 0,00 50,00 0,00 0,00 0,00 50,00 0,00 0,00 Qls tot 934,15 RESISTENZA ALLA BASE: IN TERRENO COESIVO Q punta Dpunta S punta P'vp Cup Qlp (-m) (cm) (m 2 ) (t/m 2 ) (t/m 2 ) (kn) 16,00 50,00 0,19625 0,00 IN TERRENO INCOERENTE Q punta Dpunta S punta P'vp Nq Qlp (-m) (cm) (m 2 ) (t/m 2 ) (t) 16,00 50,00 0,19625 15,00 60,00 1766,25 CARICO LIMITE PALO Somma Rc (kn) 2963 25

CALCOLO DEL CARICO LIMITE TEORICO per pali infissi cilindrici- Tipo vibrati - Metodo alfa - CPT. I parametri per il calcolo della portata limite sono desunti dalle prove CPT per gli strati incoerenti e, per gli strati coesivi, viene impiegato il metodo alfa (calcolo in termini di pressioni totali). Committente: CENTRO EDILE PALLADIO Progetto: Costruzione edificio Cantiere: Vicenza, Via Mora DATI: Diametro (cm) 40,00 PROVA RIF.: CPT7 Lunghezza totale (m) 15,00 Q.ta testa (-m) 1,00 Q.ta falda (-m) 1,50 Q.ta punta (-m) 16,00 RESISTENZA LATERALE: STRATI COESIVI da quota a quota Spessore D S lat. Rp Cu alfa Qla (-m) (-m) (m) (cm) (cmq) (kg/cmq) (kg/cmq) (kn) 4,00 6,00 2,00 40,00 25120,00 6,00 0,30 0,95 71,59 6,00 8,20 2,20 40,00 27632,00 10,00 0,50 0,75 103,62 0,00 40,00 0,00 0,00 1,25 0,00 0,00 40,00 0,00 0,00 1,25 0,00 0,00 40,00 0,00 0,00 1,25 0,00 Qla tot 175,21 STRATI INCOERENTI da quota a quota Spessore D S lat. Rl Qla (-m) (-m) (m) (cm) (cmq) (kg/cmq) (kn) 2,00 4,00 2,00 40,00 25120,00 0,40 100,48 8,20 12,20 4,00 40,00 50240,00 1,20 602,88 12,20 15,00 2,80 40,00 35168,00 0,40 140,67 0,00 40,00 0,00 0,00 0,00 40,00 0,00 0,00 Qls tot 844,03 RESISTENZA ALLA BASE: IN TERRENO COESIVO Q punta Dpunta S punta P'vp Cup Qlp (-m) (cm) (m 2 ) (t/m 2 ) (t/m 2 ) (kn) 16,00 40,00 0,1256 0,00 IN TERRENO INCOERENTE Q punta Dpunta S punta P'vp Nq Qlp (-m) (cm) (m 2 ) (t/m 2 ) (kn) 16,00 40,00 0,1256 15,00 60,00 1130,40 CARICO LIMITE PALO Somma Rc (kn) 2150 26

CALCOLO DEL CARICO LIMITE TEORICO per pali infissi cilindrici- Tipo vibrati - Metodo alfa - CPT. I parametri per il calcolo della portata limite sono desunti dalle prove CPT per gli strati incoerenti e, per gli strati coesivi, viene impiegato il metodo alfa (calcolo in termini di pressioni totali). Committente: CENTRO EDILE PALLADIO Progetto: Costruzione edificio Cantiere: Vicenza, Via Mora DATI: Diametro (cm) 50,00 PROVA RIF.: CPT7 Lunghezza totale (m) 15,00 Q.ta testa (-m) 1,00 Q.ta falda (-m) 1,50 Q.ta punta (-m) 16,00 RESISTENZA LATERALE: STRATI COESIVI da quota a quota Spessore D S lat. Rp Cu alfa Qla (-m) (-m) (m) (cm) (cmq) (kg/cmq) (kg/cmq) (kn) 4,00 6,00 2,00 50,00 31400,00 6,00 0,30 0,95 89,49 6,00 8,20 2,20 50,00 34540,00 10,00 0,50 0,75 129,53 0,00 50,00 0,00 0,00 1,25 0,00 0,00 50,00 0,00 0,00 1,25 0,00 0,00 50,00 0,00 0,00 1,25 0,00 Qla tot 219,02 STRATI INCOERENTI da quota a quota Spessore D S lat. Rl Qla (-m) (-m) (m) (cm) (cmq) (kg/cmq) (kn) 2,00 4,00 2,00 50,00 31400,00 0,40 125,60 8,20 12,20 4,00 50,00 62800,00 1,20 753,60 12,20 15,00 2,80 50,00 43960,00 0,40 175,84 0,00 50,00 0,00 0,00 0,00 50,00 0,00 0,00 Qls tot 1055,04 RESISTENZA ALLA BASE: IN TERRENO COESIVO Q punta Dpunta S punta P'vp Cup Qlp (-m) (cm) (m 2 ) (t/m 2 ) (t/m 2 ) (kn) 16,00 50,00 0,19625 0,00 IN TERRENO INCOERENTE Q punta Dpunta S punta P'vp Nq Qlp (-m) (cm) (m 2 ) (t/m 2 ) (kn) 16,00 50,00 0,19625 15,00 60,00 1766,25 CARICO LIMITE PALO Somma Rc (kn) 3040 27