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COMUNE DI VIBO VALENTIA
LAVORI DI MESSA IN SICUREZZA DEI VERSANTI
AFFACCIO – CANCELLO ROSSO – PISCOPIO – TRIPARNI
EX TRACCIATO FERROVIE CALABRO LUCANE E LONGOBARDI
Lavori nei limiti del finanziamento assentito di cui alla L.R. 9/2007
PROGETTO ESECUTIVO
RESPONSABILE DELLA PRESTAZIONE E COORDINATORE DELLA SICUREZZA - RESPONSABILE DEI RAPPORTI CON GLI ENTI E CON LE PP.AA LOCALI E NAZIONALI Ing. Dino Bonadies
RESPONSABILE DELL’INTEGRAZIONE DELLE PRESTAZIONI SPECIALISTICHE
Ing. Marco Rasimelli
RILIEVI TOPOGRAFICI, SOTTOSERVIZI E INTERFERENZE, PROCEDURE CATASTALI
Ing. Pasquale Lospennato
Geom. Danilo Bellavita Geom Gabriele Sorci
INDAGINI GEOGNOSTICHE, GEOTECNICHE E GEOLOGICHE
Geol. Stefano Piazzoli Geol. Arcangelo F. Violo
Geol. Felice Carrino
STUDIO DI FATTIBILITA’ AMBIENTALE
Arch. Enrica Rasimelli Arch. Massimiliano Venditti
STUDI GEOLOGICI ED IDROGELOGICI
Geol. Stefano Piazzoli Geol. Luigi Porta
Geol. Marianna Casavecchia
PROGETTAZIONE GEOTECNICA Ing. Enrico Coluzzi Ing. Marco Seghetta Ing. Monica Bruschini
PROGETTAZIONE IDRAULICA Ing. Daniele Azzaroli Ing. Nicola Arcelli Ing. Simone Pellegrini
PROGETTAZIONE STRUTTURALE
Ing. Luca Bragetta Ing. Giuseppina Paoni Ing. Valerio Mastroianni
PROGETTAZIONE IMPIANTISTICA
Ing. Luigi Spinozzi Ing. Maria Gabriela Sorci Ing. Marco Galazzo
CANTIERIZZAZIONE
Ing. Luigi Iovine Ing. Numa Tondini Ing. Gianfranco Vanni
ASPETTI ECONOMICI, CAPITOLATI E CONTRATTI
Dott. Maurizio Cirimbilli Geom. Carlo Rosi
MISURE ED ASSICURAZIONE QUALITA’
Ing. Luca Bonadies
Il Responsabile Unico del Procedimento del Comune di Vibo Valentia
ARCH. CLAUDIO DECEMBRINI
RELAZIONE DI CALCOLO OPERE DI SOSTEGNO TRIPARNI
P a g i n a
1 di 194
P r a t i c a
5311MI
I d e n t i f .
MIRS502A
E l a b o r a t o
R12
A DICEMBRE 2015 PRIMA EMISSIONE SEGHETTA SEGHETTA PIAZZOLI BONADIES
Rev. Data Motivazione Redatto Verificato Approvato Autorizzato
Questo documento é di proprietà esclusiva. È proibita la riproduzione anche parziale e la cessione a terzi senza la nostra autorizzazione
COMUNE DI VIBO VALENTIA LAVORI DI MESSA IN SICUREZZA DEI VERSANTI “AFFACCIO – CANCELLO ROSSO”
PISCOPIO – TRIPARNI EX TRACCIATO FERROVIE CALABRO LUCANE E LONGOBARDI
Lavor i ne i l im i t i de l f inanz iamento assent i to d i cu i a l l a L .R. 9 /2007
PROGETTO ESECUTIVO
Relazione di calcolo opere di sostegno Triparni
mirs502a.doc
Data: Dicembre 2015
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INDICE
1 PREMESSA ......................................................................................................................... 4
2 NORMATIVA TECNICA DI RIFERIMENTO ............................................................................. 5
3 DOCUMENTI DI RIFERIMENTO ........................................................................................... 6
4 DESCRIZIONE DELLE OPERE ................................................................................................ 8
5 CARATTERISTICHE DEI MATERIALI .................................................................................... 22
6 QUADRO GEOTECNICO DI RIFERIMENTO ......................................................................... 23
7 TERRA RINFORZATA ......................................................................................................... 35
7.1 METODI DI ANALISI E CODICE DI CALCOLO.................................................................................... 35 7.2 APPROCCIO NORMATIVO ......................................................................................................... 46 7.3 AZIONI SISMICHE.................................................................................................................... 52 7.4 CARATTERISTICHE GEOTECNICHE DEI TERRENI ............................................................................... 54 7.5 SEZIONI DI VERIFICA E STRATIGRAFIA DI PROGETTO ........................................................................ 55 7.6 CARICHI ............................................................................................................................... 58 7.7 CARATTERISTICHE DEI RINFORZI ................................................................................................. 60 7.8 RISULTATI DELLE ANALISI ......................................................................................................... 64
8 PARATIA DI MONTE ......................................................................................................... 68
8.1 SEZIONE DI VERIFICA ............................................................................................................... 68 8.2 CODICE DI CALCOLO ................................................................................................................ 71 8.3 MODELLO GEOTECNICO ........................................................................................................... 77 8.4 APPROCCIO NORMATIVO ......................................................................................................... 80 8.5 CARICHI ............................................................................................................................... 82 8.6 RISULTATI DELLE ANALISI ......................................................................................................... 83
8.6.1 Verifica degli spostamenti ....................................................................................... 93 8.6.2 Verifica della lunghezza di infissione delle paratie .................................................. 93 8.6.3 Predimensionamento dei tiranti .............................................................................. 93
8.6.3.1 Lunghezza del tratto libero ......................................................................................... 94 8.6.3.2 Lunghezza del bulbo e verifica della resistenza degli ancoraggi ................................. 96
8.6.4 Verifica a flessione ................................................................................................. 100 8.6.5 Verifica a taglio ..................................................................................................... 101 8.6.6 Verifica delle travi di collegamento dei tiranti ...................................................... 101
9 PARATIA DI VALLE .......................................................................................................... 106
9.1 SEZIONE DI VERIFICA E MODELLO STRATIGRAFICO ........................................................................ 106 9.2 TIPOLOGIE DI VERIFICA .......................................................................................................... 107 9.3 APPROCCIO NORMATIVO ....................................................................................................... 107 9.4 METODO DI ANALISI E CODICE DI CALCOLO ................................................................................ 108 9.5 PARAMETRI DI CALCOLO ........................................................................................................ 119 9.6 RISULTATI DELLE ANALISI ....................................................................................................... 123
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9.6.1 Verifica SLU a flessione del palo ............................................................................ 133 9.6.2 Verifica SLU a taglio del palo ................................................................................. 134 9.6.3 Verifica SLU al carico limite orizzontale del palo ................................................... 136 9.6.4 Verifica SLE delle tensioni in esercizio nel palo ...................................................... 146 9.6.5 Verifica SLE a fessurazione del palo ....................................................................... 150
10 VERIFICHE DI STABILITÀ GLOBALE .................................................................................. 153
10.1 TIPOLOGIE DI ANALISI ....................................................................................................... 153 10.2 APPROCCIO NORMATIVO .................................................................................................. 154 10.3 METODI DI ANALISI E CODICE DI CALCOLO ............................................................................. 156 10.4 AZIONI SISMICHE ............................................................................................................. 157 10.5 SEZIONI DI VERIFICA E STRATIGRAFIE DI PROGETTO ................................................................. 159 10.6 CARICHI......................................................................................................................... 161 10.7 RISULTATI DELLE ANALISI ................................................................................................... 162
11 PIANO DEI MONITORAGGI E DEI CONTROLLI.................................................................. 170
11.1 INTRODUZIONE ............................................................................................................... 170 11.2 MONITORAGGIO DELLA TERRA RINFORZATA E DELLA PARATIA DEFINITIVA DI VALLE ........................ 172 11.3 MONITORAGGIO DELLA PARATIA PROVVISIONALE DI MONTE .................................................... 173 11.4 METODOLOGIE DI RILIEVO ................................................................................................. 173 11.5 FREQUENZA DI LETTURA DELLA STRUMENTAZIONE DI MONITORAGGIO ........................................ 174 11.6 MODALITÀ DI INSTALLAZIONE E CARATTERISTICHE TECNICHE DEI SISTEMI DI MONITORAGGIO .......... 176
11.6.1 Inclinometri verticali ......................................................................................... 176 11.6.2 Piezometro tipo Casagrande............................................................................. 185 11.6.3 Mire Ottiche ...................................................................................................... 188 11.6.4 Stazione Totali Robotizzate .............................................................................. 189 11.6.5 Rete Geodetica ................................................................................................. 190 11.6.6 Modalità di rilievo ............................................................................................. 191 11.6.7 Elaborati di rilievo ............................................................................................. 192
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1 PREMESSA
Nella presente relazione vengono descritti i calcoli di dimensionamento
strutturale e geotecnico delle opere previste per il ripristino delle condizioni di
sicurezza e funzionalità nell’area di Triparni, interessata da un dissesto.
