Spett. COMUNE DI RIMINI

Spett. COMUNE DI RIMINI INDAGINE GEOLOGICO - GEOTECNICA ALLEGATA AL PROGETTO DI RIPRISTINO FUNZIONALE CON ADEGUAMENTO ALLE NORME SUI SOVRACCARICHI, DEL PONTE SUL DEVIATORE DEL FIUME MARECCHIA SITO PRESSO VIA COLETTI, IN COMUNE DI RIMINI. RELAZIONE

Spett. COMUNE DI RIMINI INDAGINE GEOLOGICO - GEOTECNICA ALLEGATA AL PROGETTO DI RIPRISTINO FUNZIONALE CON ADEGUAMENTO ALLE NORME SUI SOVRACCARICHI, DEL PONTE SUL DEVIATORE DEL FIUME MARECCHIA SITO PRESSO VIA COLETTI, IN COMUNE DI RIMINI. 1.- PREMESSA L' indagine è stata condotta su incarico dello Studio Associato d Ingegneria THESIS di Riccione allo scopo di accertare preventivamente litologia e caratteristiche geomeccaniche dei terreni sui quali insiste il ponte sul deviatore del Fiume Marecchia ubicato presso Via Coletti in Comune di Rimini e di conseguenza acquisire gli elementi necessari alla redazione del progetto di ripristino funzionale con adeguamento alle norme sui sovraccarichi. Lo studio e stato condotto sulla base dei risultati ottenuti dall esecuzione di n 4 sondaggi meccanici stratigrafici per uno sviluppo complessivo di 140 ml. di perforazione. Sono stati spinti fino ad una profondità massima di 40.0 ml. dall attuale piano carrabile del ponte. Le sequenze stratigrafiche rilevate sono state integrate dalle esecuzione di n 2 prove penetrometriche statiche (C.P.T.) e n 4 prove penetrometriche dinamiche pesanti (S.C.P.T.). I lavori sono stati eseguiti nei mesi di Luglio Agosto 2004. 2

Il piano operativo per lo svolgimento delle indagini e stato stabilito di comune accordo con la Direzione Lavori del Committente. L ubicazione dei sondaggi e delle prove penetrometriche e riportata in planimetria allegata a fine relazione. Sui campioni di terreno prelevati sono state condotte prove di laboratorio i cui elaborati grafici sono riportati in allegato a fine relazione. 2.- GEOMORFOLOGIA ED IDROGEOLOGIA L' area in esame è riportata dal Foglio n. 101 "Rimini" della Carta Geologica d' Italia ricadendo nella Tavoletta III SO "Riccione Marina". La geologia della zona è caratterizzata dalla presenza di depositi continentali pleistocenici - olocenici, litologicamente costituiti da ghiaie, sabbie ed argille dei terrazzi. I sedimenti del Pleistocene medio - superiore sono separati dai litotipi stratigraficamente superiori da una falesia talora poco evidente in seguito a rimaneggiamento ed intervento antropico. In particolare l' area in esame evidenzia una successione di litotipi limoso - argillosi con intercalazioni ghiaioso sabbiose talora presenti in lenti. I corsi d acqua della parte meridionale della pianura romagnola, analogamente a quelli marchigiani, hanno nel loro basso corso, un andamento subparallelo SO - NE, normale alla costa ed alle strutture tettoniche. Il profilo longitudinale dei corsi d acqua principali non ha ancora raggiunto il profilo di equilibrio definitivo: gli alvei mostrano aumenti di pendenza con soglia a monte e quindi processi erosivi ancora in atto in corrispondenza dell attraversamento dei principali assi anticlinalici: tale situazione non è interpretabile solo con i normali processi erosivi, ma occorre invocare il sollevamento e l accentuazione delle strutture tettoniche durante il Pleistocene superiore e l Olocene. L andamento dei terrazzi comprova il progressivo approfondimento delle valli per emersione ed il sollevamento dell Avanfossa variamente interrotto durante il Quaternario dalle oscillazioni eustatiche. 3

L area risulta completamente urbanizzata e l intervento antropico ha modificato totalmente la morfologia. Non si evidenziano disturbi di natura tettonica. La zona si trova in prossimità dell' asse sommerso di una anticlinale ad andamento appenninico NO-SE. 3.- INDAGINI ESEGUITE Nella zona oggetto di indagine sono stati eseguiti n 4 sondaggi stratigrafici, n 2 prove penetrometriche statiche (C.P.T.), e n 4 prove penetrometriche dinamiche pesanti (S.C.P.T.). Per ciò che concerne i sondaggi, la perforazione è stata eseguita con sonda idraulica, cingolata, usando il sistema a rotazione con carotaggio continuo con carotiere semplice avente un diametro esterno di 101 mm. Come fluido di circolazione è stato impiegata esclusivamente acqua. Il metodo del carotaggio continuo è stato applicato utilizzando tutte le cautele imposte dal litotipo incontrato: a secco o con circolazione d'acqua, manovre corte, corretta pressione di spinta, adeguata velocità di perforazione, moderata portata del fluido di circolazione. Il recupero dei terreni incontrati è percentualmente espresso sul log stratigrafico del sondaggio ed è variabile in funzione della litologia. Le carote prelevate sono state conservate in apposite cassette catalogatrici in PVC, con riportate la località, il numero del sondaggio e la profondità del prelievo. Durante la perforazione, dove le caratteristiche litologiche dei vari orizzonti attraversati lo permettevano, sono stati prelevati campioni indisturbati utilizzando un campionatore a parete sottile tipo SHELBY. Si è cercato di ridurre al minimo il disturbo del campione ed in particolare di contenere i valori dei coefficienti Cp, Ci e Ca entro i limiti di accettabilità in relazione alle esigenze della quantità di materiale da campionare. 4