Per il ripristino della sede stradale e della piazzola adiacente è prevista
l’esecuzione di un rilevato in terra rinforzata con geogriglie in materiale plastico,
stabilizzato al piede da una paratia di pali trivellati in c.a. di grande diametro,
avente lo scopo di migliorare la capacità portante del terreno di fondazione del
rilevato, di difendere l’intervento da potenziali cinematismi globali, infine di
proteggere il rilevato da fenomeni erosivi e di scalzamento procurati dal fosso
posto a valle.
Il contenimento dei terreni in fase di scavo per permettere la costruzione del
rilevato rinforzato è ottenuto tramite l’esecuzione di una paratia berlinese
provvisoria di micropali trivellati in c.a., tirantata su n.2 ordini di tiranti attivi a
trefoli.
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2 NORMATIV A TECNICA DI RIFERIMENTO
Il progetto dell’opera è stato redatto nel rispetto delle seguenti Norme e Leggi:
DM: 14.01.2008 –Norme tecniche per le costruzioni
CIRCOLARE n.617 del 2.2.2009 – Istruzioni per l’applicazione delle Norme
tecniche per le costruzioni di cui al DM.14.01.2008
Legge 05.11.1971 n. 1086, “Norme per la disciplina delle opere di
conglomerato cementizio armato, normale e precompresso, ed a struttura
metallica”.
D.M. 14.02.1992 “Norme tecniche per l'esecuzione delle opere in cemento
armato normale e precompresso e per le strutture metalliche”.
A.I.C.A.P. 1993 “Ancoraggi nei terreni e nelle rocce – Raccomandazioni”;
ENV 206 - Concrete, Performance, production, placing and compliance
criteria.
UNI-ENV 197/1 - Cemento, Composizione, Specificazioni e criteri di
conformità.
UNI 8520 - Aggregati per confezione di calcestruzzi - Definizione,
classificazione e caratteristiche.
UNI EN 10025 - Prodotti laminati a caldo di acciai non legati per impieghi
strutturali - Condizioni tecniche di fornitura.
ENI EN 10020 - Definizione e classificazione dei tipi di acciaio.
Leggi e decreti successivi. Se applicabili.
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3 DOCUMENTI DI RIFERIM ENTO
CODIFICA TITOLO SCALA IDENTIFICATIVO
R01 RELAZIONE GENERALE - mira505a
R02 RELAZIONE TECNICA - mira506a
R03 RELAZIONE GEOLOGICA - mirg506a
R04 RISULTATI DELLE INDAGINI GEOGNOSTICHE, GEOFISICHE E GEOTECNICHE – CAMPAGNA 2012-2013
- mirg507a
R05 RISULTATI DELLE INDAGINI GEOGNOSTICHE, GEOFISICHE E GEOTECNICHE – CAMPAGNE PRECEDENTI
- mirg508a
R07 RELAZIONE SISMICA - mirg510a
R08 RELAZIONE GEOTECNICA - mirh502a
R16 ALLEGATO D RELAZIONE DI CALCOLO TRIPARNI – OPERE DI SOSTEGNO
- mirs506a
B01 TRIPARNI CARTA GEOLOGICA CON UBICAZIONE INDAGINI
1:1000 midg521a
B02 TRIPARNI CARTA GEOMORFOLOGICA E DEI DISSESTI
1:1000 midg522a
B03 TRIPARNI SEZIONI GEOLOGICHE
1:500 midg523a
B04 TRIPARNI PLANIMETRIA GENERALE STATO ATTUALE
1:1000 midt502a
B05 TRIPARNI OPERE DI SOSTEGNO PLANIMETRIA DI PROGETTO E SEZIONE TIPOLOGICA
1:200 midh500a
B06 TRIPARNI OPERE DI SOSTEGNO SEZIONI DI PROGETTO 1÷8
1:200 midh501a
B07 TRIPARNI OPERE DI SOSTEGNO SEZIONI DI PROGETTO 9÷12
1:200 midh502a
B08 TRIPARNI TERRA RINFORZATA PLANIMETRIA, SVILUPPATA, SEZIONE TIPO E PARTICOLARI
Varie midh503a
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COSTRUTTIVI
B09
TRIPARNI PARATIA DI MONTE PLANIMETRIA, SVILUPPATA, SEZIONE TIPO, ARMATURE TRAVE DI CORONAMENTO E PARTICOLARI COSTRUTTIVI
Varie midh504a
B10 TRIPARNI PARATIA DI VALLE PLANIMETRIA, SVILUPPATA E SEZIONE TIPO
Varie midh505a
B11 TRIPARNI PARATIA DI VALLE CARPENTERIA E ARMATURE
Varie midh506a
B12 TRIPARNI OPERE DI SOSTEGNO PIANTA SCAVI
1:100 midh507a
B13 TRIPARNI OPERE DI SOSTEGNO FASI COSTRUTTIVE
1:200 midh508a
B14 TRIPARNI OPERE DI SOSTEGNO MONITORAGGIO
Varie midh509a
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4 DESCRIZ IONE DELLE OP ERE
Nella frazione Triparni, lungo Via Roma, un intero rilevato realizzato con terre
rinforzate e terra-mesh, che nelle intenzioni doveva rappresentare la piazza
principale dell’abitato, nel corso del mese di febbraio 2010 è stato interessato da
un fenomeno di dissesto, andando ad istaurare una situazione di pericolo per le
abitazioni, i sottoservizi e la fruibilità degli spazi pubblici.
La soluzione progettuale proposta per la ricostruzione del piazzale prevede la
costruzione di un rilevato rinforzato mediante la presenza di geogriglie.
La realizzazione della terra rinforzata è subordinata all’esecuzione di un
intervento di bonifica nell’area di sedime del rilevato rinforzato tramite
asportazione del materiale a scadente comportamento geotecnico e sostituzione
con materiale da rilevato.
Al piede del rilevato è prevista la realizzazione di una paratia definitiva di pali di
grande diametro (“paratia di valle”), avente lo scopo di migliorare la capacità
portante del terreno di fondazione del rilevato, di introdurre elementi resistenti nel
pendio, in grado di aumentare i margini di sicurezza nello stesso rispetto alle
potenziali superfici di scorrimento che lo coinvolgano, in ultima analisi di
schermare il piede del rilevato da possibili fenomeni di scalzamento prodotti
dall’azione erosiva del fosso.
Figura 4.1 – Fenomeno di dissesto di Triparni.
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Il contenimento dei terreni in fase di scavo per permettere la costruzione del
rilevato rinforzato è ottenuto tramite l’esecuzione di una paratia berlinese
provvisoria di micropali trivellati in c.a., tirantata su n.2 ordini (“paratia di
monte”).
Nelle seguenti immagine vengono illustrate la planimetria e le sezioni tipologiche
degli interventi in progetto.
Figura 4.2 - Stralcio planimetrico dell’intervento.
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Figura 4.3 - Geometria dell’intervento.
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Figura 4.4 – Sviluppata della terra rinforzata.
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Figura 4.5 – Sezione tipo della paratia definitiva di valle.
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Figura 4.6 - Sviluppata della paratia definitiva di valle.
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Figura 4.7 – Sezione tipo della paratia provvisionale di monte.
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Figura 4.8 – Stralcio planimetrico della paratia provvisionale di monte.
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Il rilevato in terra rinforzata sarà realizzato con paramento a vista inclinato di
65° rispetto all’orizzontale, costituito da strati alternati di geogriglie estruse in
polietilene ad alta densità (HDPE) a giunzioni integrali e mono-orientate e di terre
fornite a piè d’opera con idonee caratteristiche geomeccaniche.
L’opera in terra rinforzata presenta uno sviluppo lineare del fronte di lunghezza
pari a circa 61m, valutati sul ciglio sommitale del paramento.
Il manufatto presenta altezze comprese tra 4.2 e 15.6 m, ed è costituito dalla
sovrapposizione di pacchetti rinforzati di spessore 60cm (finito dopo
costipamento). La massima altezza da sostenere corrisponde alla Sezione di
progetto 8, la cui traccia è individuabile nello stralcio planimetrico di Figura 4.2.
Lungo la totalità dello sviluppo, la terra rinforzata risulta ammorsata rispetto al
piano di scorrimento ipotizzato per almeno tre ordini di pacchetti rinforzati.
I rinforzi sono caratterizzati da lunghezze di ancoraggio variabili fra 9.0m e 22.0m
e da resistenze di picco comprese fra mkNRP /45 e mkNRP /120 .
La tecnica di realizzazione delle terre rinforzate in progetto è del tipo “Wrap
Around”, la quale prevede che la geogriglia di rinforzo venga risvoltata sul
paramento, in modo da prevenire spanciamenti in facciata. La lunghezza di
progetto del risvolto è di 1.5m.
Sul fronte delle terre rinforzata è prevista una biostuoia, con funzione di ritentore
della componente fine del terreno di riempimento e antierosiva fino alla crescita
delle essenze vegetali, ed un cassero di contenimento sagomato in rete
elettrosaldata, dotato di costolatura di irrigidimento, che garantisce la corretta
inclinazione e favorisce la compattazione in prossimità del paramento.
L’elemento metallico di casseratura è a perdere e rimane sul fronte della terra
rinforzata a fine lavoro.
Il rinverdimento finale del fronte dell'opera assume un’importanza notevole,
rendendo il manufatto sicuramente più omogeneo, gradevole e perfettamente
inserito nel contesto ambientale circostante, oltre a proteggere dal dilavamento
l'intero paramento frontale.
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Per la realizzazione del rilevato strutturale, interposto fra i teli di ancoraggio, è
previsto l’impiego di materiale da rilevato appartenente ai gruppi aA 1 , bA 1 ,
2 4A , 2 5A ,
3A della classifica CNR-UNI 10006/63.
Al fine di un ammorsamento efficace e stabile, si prevede la completa bonifica
degli spessori di frana nell’area di sedime del rilevato rinforzato tramite
asportazione del materiale a scadente comportamento geotecnico e sostituzione
con il materiale da costruzione della terra rinforzata.
L’attribuzione degli spessori di bonifica e, conseguentemente, delle quote di
progetto del piano di imposta del rilevato è identificata negli elaborati grafici
allegati al progetto e assegnata in base alle potenze di terreni non affidabili dal
punto di vista geotecnico, desumibili dalle sezioni geologiche di progetto.
Si procede alla sistemazione del piano di posa della bonifica a gradoni con
superfici di appoggio suborizzontali.
L’intervento di bonifica viene ottenuto secondo i profili di progetto, ricavando
gradoni di ammorsamento di alzata per lo più pari a 1.65m e ampiezza variabile.
Si affida alle verifiche in corso d'opera della Direzione Lavori il compito di
controllare la piena compatibilità delle condizioni di lavoro operative con
le attuali ipotesi progettuali, segnatamente di assicurare la completa
asportazione ed allontanamento di tutto il materiale del vecchio rilevato,
ancora in posto o franato, anche qualora esso dovesse rinvenirsi al di sotto
dei profili di progetto degli scavi.
Viene predisposto uno strato di diaframma anticapillare al di sotto del rilevato
rinforzato, eseguito con materiale drenante, in modo da garantire il confinamento
idraulico dell’opera.
La paratia interrata posta a protezione del piede della terra rinforzata (“paratia di
valle”) è costituita da pali trivellati in calcestruzzo armato C25/30, diametro
1000 mm, disposti ad interasse pari a 2.0metri.
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I pali presentano lunghezza mL 0.7 , costantemente mantenuta lungo l’intera
sviluppata dell’opera.
Essi saranno solidarizzati da un cordolo di coronamento in c.a. di dimensioni
1.4m x 1.2m.
Per l’armatura longitudinale viene impiegato acciaio tipo B450C in barre di
diametro pari a mm24 . Si dispone, inoltre, un’armatura a taglio costituita da
spirale cm20/12 .
L’allontanamento delle acque meteoriche dalla piattaforma del piazzale viene
ottenuto mediante la costruzione di una canalizzazione posizionata sul margine
esterno della terra rinforzata, interrotta dalla presenza di n.3 caditoie in lamiera
zincata, mediante le quali l’acqua di ruscellamento scende lungo il paramento del
rilevato, dove viene raccolta da una canaletta in c.a. che borda la palificata di
valle. Una volta convogliata fino alla zona più depressa, l’acqua di scolo viene poi
deviata verso il fosso esistente, che costituisce il recapito finale.
Il sostegno dei terreni in fase di scavo viene realizzato con una paratia di
micropali, atta a difendere le preesistenze contigue al luogo d’intervento
(“paratia di monte”).
La lavorazione si configura come un intervento di natura temporanea, in attesa
che, con la costruzione del rilevato rinforzato, le spinte confluenti da monte sulla
paratia si spengano nella risposta reattiva del terreno di riempimento.
Le massime altezze di scavo da sostenere in fase provvisionale, prima delle
operazioni di rinterro che configurano lo stato di progetto, sono pari a 4.0m
circa.
La berlinese è costituita da micropali di diametro di perforazione mm220 , armati
con profili tubolari metallici in acciaio 355S di diametro esterno pari a
mm7.139 , spessore di mms 8 , disposti a passo mi 4.0 e di lunghezza pari
a mL 6.14 , solidarizzati da un cordolo di coronamento in c.a. intirantato.
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Per la quasi totalità del suo sviluppo, la paratia sarà ancorata al terreno con
tiranti attivi a trefoli. Il sistema di vincolamento è ottenuto a mezzo di n. 2 ordini di
tiranti da n.4 trefoli a 7 cavi da 0,6”, pretesi al 50% del tiro massimo e inclinati di
30° rispetto all’orizzontale.