La perforazione è stata spinta fino ad una profondità massima di 40 m dal piano stradale. I risultati ottenuti sono riportati negli allegati logs stratigrafici. Nel corso dei sondaggi sono state inoltre eseguite prove di resistenza alla penetrazione S.P.T. (Standard Penetration Test) utilizzando un'attrezzatura standard secondo le modalità di esecuzione indicate dalle "Raccomandazioni dell'associazione Geotecnica Italiana" del 1977 e condotte facendo riferimento alle norme ASTM 1586/68 "Penetration Test and Split - Barrel Sampling of Soil". Tali prove sono state eseguite in corrispondenza dei terreni e degli strati incoerenti (sabbie e sabbie limose) allo scopo di determinarne il grado di addensamento. Si riassumono brevemente le caratteristiche tecniche della prova SPT: nei terreni sabbioso-limosi presenti nell'area indagata è stato utilizzato il campionatore Raymond con punta conica di infissione, avente diametro esterno di 50.8 mm, lunghezza totale di 650 mm ed angolo di apertura di 60. aste collegate al campionatore con diametro esterno di 50 mm e peso di 7.5 kg al metrolineare. testa di battuta in acciaio avvitata alle aste. massa battente o maglio di 63.5 kg. dispositivo automatico per lo sganciamento del suddetto maglio che assicura una corsa a caduta libera di 76 cm. Ogni determinazione di prova è stata preceduta dalla pulizia del fondo foro con verifica della coincidenza della quota di attestazione della punta con la profondità misurata dopo la pulizia del foro (tolleranza +/- 7 cm); la prova è consistita nel far penetrare il campionatore posato al fondo foro per tre tratti successivi di 15 cm registrando ogni volta il numero dei colpi necessari (N 1, N 2, N 3 ). Con il primo tratto detto "di avviamento" si intende superare la zona di terreno rimaneggiato in fase di perforazione. 5

Nel caso di un terreno molto addensato con N 1 = 50 ed avanzamento minore di 15 cm, l'infissione deve essere sospesa: la prova è dichiarata conclusa in base alle raccomandazioni AGI 1977 e si annota la relativa penetrazione. Se il tratto di avviamento viene superato si conteggiano N 2 ed N 3 (da 0.15 a 0.30 e da 0.30 a 0.45) fino ad un limite complessivo di 100 colpi (N2 + N3) raggiunto il quale si sospende la prova annotando l'avanzamento ottenuto. Pertanto il parametro caratteristico della prova, prescindendo dai casi particolari di rifiuto é rappresentato da: N SPT = N 2 + N 3 che indica il numero di colpi per 30 cm. utili di penetrazione. Come ricordato in precedenza, nella zona oggetto di indagine, sono state eseguite n 2 prove penetrometriche statiche (C.P.T.) e n 4 prove penetrometriche dinamiche pesanti (S.C.P.T.). Le prove penetrometriche statiche sono state eseguite con attrezzatura standard secondo le modalità di esecuzione indicate dalle raccomandazioni dell Associazione Geotecnica Italiana del 1977. Di seguito vengono riassunte brevemente le caratteristiche tecniche della prova statica. La prova consiste essenzialmente nella misura della resistenza alla penetrazione di una punta conica di dimensioni e caratteristiche standardizzate, infissa a velocità costante nel terreno. La penetrazione della batteria deve avvenire ad una velocità costante pari a 2 cm./sec. (± 0.5 cm./sec.), indipendentemente dalla resistenza opposta dal terreno. Il dispositivo di spinta deve essere ancorato in modo da non muoversi rispetto al piano di lavoro durante l infissione. Deve essere posizionato in modo da garantire la verticalità iniziale della spinta delle aste cave (deviazione dalla verticale: 2%). 6

L attrezzatura è costituita da un dispositivo idraulico di spinta (20 Ton.), che agisce alternativamente sulla batteria di aste interne alla cui estremità è collegata la punta e su quella di aste cave esterne. La prova è quindi generalmente discontinua e le misure di resistenza vengono di norma eseguite ed annotate ogni 20 cm. di penetrazione. Il penetrometro utilizzato è fornito di punta telescopica con manicotto (detta anche punta Begemann). Il dispositivo di misura è costituito da una cella di carico con display analogico. Sopra la punta è posto un manicotto per la misura dell attrito laterale. Le dimensioni della punta e del manicotto sono standardizzate e precisamente: - diametro di base del cono: 37.5 cm.; - angolo di apertura del cono: 60. Il manicotto ha una superficie laterale compresa tra 150 e 200 cmq. Le aste cave hanno il diametro esterno di 36 mm. Sulle aste cave può essere installato un anello allargatore per diminuire l attrito del terreno lungo la batteria e facilitare l infissione a parità di spinta disponibile. L anello allargatore, quando usato, deve essere posto almeno ad 1.0 mt. sopra la punta. Le aste interne, a sezione piena, devono avere un diametro di 0.5 1.0 mm. minore di quello interno delle aste cave e devono scorrere senza attriti all interno delle aste cave; Le estremità delle aste interne devono essere ortogonali all asse dell asta stessa. Con la punta Begemann vengono rilevate ogni 20 cm.: la resistenza all avanzamento della sola punta - Rp -; La resistenza alla punta più resistenza per attrito locale sul manicotto - Rp + Rl -; La resistenza totale all avanzamento delle aste cave e della punta Rt -. La documentazione comprende in questo caso copia delle letture alla cella di carico delle tre grandezze sopra menzionate ed i grafici: Rp / profondità; Rl / profondità; Rp Rl / profondità. 7

Le prove non vengono di norma spinte oltre la profondità di 50 metri dal piano campagna. La prova deve essere sospesa e la batteria di aste estratta se la resistenza totale, od alla punta o al manicotto è tale da non consentire un ulteriore avanzamento. Nel caso specifico, le prove statiche hanno raggiunto la profondità massima di 27.2 mt. dal piano campagna attuale. Le prove S.C.P.T. sono comprese nelle Raccomandazioni AGI 1977 per l esecuzione delle indagini in situ e differiscono da quelle incluse nelle Raccomandazioni del sottocomitato ISSMFE per la standardizzazione delle prove penetrometriche in Europa 1976 nelle quali compare il termine di prova dinamica pesante. Le prove sono state eseguite mediante strumento tipo PAGANI 73-100 kn, semovente, munito di n 2 batterie concentriche: la prima di aste interne, la seconda di rivestimento, esterna. Alle aste interne è collegata una punta conica con diametro di 50.8 mm., sezione 20 mm. ed angolo di apertura pari a 60. Le aste interne hanno un peso, per ogni metro lineare, pari a 5.1 Kg. ed un diametro di 34 mm., mentre il rivestimento ha un diametro di 48 mm. Il dispositivo di battuta è costituito da un maglio del peso di 73 Kg. che cade da un altezza di 76 cm. La prova consiste nell infiggere la punta conica nel terreno per tratti consecutivi di 30 cm., misurando il numero di colpi (Np) necessari all avanzamento di essa; ogni 30 cm. s infigge anche il rivestimento, rilevando ancora il numero di colpi (Nr) necessari per il suo avanzamento. La prova viene sospesa ogniqualvolta Np od Nr superino il valore di 100 colpi. Le prove hanno raggiunto la profondità massima di 17.7 mt. dal piano campagna attuale. 8