Il primo ordine di tiranti viene riscontrato nella trave di coronamento in c.a. di
dimensioni 0.8m x 0.8m, i tiranti del secondo ordine sono contrastati a mezzo di
due putrelle di ripartizione del tipo HEB 120.
L’interasse orizzontale dei tiranti hi è pari a 2.4m per il primo ordine, 2.0m per il
secondo.
L’impiego di pali di piccolo diametro è avvalorato dai limitati spazi a disposizione
e dalla difficoltà di operare nelle immediate adiacenze degli edifici che si
affacciano sul perimetro dello scavo: è necessario ottemperare alle soggezioni di
ingombro e limitare le interferenze con l’esistente con movimentazione di
attrezzature di ridotte dimensioni. L’utilizzo di pali di grande diametro, di
converso, avrebbe aumentato il potenziale disturbo arrecabile alle pre-esistenze,
a causa delle vibrazioni in fase di trivellazione, nonché le difficoltà di
accantieramento, in ragione delle disagevoli condizioni di accessibilità del sito.
La tecnologia con micropali, inoltre, risulta particolarmente appropriata al fine di
ridurre la possibilità di ulteriore logorio arrecabile al dissesto a valle, con il rischio
di riattivare il fenomeno.
Le suddette soggezioni esecutive, riassumibili in accessibilità del sito, difficoltà di
accantieramento, disturbo arrecabile alle pre-esistenze in fase di trivellazione,
concorrono tutte nell’affermare l’idoneità della soluzione tecnica prescelta.
Il regime delle pressioni interstiziali beneficia dell’installazione di dreni
suborizzontali atti a deprimere eventuali sovrappressioni neutre destatesi in
corrispondenza dell’opera. Essi hanno lunghezza pari a 7 m (5m di tratto
finestrato captante più 2m cieco di convogliamento oltre il fronte della berlinese),
inclinati di 5° verso l’alto, disposti su un’unica fila con passo pari a 2.0m.
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La soluzione progettuale individuata prevede, quindi, le fasi esecutive di seguito
descritte e riportate negli elaborati grafici di progetto allegati (cfr. B13 di cui al
§3):
esecuzione micropali della paratia provvisoria di monte;
costruzione della trave di coronamento in c.a della paratia provvisoria di
monte;
esecuzione del I ordine di tiranti della paratia provvisoria di monte,
impostato sulla trave di coronamento in c.a;
scavo per un’altezza massima pari a 4m da estradosso trave di
coronamento della paratia di monte;
esecuzione dreni sub-orizzontali;
esecuzione del II ordine di tiranti della paratia provvisoria di monte,
impostati a -3.5m a estradosso trave di coronamento;
riprofilatura a valle mediante sistemazione a gradoni; il materiale di scavo
viene accumulato in corrispondenza dell’unghia di valle del movimento
franoso, perseguendo il duplice intento di incrementare le condizioni di
sicurezza delle attività di sbancamento (contemporaneo alleggerimento
della testa della frana e banchinamento del piede) e di creare una pista di
lavoro per la realizzazione della paratia di pali di grosso diametro (paratia
definitiva di valle);
costruzione dei pali della paratia di valle dal piano di lavoro, tramite
perforazione a vuoto del tratto superficiale (dove necessario);
completamento dello scavo fino al piano di imposta della terra armata;
costruzione della trave di coronamento in c.a della paratia definitiva di
valle;
realizzazione del rilevato in terra rinforzata, previa predisposizione di uno
strato di materiale anticapillare;
sistemazione del piazzale e relative finiture.
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Si precisa, infine, che il comportamento delle opere verrà controllato durante la
realizzazione dei lavori e nella fase post-operam secondo il piano di monitoraggio
geotecnico e topografico illustrato al §11.
Per ulteriori dettagli si rimanda alla consultazione degli elaborati grafici di
progetto.
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5 CAR ATTERISTICHE DEI MATERI ALI
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6 QUADRO GEOTECNICO DI RIFERIMENTO
Per gli aspetti geotecnici specifici dell’area entro cui ricadono le opere in progetto
il riferimento è costituito dalle valutazioni contenute nell’elaborato Relazione
Geotecnica (rif.: R08 di cui al §3) allegata al Progetto.
Le informazioni relative al quadro complessivo dei risultati ottenuti a seguito delle
campagne d’indagini geognostiche succedutesi nel tempo e delle prove
geotecniche di laboratorio sono anch’esse tratte dal suddetto elaborato.
Di seguito si riferisce unicamente circa gli aspetti salienti della caratterizzazione
geotecnica ivi contenuta, rimandando alla consultazione del documento di
riferimento per ogni eventuale approfondimento. Si riportano, peraltro, delle
opportune puntualizzazioni circa le grandezze non esplicitamente quantificate
nell’ambito della Relazione Geotecnica e di diretto impiego nelle analisi
contenute nel presente documento.
Dal punto di vista generale, le elaborazioni contenute nella Relazione Geotecnica
si basano sui risultati del programma di indagini in sito ed in laboratorio attuato
nelle fasi di progettazione precedenti a quella in essere (Relazione Geologica del
Dott. Geol. Damiano Borello, febbraio 2004) e sugli esiti dell’integrazione di
indagine predisposta nel 2012/2013 nelle aree coinvolte dalla progettazione,
rappresentata da n. 1 sondaggio a carotaggio di profondità 16 m (S1i) con
installazione di un tubo inclinometrico, n. 1 sondaggio a distruzione di profondità
16 m (S2p) con installazione di n. 1 piezometro a tubo aperto, dall’esecuzione di
prove penetrometriche dinamiche di tipo SPT eseguite in avanzamento con la
perforazione, di n. 1 indagine sismica del tipo MASW (M4) e di prove di
laboratorio sui campioni prelevati nel sondaggio S1.
In Figura 6.1 viene riportato lo stralcio della planimetria geologica di Triparni
(geologia di superficie, rif. B01 di cui al §3).
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Figura 6.1 – Stralcio planimetria geologica.
In corrispondenza dell’opera, l’ipotesi interpretativa geologica prevede la
presenza in superficie delle seguenti formazioni:
in copertura, l’accumulo di terreno di riporto di cui era costituita l’opera
franata (UNITÀ GEOLOGICA 1):
nella zona di valle, in corrispondenza del Fosso Gerdò, sono presenti
terreni prodotto di soliflusso e dilavamento, talora misti a materiale
alluvionale (UNITÀ GEOLOGICA 2);
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nella zona di monte, affioramento del calcare evaporitico miocenico
(UNITÀ GEOLOGICA 3) su cui è impostato l’abitato di Triparni. La
formazione evaporitica si presenta alternativamente come una sabbia fine
debolmente limosa di colore giallastro o sotto forma di argilla limosa di
colore da giallastro a bruno-giallastro con sottili intercalazioni di calcari
evaporitici.
Il modello geologico e stratigrafico di riferimento è più compiutamente ricostrubile
a titolo esemplificativo sulla base della Sezione Geologica n.8 (cfr. Figura 6.2, rif.
B03), la cui traccia planimetrica è riportata in Figura 6.1.
La sezione conferma la suddetta distribuzione di litotipi. In aggiunta alle
formazioni individuate superficialmente, il modello geologico ha ricostruito più in
profondità la presenza di argille marnose di colore grigio-verdastro da consistenti
a molto consistenti, con intercalazioni decimetriche di marne argillose e calcaree
di colore grigio-biancastro, presenti fino alle massime profondità investigate.
Figura 6.2 – Sezione geologica n.8.
Nella sezione geologica, in particolare, è stato ricostruito il cinematismo del
movimento franoso che ha portato al collasso del rilevato in terra rinforzata.
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Risulta evidente come il rilevato sia scivolato sul substrato argilloso, incombendo
sul fosso. Dalla figura si evince, inoltre, come nella configurazione di progetto
venga operata la completa asportazione e sostituzione del materiale di frana.
Il modello del sottosuolo precedentemente delineato ha trovato conferma nei
risultati relativi alla perforazione di sondaggio a carotaggio continuo S1i.
Nella seguente figura viene riportato il rapporto di sondaggio (cfr. R04 di cui al
§3).
Figura 6.3 – Stratigrafia di sondaggio S1i.
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Nella successione stratigrafica evidenziata dal sondaggio, al di sotto del rilevato
stradale, è stata identificata superficialmente la presenza delle sabbie fini
evaporitiche fino alla profondità di circa -2.0m da quota boccaforo.
Al suddetto litotipo succede verticalmente fino alla profondità di -8.0 da p.c.
ancora la formazione evaporitica, sotto forma, però, di argille limose bruno-
giallastre.
Seguono da tale profondità fino a fondo foro le argille marnose consistenti, che
evidenziano condizioni meccaniche e di rigidezza decisamente superiori a quelle
proprie degli strati posti superiormente.
Dalla valutazione congiunta delle stratigrafie di sondaggio, delle informazioni
desumibili dalle indagini in situ e dai campioni analizzati in laboratorio, ai fini delle
analisi geotecniche contenute ne presente documento sono stati distinti n.2 tipi di
terreno in relazione alle loro litologie, caratteristiche granulometriche, di
resistenza al taglio e di deformabilità:
TERRENO 2 – Calcari evaporitici;
TERRENO 3 – Argille marnose.
Sono, dunque, da tenere in debita considerazioni le seguenti osservazioni:
la nomenclatura dei terreni impiegata nelle analisi geotecniche
differisce dalla numerazione utilizzata nello studio geologico;
le due diverse facies sotto le quali si presentano i calcari evaporitici
(sabbia fine debolmente limosa/argilla limosa) sono state accorpate
nella medesima unità geotecnica TERRENO 2. Tale assunzione è
resa lecita sia dal ridotto spessore mostrato dalle sabbie limose, sia
dall’aver comunque caratterizzato complessivamente il materiale
attribuendogli le proprietà geotecniche delle argille limose, più
scadenti;
le UNITÀ GEOLOGICA 1 e 2 (rispettivamente accumulo dell’opera franata
e depositi eluvio-colluvio-alluvionali) risultano di fatto poco influenti nelle
analisi geotecniche e, dunque, non vengono parametrizzate dal punto di
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vista numerico. Come risulta dalla Figura 6.2 riportata in precedenza, l’
UNITÀ GEOLOGICA 1 non interferisce né con la paratia provvisoria di
monte in fase di scavo, né con le opere definitive, che risultano
approfondite in modo tale da superarne integralmente lo spessore. L’
UNITÀ GEOLOGICA 2 è posta al di fuori del volume “significativo”
dell’opera (volume di terreno che influenza il comportamento dell’opera e
dal quale l’opera ne risulta a sua volta influenzata).
In definitiva, per le verifiche sono stati impiegati i valori caratteristici kX dei
parametri geotecnici riepilogati in Tabella 6.1, con riferimento alle sole
grandezze interessate dalle verifiche in oggetto.
Essi, come detto, vengono desunti dall’apposita sezione di caratterizzazione
geotecnica contenuta nella Relazione Geotecnica (rif.: R08 di cui al §3),
integrando delle opportune precisazioni riguardo i parametri non direttamente
analizzati in quella sede.
Terreno Unità
(kN/m3)
c’k
(kPa)
’k
(°)
EVC
(MPa)
EUR
(MPa)
lim
(kPa)
2 Calcari
evaporitici
18.0 10;17 25 17 52
160
3 Argille
marnose
consistenti
19.0 30 24 50 150
Tabella 6.1 – Sintesi dei parametri geotecnici caratteristici Xk.
Tali valori, coerentemente con la normativa tecnica di riferimento NTC 2008,
vanno opportunamente ridotti nelle verifiche geotecniche a mezzo
dell’applicazione di coefficienti parziali di sicurezza M , in modo tale da
ottenere i parametri geotecnici di progetto dX.
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Con riferimento alla coesione efficace 'c del TERRENO 2, nelle verifiche in fase
costruttiva (dimensionamento della paratia berlinese di monte, analisi di stabilità
globale in fase di scavo) si è operata una riduzione del valore della coesione
efficace kPac k 17' individuato come rappresentativo dell’unità nella
Relazione Geotecnica, in modo da tener conto dei possibili detensionamenti
subiti dal terreno a seguito del rilascio della frana a valle.
Relativamente ai parametri di rigidezza, si distingue nelle analisi il modulo
elastico valutato lungo la retta di consolidazione vergine VCE , e la stessa
quantità determinata, però, nel tratto di scarico e ricarico URE , entrambi
variabili secondo il livello di sforzo corrente ed il livello deformativo.
È innanzitutto importante notare che, tenuto conto del comportamento fortemente
non lineare del terreno, il modulo elastico E dipende dal livello operativo di
deformazione.
In base alla teoria dell’elasticità, il modulo elastico a piccole deformazioni,
coincidente con il modulo tangente iniziale della curva sforzi-deformazioni, può
ottersi dalla relazione:
00 12 GE
con 0G modulo di taglio a piccole deformazioni e modulo di Poisson.
Per la valutazione delle rigidezze operative del terreno, si è assunta una
deformazione assiale di riferimento a pari a 0.1%. Tale deformazione unitaria è
quella più accreditata da un’ampia raccolta di dati sperimentali su cedimenti di
fondazioni superficiali come valore medio di deformazione nel volume
significativo di terreno interessato (equivalente ad un’ampiezza dello sforzo di
taglio %125.0 ). È importante notare che i livelli di deformazione tipici di
problemi di cedimenti di fondazioni sono tipicamente più elevati di quelli propri
delle paratie, conducendo dunque ad assunzioni in sicurezza circa i moduli
elastici.
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Da tipiche curve di decadimento del modulo di taglio normalizzato 0GG con il
livello di deformazione di taglio per il fuso di riferimento 3015PI (idoneo a
descrivere i terreni di interesse), al livello deformativo di 0.1% può assumersi
cautelativamente una rigidezza normalizzata 30.0/ 0 GG , cioè un decadimento
dalla rigidezza iniziale 0G del 70%.
Figura 6.4 - Curva di decadimento del modulo di taglio normalizzato G/G0 in
funzione della deformazione di taglio
Per la definizione dei parametri deformativi si sono utilizzati i dati derivanti dalla
prospezione geofisica MASW4, svolta nell’ambito della campagna d’indagine
2012-2013, i cui risultati vengono di seguito rappresentati graficamente.
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Figura 6.5 – M.A.S.W. 4.
Nella Tabella 6.2 sono riportati i valori della velocità delle onde trasversali SV , il
modulo di Poisson , il peso di volume , i valori del modulo elastico e di taglio
iniziali 0E e 0G e operativi E e G .
0G è determinato a partire dai valori delle velocità delle onde trasversali SV
impiegando la seguente relazione ricavabile dalla teoria dell’elasticità:
2
SVgG .
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G/G0 0.30
MASW M4
prof.strato [m]
iniziali operativi
Strato da [m] a [m] media [m] Vs [m/s] [-] [t/mc] E0 [MPa] G0 [MPa] E [MPa] G [MPa]
1 0 2 1 145 0.35 1.8 104 39 31 12
2 2 8 5 205 0.35 1.8 208 77 62 23
3 8 18 13 310 0.35 1.9 503 186 151 56
4 18 30 24 380 0.35 2.0 795 294 238 88
Vs,30 281 m/s
Tabella 6.2 – Elaborazione dati della prospezione M.A.S.W. 4.