I risultati dei logs penetrometrici sono allegati a fine relazione. 4. - PROVE DI LABORATORIO Nel corso del sondaggio meccanico sono stati prelevati i seguenti campioni indisturbati: sondaggio n Campione n Profondità da mt. A mt. 1 1 7.50 8.10 1 2 12.0 12.5 1 3 35.0 35.6 2 1 7.50 8.00 2 2 11.0 11.6 2 3 14.5 15.0 2 4 18.0 18.5 2 5 20.0 20.5 3 1 5.00 5.60 3 2 9.00 9.60 3 3 12.0 12.6 3 A 29.1 29.5 3 4 29.5 30.0 4 1 4.50 5.00 4 2 14.0 14.6 4 3 21.0 21.6 4 4 34.0 34.6 su di essi, sono state eseguite le seguenti prove di laboratorio, per la valutazione delle caratteristiche fisiche e granulometriche: 9

peso di volume e contenuto d'acqua (n 12 determinazioni); limiti di Atterberg -plastico e liquido- (n 10 determinazioni); analisi granulometriche per aerometria e/o setacciatura (n 11 determinazioni). determinazione del peso specifico (n 8 determinazioni). Per la valutazione delle caratteristiche meccaniche di resistenza sono state invece eseguite: prove di taglio diretto Casagrande del tipo consolidato e drenato (n 9 determinazioni); prove di espansione laterale libera -E.L.L.- ( n 3 determinazioni); prova triassiale di tipo consolidato e drenato (n 2 determinazioni); prove di compressibilità in cella edometrica (n 6 determinazioni). I risultati sono riportati nei certificati di laboratorio allegati a fine relazione. 5.- STRATIGRAFIA DEL SOTTOSUOLO Al fine di valutare l esatta successione stratigrafica dei terreni, sono state eseguite n 4 sondaggi stratigrafici, n 2 prove penetrometriche statiche (CPT) e n 4 prove penetrometriche dinamiche pesanti (SCPT), ubicate come da planimetria allegata. I risultati hanno evidenziato una stratigrafia così schematizzabile: Sondaggio n 1: - dal p.c. a 1.0 m - Ghiaia eterometrica in matrice sabbiosa me dio - fine; - da 1.0 m a 1.5 m - Argilla limosa grigio nerastra. - da 1.5 m a 9.9 m - Sabbia limosa fine con intercalazioni di argilla 10

sabbiosa e sparso ghiaietto; - da 9.9 m a 25.1 m - Alternanza di livelli di limo argilloso e sabbio- so con argille limose. Talora presenza di mate- riale organico in livelli centimetrici. - da 25.1 m a 25.6 m - Alternanza di livelli di limo sabbioso ed argil- loso, consistente. - da 25.6 m a 30.2 m - Ghiaia medio fine in matrice limo argillosa localmente più abbondante. - da 30.2 m a 32.0 m - Limo argilloso grigio con diffusa presenza di materiale morboso, talora presente in livelli. - da 32.0 m a 32.4 m - Ghiaia medio grossolana in matrice limo nargillosa localmente più abbondante. - da 32.4 m a 39.8 m -Alternanza di livelli di limo sabbioso ed argil- loso, con sparso materiale organico bruno nerastro e rara ghiaia medio fine. - da 39.8 m alle - Ghiaia medio fine in abbondante matrice li- profondità investigate mo - argillosa e sabbioso limosa. Sondaggio n 2 (quota sondaggio = base alveo: 7.40 mt. rispetto al piano stradale): - dal p.s. a 10.4 m - Sabbia limosa e limo sabbioso, grigio; 11

- da 10.4 m a 10.9 m - Limo argilloso grigio; - da 10.9 m a 12.4 m - Intervallo torboso; - da 12.4 m a 24.9 m -Alternanza di livelli di limo argilloso e sabbio- so con argille limose. Talora presenza di mate- riale organico in livelli centimetrici. - da 24.9 m a 25.4 m - Sabbia fine grigio con intercalazioni limo ar- gillose. - da 25.4 m a 26.7 m - Ghiaia medio fine in matrice limo argillosa localmente più abbondante. - da 26.7 m a 27.2 m -Limo argilloso grigio, molle. - da 27.2 m a 28.0 m -Ghiaia medio fine in matrice limo argillosa localmente più abbondante. - da 28.0 m a 28.1 m -Limo argilloso grigio. - da 28.1 m a 28.5 m -Torba bruno - nerastra. - da 28.5 m alle - Alternanza di livelli di limo sabbioso ed argil- profondità investigate loso, con sparso materiale organico bruno nerastro e rara ghiaia medio fine. Sondaggio n 3 (quota sondaggio = base alveo: 7.30 mt. rispetto al piano stradale): 12

- dal p.s. a 0.90 m - Argilla sabbiosa grigio nerastra, molle; - da 0.90 m a 1.80 m - Ghiaia medio grossolana in matrice sabbioso limosa (sottofondo plinto?); - da 1.80 m a 4.20 m - Alternanza di sabbia argillosa e limo argilloso sabbioso, molle; - da 4.24 m a 7.70 m -Alternanza di livelli di limo argilloso e sabbio- so. Talora presenza di materiale organico in li- velli centimetrici. - da 7.70 m a 8.00 m - Intervallo torboso; - da 8.00 m a 19.70 m -Alternanza di livelli di limo argilloso e sabbio- so con argille limose. Talora presenza di mate- riale organico in livelli centimetrici. - da 19.70 m a 19.90 m -Sabbia fine grigio; - da 19.9 m a 23.5 m -Ghiaia medio fine in matrice limo argillosa localmente più abbondante. - da 23.5 m a 23.6 m -Limo sabbioso grigio; - da 23.6 m a 24.0 m -Torba bruno - nerastra. - da 24.0 m a 25.9 m -Limo argilloso grigio - azzurro; - da 25.9 m a 26.7 m -Torba bruno nerastra con intercalazioni limo - argillose; 13