Risulta, dunque, per gli strati effettivamente connessi con le opere in progetto:
strato 1 (profondità 0÷2m) MPaE 1000 → MPaEEoperativo 303.0 0 ;
strato 2 (profondità 2÷8m) MPaE 2000 → MPaEEoperativo 603.0 0 ;
strato 3 (profondità >8m) MPaE 5000 → MPaEEoperativo 1503.0 0 .
Per il TERRENO 2, corrispondente agli strati 1 e 2, operando una media pesata
in funzione dello spessore dei sismostrati, risulta:
MPam
mMPamMPaEoperativo 52
8
660230
.
Per il TERRENO 3, corrispondente allo strato 3, risulta appunto:
MPaEoperativo 150 .
Tali valori del modulo elastico operativoE al livello deformativo di riferimento
possono assumersi pari al modulo elastico valutato nel tratto di scarico e ricarico
URE :
URoperativo EE (cfr. i valori riportati per URE in Tabella 6.1 di pag.28).
In terreni coesivi, inoltre, può assumersi 3/ VCUR EE , con VCE modulo elastico
valutato lungo la retta di consolidazione vergine.
Risultano, dunque, i valori di VCE indicati in Tabella 6.1 di pag.28.
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La tensione tangenziale di aderenza limite lim =160kPa di Tabella 6.1 di pag.28
viene fornita per i tiranti della paratia di monte allo scopo di valutare l’aderenza
fra la malta del tratto iniettato ed il terreno.
Essa viene stata stimata secondo il metodo di Bustamante e Doix (1985).
Il valore è stato desunto dagli abachi forniti dagli stessi Autori per terreni argillo-
limosi, facendo riferimento alla curva AL2 (iniezione di tipo I.G.U.).
Il valore di lim assunto per il progetto viene preso in corrispondenza del valore di
NSPT = 29 restituito dalla prova SPT eseguita alla profondità -7.0m nel sondaggio
S1i (cfr. l’apposita colonna nella stratigrafia del sondaggio in Figura 6.3 di
pag.26), che rappresenta in modo prudenziale la resistenza alla penetrazione
esibita dal TERRENO 2 e 3 nei primi 10÷15m di sottosuolo, alle profondità di
interesse correlabili ai bulbi iniettati dei tiranti in progetto.
Per le verifiche al carico limite orizzontale dei pali della paratia di valle è stato
necessario definire anche la resistenza al taglio in condizioni non drenate uS per
il TERRENO 3.
Non si dispone di determinazioni dirette eseguite nell’ambito del TERRENO 3 utili
a tale scopo.
Si è fatto, dunque, ancora riferimento all’interpretazione della prova SPT
effettuata nel sondaggio S1i alla profondità z=7.0m (NSPT = 29, come poc’anzi
illustrato). Essa, pur riconducibile a rigore al litotipo argillo-limoso del TERRENO
2, può cautelativamente rappresentare anche la resistenza alla penetrazione del
TERRENO 3. Tale identificazione, appunto, è da intendersi come conservativa,
data la maggior consistenza delle argille marnose del TERRENO 3. In ogni caso,
vengono adottate delle cautele aggiuntive nell’attribuzione finale del valore di
progetto.
uS è stata valutata impiegando la seguente correlazione:
kPaNkPaS SPTu 185294.64.6 (Terzaghi e Peck, 1948).
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Tenuto conto di quanto detto, e nella consapevolezza che, per terreni a grana
fine, l’elaborazione dei dati SPT in termini di resistenza non drenata fornisce
valori largamente approssimati, che assumono il significato di caratteristiche di
riconoscimento del materiale e di stime di primo riferimento piuttosto che di
grandezze effettivamente rappresentative del comportamento dei terreni in sito,
come valore operativo di uS per il TERRENO 3 viene assunto kPaSu 100 .
Per quanto riguarda gli aspetti idrogeologici, dalle misurazioni dei livelli
piezometrici eseguite nel foro di sondaggio S2p, sono state osservate le
soggiacenze di falda sintetizzate in Tabella 6.3.
Livello di falda
(m da quota boccaforo)
Piezometro 28/01/2013 20/02/2013
S2P 6,12 m 6,17 m
Tabella 6.3 – Campagna di indagine 2012-2013, letture piezometriche.
Le soggiacenze misurate sono da intendersi come livelli idrici attesi nel
transitorio di cantiere, e non come "falda di progetto", livello futuro massimo
dell'acquifero sperimentabile durante la vita utile dei manufatti.
Analogamente, l’andamento della superficie libera della falda ipotizzato in
Figura 6.2 di pag.25 si riferisce alle condizioni di pendio attuale ante-operam,
precedentemente all’attuazione degli interventi di progetto.
L’attuazione degli interventi in progetto (sbancamenti, opere di sostegno,
drenaggi, ecc.) presuppone la modifica del regime delle pressioni neutre nel
pendio. Il livello piezometrico di progetto (i.e., "falda di progetto") è stato
pertanto modificato, in modo da tenere in conto della presenza delle opere,
dell’effetto indotto dagli scavi, dei sistemi di drenaggio previsti, ecc..
Le assunzioni adottate circa la "falda di progetto" vengono dettagliate di volta
in volta nei successivi paragrafi a seconda degli scenari di verifica analizzati.
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7 TERRA RINFORZAT A
7.1 Metodi di analisi e codice di calcolo
In generale, i potenziali meccanismi di rottura per pendii in terra rinforzata sono
quelli di seguito descritti (Figura 7.1):
rottura interna: la superficie di rottura passa attraverso gli elementi di
rinforzo;
rottura esterna: la superficie di rottura passa sotto e dietro il blocco in
terra rinforzata;
rottura composta: la superficie di rottura coinvolge contemporaneamente il
blocco in terra rinforzata ed il terreno non rinforzato.
Figura 7.1– Potenziali meccanismi di rottura per pendii in terra rinforzata.
Le verifiche interne accertano il non superamento delle resistenze offerte dai
rinforzi e dalle interfacce, secondo gli stati limite di rottura per:
scorrimento diretto lungo i piani individuati dal rinforzo sintetico;
rotazione;
sfilamento (pull out).
Le verifiche esterne accertano lo stato di equilibrio limite dell’ammasso privo di
elementi di rinforzo, secondo i cinematismi:
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scorrimento orizzontale sul piano di posa;
equilibrio limite globale.
Si noti che nelle verifiche a scorrimento, interna ed esterna, la resistenza
tangenziale di interfaccia è generata da uno scorrimento relativo del terreno
rispetto al rinforzo ritenuto fisso, mentre nella verifica a sfilamento a muoversi è il
rinforzo rispetto al terreno considerato fisso.
Le verifiche di stabilità interna ed esterna delle opere di sostegno in terra
rinforzata sono state svolte mediante l’utilizzo del programma ReSSA 3.0 della
ADAMA ENGINEERING, sviluppato da FHWA (Federal Highway Administration).
Tale programma è stato sviluppato in maniera specifica per analizzare e studiare
i rilevati caratterizzati dall’inserimento di rinforzi orizzontali. ReSSA utilizza un
tradizionale programma di calcolo per la stabilità dei pendii (STABL, sviluppato in
origine all’Università di Purdue) modificato al fine di prendere in considerazione
l’effetto stabilizzante del rinforzo.