- da 26.7 m a 29.0 m -Limo argilloso grigio bruno per diffusa pre- senza di torba; - da 29.0 m a 29.5 m -Intervallo sabbioso limoso grigio; - da 29.5 m alle - Limo argilloso grigio - brunastro. profondità investigate Sondaggio n 4: - dal p.c. a 2.5 m - Limo sabbioso / sabbia limosa con sparsa ghiaia; - da 2.5 m a 2.7 m - Intervallo limo - argilloso. - da 2.7 m a 9.8 m - Sabbia limosa fine con intercalazioni di argilla sabbiosa e sparso ghiaietto; - da 9.80 m a 11.0 m -Intervallo limo argilloso scarsamente consi- stente; - da 11.0 m a 13.1 m - Sabbia limosa / limo sabbioso; - da 13.1 m a 24.5 m -Alternanza di livelli di limo argilloso e sabbio- so con argille limose. Talora presenza di mate- riale organico in livelli centimetrici. - da 24.5 m a 25.7 m -Alternanza di livelli di limo sabbioso ed argil- loso, con sparso materiale organico bruno 14

nerastro e rara ghiaia medio fine. - da 25.7 m a 26.2 m - Sabbia limosa fine, grigio; - da 26.2 m a 28.2 m -Ghiaia medio fine e sabbia fine in matrice limo - argillosa localmente più abbondante. - da 28.2 m a 28.8 m -Limo argilloso grigio con diffusa presenza di materiale torboso, talora presente in livelli. - da 28.8 m a 36.9 m -Alternanza di livelli di limo sabbioso ed argil- loso, con sparso materiale organico bruno nerastro e rara ghiaia medio fine. - da 36.9 m alle -Ghiaia medio fine in matrice sabbioso limosa. profondità investigate Prova penetrometrica statica (CPT) n 1: - dal p.c. a 9.00 m - Sabbia limosa fine con intercalazioni di argilla sabbiosa e sparso ghiaietto; - da 9.00 m a 15.8 m -Alternanza di livelli di limo argilloso e argille limose scarsamente consistenti con presenza di materiale organico in livelli centimetrici. - da 15.8 m a 24.6 m -Alternanza di livelli di limo sabbioso ed argil- loso, con sparso materiale organico bruno nerastro. 15

- da 24.6 m alle -Ghiaia medio fine in matrice sabbioso limosa. profondità investigate Prova penetrometrica statica (CPT) n 4: - dal p.c. a 10.0 m - Sabbia limosa fine con intercalazioni di argilla sabbiosa e sparso ghiaietto; - da 10.0 m a 13.4 m -Alternanza di livelli di limo argilloso e argille limose scarsamente consistenti con presenza di materiale organico in livelli centimetrici. - da 13.4 m a 27.0 m -Alternanza di livelli di limo sabbioso ed argil- loso, con sparso materiale organico bruno nerastro. - da 27.0 m alle -Ghiaia medio fine in matrice sabbioso limosa. profondità investigate Prova penetrometrica dinamica pesante (SCPT) n 2: - dal p.c. a 8.70 m - Sabbia limosa fine con intercalazioni di argilla sabbiosa e sparso ghiaietto; - da 8.70 m a 12.3 m -Alternanza di livelli di limo argilloso e argille limose scarsamente consistenti con presenza di materiale organico in livelli centimetrici. 16

- da 13.4 m alle -Alternanza di livelli di limo sabbioso ed argil- profondità investigate loso, con sparso materiale organico bruno nerastro. Prova penetrometrica dinamica pesante (SCPT) n 3: - dal p.c. a 7.80 m - Sabbia limosa fine con intercalazioni di argilla sabbiosa e sparso ghiaietto; - da 7.80 m alle -Alternanza di livelli di limo sabbioso ed argil- profondità investigate loso, con sparso materiale organico bruno nerastro. Prova penetrometrica dinamica pesante (SCPT) n 5: - dal p.c. a 8.10 m - Sabbia limosa fine con intercalazioni di argilla sabbiosa e sparso ghiaietto; - da 8.10 m alle -Alternanza di livelli di limo sabbioso ed argil- profondità investigate loso, con sparso materiale organico bruno nerastro. Prova penetrometrica dinamica pesante (SCPT) n 6: - dal p.c. a 8.10 m - Sabbia limosa fine con intercalazioni di argilla sabbiosa e sparso ghiaietto; 17

- da 8.10 m alle -Alternanza di livelli di limo sabbioso ed argil- profondità investigate loso, con sparso materiale organico bruno nerastro. Per una visione di dettaglio si rimanda alle elaborazioni grafiche allegate a fine relazione. 4 - GEOTECNICA 4.1. - Opere di fondazione Dall' analisi della morfologia e geologia della zona, dai risultati forniti dalle prove SPT in foro di sondaggio, dalle prove di laboratorio condotte, nonché dalle caratteristiche del progetto, sono state valutate tre ipotesi d intervento: a)- consolidamento della struttura esistente a mezzo micropali; b)- realizzazione ex novo del ponte prevedendo per ogni spalla del ponte una berlinese di pali trivellati f = 1000 1300 mm. c)- realizzazione ex novo del ponte prevedendo n 2 campate e quindi la realizzazione di un pilone centrale in alveo fondato su pali. Si fa notare che, stanti le litologie presenti e gli spessori rilevanti delle stesse, nonché in considerazione della presenza di acqua, la perforazione dovrà essere effettuata con l ausilio di opportune tecniche di sostegno del foro durante la trivellazione. 4.2. - Parametri geotecnici Dalle prove SPT condotte in foro di sondaggio correlabili ai valori di Dr, nonché dalle prove di laboratorio condotte sui litotipi a granulometria fine, sono stati ricavati, per i terreni posti al di sotto del piano di fondazione, i seguenti parametri geotecnici medi: 18

Intervallo sabbioso limoso superficiale: Angolo di attrito interno c.d. f' = 36 37 Coesione drenata C' = 0.01 0.06 kg/cm 2 Peso di volume Y = 1.9 2.0 t/m 3 Peso di volume immerso Y' = 0.9 1.0 t/m 3 Angolo di attrito fu = 0 Densità relativa Dr = 20 50 %. Intervallo limo - argilloso: Angolo di attrito interno c.d. f' = 14 21 ; Coesione drenata C' = 0.03 0.25 kg/cm 2 Peso di volume Y = 1.72 1.99 t/m 3 Peso di volume immerso Y' = 0.72 0.99 t/m 3 Angolo di attrito fu = 0 Coesione in sforzi totali Cu = 0.2 1.2 kg/cm 2 Intervallo ghiaioso sabbioso profondo: Angolo di attrito interno c.d. f' = 35 > 45 Coesione drenata C' = 0.0 kg/cm 2 Peso di volume Y = 1.8 t/m 3 Peso di volume immerso Y' = 0.8 t/m 3 Angolo di attrito fu = 0 Densità relativa Dr = 50 > 80 %. Intervallo limo argilloso profondo: 19

Angolo di attrito interno c.d. f' = 17.1 23 ; Coesione drenata C' = 0.15 0.221 kg/cm 2 Peso di volume Y = 1.93 1.96 t/m 3 Peso di volume immerso Y' = 0.93 0.96 t/m 3 Angolo di attrito fu = 0 Coesione in sforzi totali Cu = 0.55 0.85 kg/cm 2 4.3. Fondazioni profonde. Carico ammissibile. Il calcolo della capacità portante di fondazioni profonde caricate assialmente, è stato eseguito secondo le metodologie di calcolo descritte nelle Raccomandazioni sui pali di fondazione a cura dell AGI (Associazione Geotecnica Italiana). Si sono considerati terreni stratificati e le valutazioni di capacità portante sono state effettuate sia in condizioni drenate che non drenate. Inoltre, poiché lo scopo del calcolo della capacità portante dei pali non è solo quello di determinare il fattore di sicurezza ma soprattutto quello di ottimizzare, a fini economici il rapporto diametro - lunghezza, l elaborazione grafica e numerica in allegato riporta i calcoli per famiglie di diametri e di lunghezza e presenta in forma di diagramma i fattori di sicurezza ed i valori di resistenza limite. In tal modo è possibile scegliere immediatamente la coppia ottimale di dimensioni. Il metodo generale utilizzato permette di valutare separatamente, anche in terreni stratificati, sia la componente di resistenza di punta Qp che la componente di resistenza laterale Qs la cui somma contribuisce alla determinazione del carico limite Qlim. Nell elaborato grafico relativo ai carichi vengono riportati per ciascuna coppia diametro - lunghezza il carico limite ed il ammissibile. Quest ultimo è pari al valore del rapporto tra il carico limite ed il fattore di sicurezza richiesto, diminuito del peso proprio del palo, alleggerito dell eventuale peso dell acqua spostata. 20

Nell elaborato grafico relativo ai fattori di sicurezza vengono riportati per ciascuna coppia diametro lunghezza il carico limite ed il coefficiente di sicurezza calcolato: quest ultimo è pari al valore del rapporto tra il carico limite e la somma del carico di progetto e del peso proprio del palo, alleggerito dell eventuale peso dell acqua spostata. La resistenza di punta del palo Qp è calcolata, per pali di grande diametro (>0.7 m.) in terreni incoerenti, con area di punta Ap tramite la seguente espressione proposta da Berezantzev: Qp = Nq~* Ql dove Nq~è una funzione dell angolo d attrito definita attraverso una curva sperimentale. Va inoltre ricordato che il valore di Nq, utilizzato nel calcolo della resistenza alla punta Qp presenta un forte gradiente in funzione dell angolo d attrito, per cui piccole variazioni dell angolo d attrito possono portare a grandi variazioni nel valore di resistenza alla punta ottenuto. Del resto, l angolo d attrito è fortemente influenzato dalle modalità esecutive del palo (in particolare è ridotto rispetto alle condizioni naturali per effetto del rimaneggiamento nel caso di pali trivellati di grande diametro). E comunque, differenti teorie conducono a valori differenti di Nq. In terreni coerenti è espressa invece dalla relazione: Qp = (Qt + 9 * cu) * Ap Qt = tensione totale alla profondità della punta. La tensione totale ad una certa profondità è data dalla somma dei pesi di volume naturali o saturi moltiplicati per gli spessori degli strati sovrastanti. cu = coesione non drenata. La resistenza laterale del palo Qs è calcolata, per pali con area della superficie laterale As, in terreni incoerenti, tramite l espressione: 21

Qs = (Qa + m k Ql) * As dove: Qa ( coesione) = coefficiente di adesione tra terreno e palo; Ql = tensione verticale efficace alla profondità data. La tensione efficace ad una certa profondità è data dalla somma dei pesi di volume naturali moltiplicati per gli spessori degli strati per la zona aerata, e dei pesi di volume saturi alleggeriti per la zona sommersa. m = coefficiente di attrito tra terreno e palo; k = coefficiente di spinta. La Qs viene calcolata per via numerica, come somma dei contributi delle singole sezioni elementari del palo. Il carico limite Qlim viene calcolato sulla base della geometria del palo e delle caratteristiche del terreno. E dato dalla somma della resistenza di punta Qp e della resistenza laterale Qs. Infine il fattore di sicurezza Fs è dato dall espressione: Fs = Qlim / (N+Pp) dove: Qlim = carico limite del palo; N = carico verticale di esercizio; Pp = peso proprio del palo, prodotto del volume del palo per il peso di volume del calcestruzzo. Il D.M. 21.01.81 prescrive un valore minimo ammissibile del fattore di sicurezza pari a 2.5. Va inoltre ricordato che per pali di grande diametro la valutazione di resistenza di punta deve essere basata su considerazioni relative ai cedimenti ammissibili piuttosto che alla 22

rottura alla base del palo. Si utilizza perciò nel calcolo di resistenza alla punta Qp la relazione proposta da Berezantzev. Per considerazioni relative a capacità portante, fattori di sicurezza, cedimenti relativi, si potrà far riferimento agli elaborati allegati a fine relazione ricordando che la portanza calcolata è riferita a singoli pali; ipotizzandoli in situazione di gruppo sarà opportuno tener conto di una riduzione dell efficienza pari al 35 %. 4.3.1.- Calcolo della portanza del micropalo Ai fini dell intervento ed in funzione delle tipologie di micropalo eseguibili dalle Imprese del settore, si consigliano micropali aventi le seguenti caratteristiche: - Diametro del foro di perforazione : = 140 mm.; - Armatura tubolare con diametro esterno di 88.9 mm. e 7 mm. di spessore con peso di circa 14 Kg/ml.; - Iniezione con boiacca di cemento K 325; - Inclinazione massima dei micropali : 5 6. Nel caso specifico si sono considerati: - micropali ammorsati a profondità di circa 15.0 20.0 mt. dal piano di campagna / alveo attuale; - diametro del bulbo del micropalo ottenuto dopo iniezioni successive ad elevate pressioni, pari a circa 140 mm.; - coesione non drenata dei terreni laterali cu = 0.2 1.2 Kg/cmq. Il calcolo della capacità portante di fondazioni profonde caricate assialmente, è stato eseguito secondo le metodologie di calcolo descritte nelle Raccomandazioni sui pali di fondazione a cura dell AGI (Associazione Geotecnica Italiana). Si sono considerati terreni stratificati e le valutazioni di capacità portante sono state effettuate in condizioni non drenate. 23