E’ dotato di un’interfaccia grafica che consente di visualizzare la sezione della
terra rinforzata, i rinforzi, il terrapieno a monte e a valle dell’opera, la stratigrafia
di progetto, la superficie piezometrica ed eventuali sovraccarichi esterni.
L’ipotesi di calcolo fondamentale è quella che considera il problema piano, ossia
presuppone che l’estensione dell’opera nella direzione ortogonale alla sezione
analizzata sia indefinita; in tale ipotesi si trascurano gli effetti causati da variazioni
di carico e di geometria nella direzione perpendicolare al piano.
I metodi utilizzati per il calcolo fanno riferimento alla teoria di Mononobe-Okabe
(estensione del metodo di Coulomb) per il calcolo della spinta attiva, in modo tale
da poter tenere in considerazione la spinta sismica (metodo pseudo-statico); per
lo studio della stabilità globale dell’opera di sostegno – terreno viene utilizzata la
teoria di Bishop.
Delle suddette verifiche il software fornisce esplicitamente i risultati in termini di
fattori di sicurezza in relazione a tutte le verifiche esterne ed interne
precedentemente elencate, fatta eccezione per la verifica a sfilamento, per la
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quale il programma si limita a segnalare in fase di esecuzione del calcolo
l’eventuale insufficienza del rinforzo, senza però restituire nell’output la verifica a
pull-out in caso di soddisfacimento della stessa.
Il codice fa riferimento a versioni modificate dei classici metodi dell’equilibrio
limite utilizzati per valutare la stabilità dei pendii, come mostrato in Figura 7.2, e
si basa sui seguenti principi:
le potenziali superfici di rottura ipotizzate sono di forma circolare o a
cunei;
il fattore di sicurezza del pendio è dato dal rapporto tra le forze o i
momenti resistenti e le forze o i momenti destabilizzanti;
l’elemento di rinforzo è rappresentato da una forza concentrata che
interseca la potenziale superficie di rottura; aggiungendo la resistenza a
rottura fornita da questa forza alla resistenza già garantita dal terreno,
viene applicato al rinforzo un fattore di sicurezza pari al fattore di
sicurezza relativo alla verifica di stabilità a rotazione;
la resistenza a trazione di uno strato di rinforzo è assunta pari al minimo
tra la resistenza ammissibile a sfilamento dietro alla potenziale superficie
di rottura e la sua resistenza ammissibile di progetto a lungo termine.
Figura 7.2 – Metodo dell’equilibrio limite modificato per il dimensionamento dei
pendii rinforzati
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Una grande varietà di potenziali superfici di rottura deve essere considerata,
incluse superfici di rottura profonde, passanti attraverso e dietro il volume di terra
rinforzata.
Il fattore di sicurezza critico per la stabilità del pendio si ottiene dalla superficie di
rottura del pendio non rinforzato che richiede il massimo rinforzo.
Questa è la superficie di rottura caratterizzata dal più grande squilibrio tra il
momento destabilizzante ed il momento resistente, ed equivale alla superficie di
rottura critica per il pendio rinforzato, caratterizzata dal fattore di sicurezza più
basso.
Il dimensionamento del pendio rinforzato avviene attraverso la determinazione
del fattore di sicurezza, e la sua successiva modifica fino a quando non viene
raggiunto il valore richiesto.
L’orientazione della forza di trazione del rinforzo ha influenza sul valore del
fattore di sicurezza del pendio.
In un approccio conservativo, non viene presa in considerazione la deformabilità
del rinforzo; ne consegue che le forze di trazione RT per unità di larghezza del
rinforzo sono sempre assunte orizzontali, nella direzione dei rinforzi stessi.
Il valore del fattore di sicurezza FS dipende da come il programma considera le
forze relative all’elemento di rinforzo all’interno dell’equazione di equilibrio dei
momenti. Il metodo di analisi utilizzato prevede che tali forze diano un contributo
al momento resistente:
D
SR
RM
RTMFS
dove:
RFS = fattore di sicurezza richiesto;
RM = momento resistente relativo alla resistenza del terreno;
DM = momento destabilizzante relativo al centro della superficie circolare di
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rottura;
ST = somma delle forze di trazione richieste per unità di larghezza del rinforzo
(considerando rottura e sfilamento) in tutti gli strati di rinforzo che intersecano la
superficie di rottura;
Y = braccio della forza ST rispetto al centro del cerchio di rottura, come mostrato
in Figura 7.2.
Con questa ipotesi, RFS viene applicato sia al terreno che al rinforzo.
Il risultato è che il fattore di sicurezza applicato alla resistenza ultima ULTT , al fine
di ottenere la resistenza a trazione di progetto per unità di larghezza aT , è uguale
ad 1.00:
FS
TT ULT
a
aT è quindi uguale alla resistenza di progetto a lungo termine alT , ed il fattore di
sicurezza sul rinforzo è uguale a RFS .
Seguendo questo approccio, il dimensionamento del pendio in terra rinforzata
procede come segue:
stabilità del pendio non rinforzato;
stabilità interna (dimensionamento dei rinforzi al fine di ottenere un
pendio stabile: resistenza, spaziatura, lunghezza);
stabilità esterna (scivolamento, rottura lungo superfici profonde,
stabilità globale, rottura al piede per insufficiente capacità portante).
Stabilità del pendio non rinforzato
Devono essere innanzitutto calcolati, attraverso un’analisi di stabilità, i fattori di
sicurezza ed i momenti destabilizzanti relativi a potenziali superfici di rottura.
Si considerano a tal fine sia superfici di rottura circolari che superfici di
scivolamento a cunei; la rottura può avvenire in corrispondenza del piede del
pendio, attraverso la facciata (a diverse altezze) o lungo superfici profonde al di
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sotto del piede del manufatto.
Tutte le potenziali superfici di rottura caratterizzate da UFS (FS non rinforzato)
≥RFS (FS richiesto) devono essere esaminate, e le superfici il cui fattore di
sicurezza uguaglia quello richiesto individuano approssimativamente i limiti della
zona critica che deve essere rinforzata.
Figura 7.3– Zona critica definita da superfici di rotazione e di scivolamento
Le superfici di rottura critiche che si estendono al di sotto del piede del pendio
sono indicative di problemi del terreno di fondazione o di capacità portante in
corrispondenza del piede.
Tali problemi dovranno essere affrontati prima di completare il dimensionamento.
Stabilità interna
L’analisi di stabilità interna deve assicurare che i rinforzi siano, ad ogni livello,
sufficientemente resistenti e immorsati nel terreno stabile per una adeguata
lunghezza, in modo tale da garantire il completo sviluppo della resistenza a
trazione di progetto della geogriglie.
Deve essere calcolata la forza di trazione totale richiesta per unità di larghezza
del rinforzo TS per ottenere il fattore di sicurezza richiesto RFS per ogni
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potenziale superficie di rottura all’interno della zona critica, utilizzando la
seguente equazione:
D
MFSFST D
URS )(
dove:
ST = somma delle forze di trazione richieste per unità di larghezza del rinforzo
(considerando rottura e sfilamento) in tutti gli strati di rinforzo che intersecano la
superficie di rottura;
DM = momento instabilizzante relativo al centro della superficie circolare di
rottura;
D = braccio della forza ST rispetto al centro del cerchio di rottura;
UFS = fattore di sicurezza del pendio non rinforzato;
RFS = minimo fattore di sicurezza richiesto, applicato al terreno ed ai rinforzi.
Il più alto valore di ST calcolato ( MAXST ) definisce la resistenza totale di progetto.
Il fattore di sicurezza minimo di solito non determina la posizione di MAXST ; la
superficie più critica è quella che necessita di un maggiore rinforzo.