Inoltre, poiché lo scopo del calcolo della capacità portante dei pali non è solo quello di determinare il fattore di sicurezza ma soprattutto quello di ottimizzare, a fini economici il rapporto diametro - lunghezza, l elaborazione grafica e numerica in allegato riporta i calcoli per famiglie di diametri e di lunghezza e presenta in forma di diagramma i fattori di sicurezza ed i valori di resistenza limite. In tal modo è possibile scegliere immediatamente la coppia ottimale di dimensioni. Il metodo generale utilizzato permette di valutare separatamente, anche in terreni stratificati, sia la componente di resistenza di punta Qp che la componente di resistenza laterale Qs la cui somma contribuisce alla determinazione del carico limite Qlim. Nell elaborato grafico relativo ai carichi vengono riportati per ciascuna coppia diametro - lunghezza il carico limite ed il ammissibile. Quest ultimo è pari al valore del rapporto tra il carico limite ed il fattore di sicurezza richiesto, diminuito del peso proprio del palo, alleggerito dell eventuale peso dell acqua spostata. Nell elaborato grafico relativo ai fattori di sicurezza vengono riportati per ciascuna coppia diametro lunghezza il carico limite ed il coefficiente di sicurezza calcolato: quest ultimo è pari al valore del rapporto tra il carico limite e la somma del carico di progetto e del peso proprio del palo, alleggerito dell eventuale peso dell acqua spostata. La resistenza di punta del palo Qp è calcolata, per pali di piccolo diametro (< 0.6 m.) in terreni coesivi, con area di punta Ap tramite la seguente espressione: Qp = (Qt + 9 * cu) * Ap Qt = tensione totale alla profondità della punta. La tensione totale ad una certa profondità, è data dalla somma dei pesi di volume naturali o saturi moltiplicati per gli spessori degli strati sovrastanti. cu = coesione non drenata. 24

La resistenza laterale del palo Qs è calcolata, per pali con area della superficie laterale As, in terreni coesivi, tramite l espressione: Qs = Qa * As dove: Qa ( coesione) = coefficiente di adesione tra terreno e palo. Deriva, tramite relazioni sperimentali, dal valore di coesione non drenata e dal tipo di palo. La Qs viene calcolata per via numerica, come somma dei contributi delle singole sezioni elementari del palo. Il carico limite Qlim viene calcolato sulla base della geometria del palo e delle caratteristiche del terreno. E dato dalla somma della resistenza di punta Qp e della resistenza laterale Qs. Infine il fattore di sicurezza Fs è dato dall espressione: Fs = Qlim / (N+Pp) dove: Qlim = carico limite del palo; N = carico verticale di esercizio; Pp = peso proprio del palo, prodotto del volume del palo per il peso di volume del calcestruzzo. Il D.M. 21.01.81 prescrive un valore minimo ammissibile del fattore di sicurezza pari a 2.5. 4.2.3.- Criteri di intervento - Modalità esecutive. L intervento di consolidamento del fabbricato presuppone l esecuzione di micropali posizionati in corrispondenza di ogni plinto di fondazione. Le modalità esecutive sono le seguenti: 25

- quota d imposta dei micropali: circa 15.0 20.0 mt. dal piano campagna / alveo, attuale (tale profondità andrà comunque verificata all atto dell esecuzione di ogni singolo micropalo e sarà suscettibile di possibili modifiche qualora le condizioni locali le giustificassero ); - diametro del foro : 140 mm.; - inclinazione massima sulla verticale : 5 ; - diametro esterno dell armatura tubolare : 7 mm.; - peso dell armatura tubolare : circa 14 Kg/ml. Fasi esecutive: - perforazione e posa del tubo con manchettes ogni 100 cm. l una dall altra a partire da 3.0-4.0 mt. dall attuale p.c.; - formazione della guaina esterna o camicia per l iniezione lungo il fusto senza avere rifluimenti particolari di boiacca in superficie; - iniezione primaria e secondaria con vari gradini di carico ogni 100 cm. con boiacca di cemento K 325; nel tratto di attraversamento delle fondazioni e subito al di sotto delle stesse, le iniezioni andranno eseguite a basse pressioni e con cautela; - completata la sequenza di iniezioni a pressione primaria e secondaria, il tubo di armatura andrà riempito con cemento fino alla sommità. - il sistema di ancoraggio dei micropali alla fondazione esistente deve essere tale che sia il peso del fabbricato che della sua fondazione, debba essere sopportato dai micropali. A tal fine occorre collegare i ferri dell armatura del plinto a quelli inseriti entro la parte superiore del micropalo. - le teste dei micropali andranno quindi ancorate alla base del plinto. 5.- CONDIZIONE SISMICA - FATTORE DI FONDAZIONE L area in esame e posta in Comune di Rimini, che agli effetti della più recente normativa sismica nazionale e regionale e classificata area sismica di 2^ categoria. 26

Dall analisi di dettaglio della situazione lito - stratigrafica dei terreni presenti e tenendo conto delle caratteristiche morfologiche del luogo, si e determinato il coefficiente di fondazione S da assumere per la determinazione degli sforzi sismici orizzontali Fi, (in base ai D.D.M.M. 03/03/1975 e 19/06/1984 e successivo Decreto del 16/01/1996 che definisce le norme tecniche per la costruzione in zone sismiche) da introdurre nella formula: con Fi = Khi * Wi Khi = C * R * I * b * Gi * S La zona di studio è caratterizzata dalla presenza fino a notevole profondità di depositi granulometricamente compresi fra argille e ghiaie; il livello freatico è posto in corrispondenza del pelo libero dell acqua; la costruzione verrà a trovarsi su di un terreno completamente pianeggiante privo di problemi tettonici. Per tali motivi il coefficiente sismico di fondazione ε può essere assunto pari a 1.2. 6.- VERIFICA ALLA LIQUEFAZIONE La zona oggetto di studio, come in precedenza ricordato, è caratterizzata dalla presenza, al di sotto del piano di fondazione, di depositi granulometricamente compresi tra sabbie e sabbie limose, a scarso grado di addensamento in corrispondenza del piano di attuale (Dr < 20 50%) ; il livello freatico, come già rimarcato in precedenza, è posto in corrispondenza del pelo libero dell acqua. La costruzione in progetto, si verrà a trovare su di un terreno completamente pianeggiante, privo di problemi tettonici. 27

Si e quindi provveduto a verificare, tramite analisi granulometriche eseguite sui campioni nell ambito dei sondaggi stratigrafici, la possibilità di liquefazione secondo il metodo della densità relativa e quello proposto da Seed ed Idriss. Il fenomeno della liquefazione interessa generalmente i terreni sabbiosi saturi che in seguito a sollecitazioni sismiche subiscono una drastica riduzione della resistenza al taglio con conseguenti fenomeni di assestamento. La causa principale di questo comportamento, va ricercata nel sorgere di pressioni interstiziali indotte nei terreni non coesivi saturi in concomitanza con la propagazione delle onde sismiche. Se la pressione nei pori raggiunge il valore delle pressioni di confinamento, la sabbia può cominciare a subire delle deformazioni, la cui entità dipende essenzialmente dal suo grado di addensamento. Se la sabbia e sciolta la pressione dei pori aumenterà molto velocemente a valori prossimi a quelli delle pressioni di confinamento e la sabbia comincerà a subire grosse deformazioni, senza che vi sia una resistenza significativa alla deformazione stessa: si dirà allora che la sabbia e liquefatta. Se la sabbia è densa, essa potrà avere, alla fine dei cicli di carico, una pressione interstiziale pari alle pressioni di confinamento e quindi avrà tendenza a deformarsi; tuttavia, poiché le sabbie dense si deformano, oltre certi livelli, con aumento di volume, per effetto della dilatazione, la pressione interstiziale subirà una brusca caduta ed il terreno riuscirà a sviluppare una resistenza sufficiente a sostenere le sollecitazioni applicate. La liquefazione e quindi legata alla condizione simultanea di tre fattori: presenza di terreni incoerenti, presenza di falda ed esistenza di una sollecitazione. Resta inteso che la semplice riunione di questi tre fattori non conduce necessariamente allo stato di liquefazione. Sono pertanto state eseguite verifiche secondo il metodo della densità relativa e con quello proposto da Seed - Idriss (1981). Per le verifiche alla liquefazione si sono adottati tre valori di accelerazione: 28

A = 0.15 g = valore che soddisfa ampiamente quanto richiesto dalla normativa, tenendo conto del massimo evento sismico previsto nella zona; A = 0.20 g = valore massimo assoluto di accelerazione riscontrabile in base agli Autori consultati, considerando il massimo evento sismico previsto nella zona; A = 0.25 g, = valore suggerito dalla Commissione del Gruppo Nazionale per la Difesa dai Terremoti del CNR per le costruzioni nelle zone dichiarate sismiche ai sensi del 2 comma Art. 3 legge 02/02/74 n 64; M = 7.5 = valore di magnitudo considerato (anche se, va a tal proposito ricordato, che la magnitudo locale, stimata secondo le tavole di Richter e le osservazioni fatte sui terremoti italiani, risulta compresa tra 5.2 5.9). 6.1.- Metodo della densità relativa Dr. Per effettuare questo tipo di analisi si interpretano i dati raccolti dall'indagine geognostica, anche se la bibliografia classica è carente nell'individuare il rischio della liquefazione direttamente dalle prove penetrometriche. Esiste, tuttavia, una notevole documentazione sul rapporto fra rischio di liquefazione e prove di Standard Penetration Test. A questo scopo nel campo delle sabbie, Meyerhof suggerisce la relazione : Rp = 4 N SPT Nel nostro caso, dai risultati forniti dalle prove SPT in foro di sondaggio, si hanno i seguenti valori : livello 1 - N SPT = 4 a 1.5 2.0 m. livello 2 - N SPT = 2 a 3.0 3.5 m. livello 3 - N SPT = 2 a 5.0 5.5 m. livello 4 - N SPT = 18 a 8.0 8.5 m. Secondo la teoria di Kishida non esiste la possibilità di liquefazione dei terreni granulari saturi allorquando la pressione di confinamento efficace s v > 2 Kg/cm² e Dr > 75 %. 29

Secondo il Bureau of Reclamation si considera come limite per fondazioni di strutture normali Dr = 70 % mentre il Nuclear Regulatory Commission richiede, per centrali nucleari, Dr = 80 %. I valori di Rp forniti dalle prove penetrometriche statiche permettono una correlazione con valori medi di Dr compresi tra <20% 50 % in corrispondenza dell intervallo sabbioso limoso sottostate il piano di fondazione attuale, come si evince da tabella 1 riportata in allegato. Quindi, in base al metodo di Koizumi e Kishida, i livelli analizzati, per quanto riguarda il grado di addensamento, sono nel campo della liquefazione. 6.2.- Metodo di Seed - Idriss (1981). Secondo gli Autori il parametro rappresentativo del terremoto e espresso dal rapporto: t / s v (Cyclic Stress Ratio) dove : s v = carico litostatico efficace; t = tensione di taglio orizzontale indotta dal sisma. L espressione che fornisce il parametro t / s v e la seguente : t / s v = 0.65 (Amax / g) * ( s v / s v ) * rd - Seed - Idriss 1971 -. dove : Amax = massima accelerazione orizzontale al suolo; s v = carico litostatico totale; rd = coefficiente di riduzione variabile con la profondità (0.9<rd < 1 per prof. 1 10 mt.) Come parametri rappresentativi del terreno si sono utilizzati i valori di resistenza alla penetrazione statica registrati alle varie profondità; tali valori vanno corretti in funzione del carico litostatico. 30

Il fattore di riduzione della Rp secondo Gibbs ed Holtz può essere ricavato dal grafico (Seed 1983) riportato in allegato (fig. 1). Calcolati i valori del parametro t / s v alle varie profondità e per le varie accelerazioni in funzione dei valori della Rp opportunamente corretti, si può far riferimento alla figura 2 in allegato, che riunisce in forma sintetica i vari diagrammi degli Autori. Le curve rappresentano i confini fra i campi di possibile liquefazione e quelli di liquefazione improbabile relativamente a sismi di diversa magnitudo. La definizione areale dei punti indicanti la possibilità di liquefazione è determinata da coppie di valori riportati nella relativa tabella. Nel primo grafico sono riportati in ascissa i valori di N SPT desunti dal valore di Rp e corretti per la profondità relativa, in ordinata il rapporto di sforzo ciclico t / s v. Nel secondo grafico sono riportati in ascissa ed in ordinata gli stessi valori di cui al grafico precedente, ma i punti caratteristici dei campioni di terreno in esame vengono messi in relazione al valore granulometrico D50: tale metodo è valido se D50 > 0.25 mm.; valido con opportuna correzione se D50 > 0.15 mm.; non applicabile, o da considerare terreno non liquefacibile, se D50 < 0.15 mm. Dall esame risulta evidente che, considerando i valori di accelerazione al suolo A = Amax per zone di II categoria = 0.25 g, valore suggerito dalla Commissione del Gruppo Nazionale per la Difesa dai Terremoti del CNR per le costruzioni nelle zone dichiarate sismiche ai sensi del 2 comma Art. 3 legge 02/02/74 n 64, gli orizzonti sabbiosi analizzati posti alle quote di 1.0; - 3.0 e 5.0 mt. risultano liquefacibili. Tuttavia la stessa Commissione evidenzia come la verifica del terreno alla liquefazione può essere omessa in presenza di: sabbie con contenuto in argilla (φ < 5 µ) superiore al 20 %, con indice di plasticità IP > 10 sabbie pulite con valore dell Indice N1 = (1.7 / σ 0 + 0.7) * Nspt > 25, essendo σ 0 la tensione verticale efficace in Kg/cm 2 ed Nspt espresso in n di colpi / 30 cm; sabbie limose avente contenuto di fine (φ > 74 µ) superiore al 10 %, con valore dell Indice N1 >20. 31

7.- CONCLUSIONI L indagine svolta ha evidenziato la presenza nell area in esame, di terreni a modeste caratteristiche geomeccaniche granulometricamente costituiti da sabbie e sabbie limose, a scarso grado di addensamento (Dr < 20 50%), passanti in profondità ad argille limose e limi argillosi sovrastanti ghiaie in matrice sabbiosa a notevole grado di addensamento. La ricostruzione della sequenza stratigrafica, e stata condotta sulla base dei risultati ottenuti dall esecuzione di n 4 sondaggi meccanici stratigrafici per uno sviluppo complessivo di 140 ml. di perforazione. Sono stati spinti fino ad una profondità massima di 40.0 ml. dall attuale piano carrabile del ponte. Le sequenze stratigrafiche rilevate sono state integrate dalle esecuzione di n 2 prove penetrometriche statiche (C.P.T.) e n 4 prove penetrometriche dinamiche pesanti (S.C.P.T.). Sulla base dell'indagine svolta, sono state valutate tre ipotesi d intervento: a)- consolidamento della struttura esistente a mezzo micropali; b)- realizzazione ex novo del ponte prevedendo per ogni spalla del ponte una berlinese di pali trivellati f = 1000 1300 mm. c)- realizzazione ex novo del ponte prevedendo n 2 campate e quindi la realizzazione di un pilone centrale in alveo fondato su pali. La portanza di pali e micropali è stata calcolata secondo varie combinazioni per famiglie di diametri e di lunghezza e presenta in allegato, sotto forma di diagramma, i fattori di sicurezza ed i valori di resistenza limite. Si ricorda che ipotizzando i pali in situazione di gruppo, sarà opportuno tener conto di una riduzione dell efficienza pari al 35 %. Nell ambito della realizzazione dei pali lo scavo ed il successivo asporto di materiale incoerente e/o coerente ma scarsamente consistente- in falda, presuppone l utilizzo di tecniche idonee a garantire la stabilità delle pareti del foro. 32

Si ricorda infine che l' area è inserita in zona sismica di II categoria (S = grado di sismicità = 9) e che il coefficiente sismico di fondazione e potrà essere assunto pari a 1.2. Nel corso della indagine geognostica, sono stati prelevati campioni di terreno rappresentativi delle litologie attraversate onde verificare la suscettibilità a liquefazione dei litotipi sabbiosi sotto stress sismici ciclici. Per le verifiche alla liquefazione si sono adottati tre valori di accelerazione: A = 0.15 g = valore che soddisfa ampiamente quanto richiesto dalla normativa, tenendo conto del massimo evento sismico previsto nella zona; A = 0.20 g = valore massimo assoluto di accelerazione riscontrabile in base agli Autori consultati, considerando il massimo evento sismico previsto nella zona; A = 0.25 g, = valore suggerito dalla Commissione del Gruppo Nazionale per la Difesa dai Terremoti del CNR per le costruzioni nelle zone dichiarate sismiche ai sensi del 2 comma Art. 3 legge 02/02/74 n 64; M = 7.5 = valore di magnitudo considerato. Dalle verifiche condotte, riportate in allegato, risulta che gli orizzonti sabbiosi posti alla quota di circa 1.0; - 3.0 e 5.0 mt. risultano potenzialmente liquefacibili. Nei litotipi coesivi sottostanti, oltre a presentare un modesto grado di consistenza, si rileva una notevole presenza di materiale organico (talora presente in livelli decimetrici) che ne accentua la compressibilità sotto carico. Pertanto si consiglia di attestare le opere fondali nelle ghiaie sabbiose rinvenibili in profondità (> di 36 38 mt. dall attuale p.c.) previa verifica degli spessori delle stesse e del relativo grado di addensamento. In tale ambito si potrà approfondire anche l indagine dal punto di vista sismico tramite sezioni cross hole onde consentire una corretta valutazione della velocità delle onde sismiche nel terreno in accordo con quanto disposto dal D.P.C.M. 3274.2003, D.P.C.M. 21.10.2003 e successive modifiche ed integrazioni. Santarcangelo, Marzo 2005. 33

INDAGINE GEOLOGICO GEOTECNICA ALLEGATA AL PROGETTO DI RIPRISTINO FUNZIONALE CON ADEGUAMENTO ALLE NORME SUI SOVRACCARICHI, DEL PONTE SUL DEVIATORE DEL FIUME MARECCHIA SITO PRESSO VIA COLETTI, IN COMUNE DI RIMINI. ALLEGATI 34