La seguente equazione può essere utilizzata per calcolare MAXST per ogni strato
di rinforzo, partendo da una determinata spaziatura verticale vS , o, se la
resistenza ammissibile di progetto dei rinforzi è nota, per calcolare la minima
spaziatura verticale ed il numero N di strati di rinforzo richiesti.
caMAXSvMAXS RT
N
T
H
STT
max
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dove:
CR = rapporto di copertura dei rinforzi, pari al rapporto tra la larghezza del
rinforzo b e la spaziatura orizzontale hS ;
vS = spaziatura verticale dei rinforzi (in metri); per facilitare la posa in opera,
tale valore è un multiplo dello spessore dello strato di compattazione;
aT = alT ;
N = numero degli strati di rinforzo.
In ultimo deve essere calcolata la lunghezza di ancoraggio dei rinforzi.
L’immorsamento eL di ciascun rinforzo al di là della superficie di scivolamento
critica (cerchio trovato per MAXST ) deve essere tale da fornire una sufficiente
resistenza allo sfilamento. L’equazione utilizzata è la seguente:
CRF
FSTL
cv
e
2'*
max
dove:
CLe = area totale, per unità di larghezza del rinforzo, nella zona
resistente dietro la superficie di rottura;
eL = immorsamento nella zona resistente dietro la superficie di rottura;
C = perimetro unitario effettivo del rinforzo ( C = 2 per le geogriglie);
*F = coefficiente di resistenza allo sfilamento;
FS = coefficiente di sicurezza allo sfilamento, assunto pari a 1.5;
a = coefficiente di correzione di scala che tiene conto di una riduzione non
lineare degli sforzi nella parte immorsata Le per rinforzi molto estensibili; si basa
su dati di laboratorio;
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'
v = sforzo verticale efficace all’interfaccia tra terreno e rinforzo.
Il minimo valore di eL è 1.00 m.
La lunghezza del rinforzo di base è controllata dalla lunghezza richiesta in
seguito alla verifica di stabilità a scivolamento lungo la base stessa del
manufatto.
Le lunghezze degli strati inferiori devono estendersi almeno fino ai limiti della
zona critica. Rinforzi di lunghezza maggiore possono essere necessari al fine di
risolvere problemi di instabilità lungo superfici profonde.
Non è invece necessario che i rinforzi della parte più alta si estendano fino ai
limiti della zona critica, a patto che negli strati inferiori i rinforzi siano sufficienti a
garantire il fattore di sicurezza RFS a tutte le superfici di rottura all’interno della
suddetta zona.
Figura 7.4 – Determinazione della lunghezza dei rinforzi
Scorrimento interno
Il blocco di terreno rinforzato deve avere geogriglie di lunghezza tale da resistere,
ad ogni quota, allo scivolamento.
Al fine di valutare la stabilità a scivolamento, viene analizzata una superficie di
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rottura delimitata da una linea spezzata (superficie costituita da cunei) definita
dalle estremità dei rinforzi; la parte posteriore del cuneo dovrebbe avere
un’inclinazione pari a 245 ' , oppure essere parallela alla linea definita dalle
code dei rinforzi.
Si sceglie l’inclinazione minore tra le due, poiché, affinché l’analisi non sia troppo
conservativa, il cuneo non deve attraversare gli elementi di rinforzo.
Si esegue quindi una semplice analisi utilizzando il metodo di scivolamento di un
blocco: si ipotizza che il cuneo di spinta dietro il blocco di terra rinforzata abbia
un’inclinazione rispetto all’orizzontale pari a 245 ' .
Partendo da questa ipotesi, la forza instabilizzante è pari alla spinta attiva del
terreno e la forza resistente è la resistenza a taglio minima tra quelle relative al
terreno di fondazione, al terreno di riempimento o all’interfaccia tra terreno e
rinforzo.
Vengono utilizzate le seguenti relazioni:
Forza resistente = FS x Forza di scivolamento
''
min
' costansin baba PFSPW
con:
rrLW tan21 2 per HL
rHHLW tan22
per HL
aba KHP 221
dove:
L = lunghezza del rinforzo;
H = altezza del pendio;
FS = fattore di sicurezza a scivolamento;
aP = spinta attiva del terreno;
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minf = angolo d’attrito minimo tra quello del terreno di fondazione, del
terreno di riempimento e quello tra terreno ed elementi di rinforzo;
= inclinazione del pendio;
br e = peso specifico del terreno di riempimento e del terreno a tergo del
blocco rinforzato;
'
b = angolo d’attrito del terreno a tergo.
Figura 7.5 – Analisi di stabilità a scivolamento.
Stabilità globale lungo superfici profonde e scorrimento esterno
I tradizionali metodi di stabilità della meccanica dei terreni vengono utilizzati
anche per la valutazione della stabilità globale del pendio in terra rinforzata.
Vengono considerate superfici di scivolamento circolari e superfici a cunei che si
estendono dietro e sotto il manufatto in terra rinforzata.
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Figura 7.6 – Stabilità globale lungo superfici profonde.
7.2 Approccio normativo
Le verifiche vengono condotte in ottemperanza al Decreto Ministeriale 14
Gennaio 2008, “Norme Tecniche per le Costruzioni” (NTC2008).
Nel presente capitolo vengono condotte verifiche di sicurezza in condizioni di
stato limite ultimo, che si riferiscono allo sviluppo di meccanismi di collasso
determinati dalla mobilitazione della resistenza del terreno e al raggiungimento
della resistenza degli elementi strutturali che compongono le opere stesse.
La norma tratta le strutture di tipo misto, fra le quali sono da ricomprendere
anche le opere in terra rinforzata, alla stregua dei muri di sostegno (cfr. §6.5 di
NTC2008, in particolare §6.5.3).
Sono state condotte due differenti serie di analisi, statiche e pseudostatiche.
La valutazione del grado di sicurezza è avvenuta, quindi, con riferimento a
quanto disposto da NTC 2008 al § 6.5 per le analisi statiche SLU e al § 7.11.6
per le verifiche sismiche, eseguite nello scenario SLV.
La verifica allo SLU, statico e sismico, è soddisfatta se avviene il rispetto della
condizione d dE R, con dE
valore di progetto dell’azione o del suo effetto e dR
valore di progetto della resistenza del sistema geotecnico.
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Al materiale i-esimo e all’azione j-esima devono essere associati opportuni
coefficienti parziali di sicurezza iM , e jF ,
che tengono in conto la variabilità
delle rispettive grandezze e le incertezze relative alle tolleranze geometriche e
alla affidabilità del modello di calcolo.
Per i muri di sostegno, in generale, le verifiche da effettuarsi sono:
SLU di tipo geotecnico (GEO) e di equilibrio di corpo rigido (EQU)
o stabilità globale del complesso opera di sostegno-terreno;
o scorrimento sul piano di posa;
o collasso per carico limite dell’insieme fondazione-terreno;
o ribaltamento.
SLU di tipo strutturale (STR)
o raggiungimento della resistenza negli elementi strutturali.
Nel caso delle terre rinforzate, la verifica esterna allo stato limite di ribaltamento,
trattato al pari di uno stato limite di equilibrio come corpo rigido ( EQU ), è
ritenuta non significativa ai fini della valutazione della sicurezza delle opere in
oggetto: questa, infatti, risulta sempre soddisfatta per blocchi in terra rinforzata,
sia in condizioni statiche che in condizioni sismiche, in ragione della posizione del
baricentro e della geometria del rilevato rinforzato. A seguito di tale osservazione,
non vengono eseguite verifiche a ribaltamento EQU .
Anche la verifica di portanza nel caso in esame risulta poco significativa.
Per superfici di rottura che dal piano di fondazione della terra rinforzata si
sviluppano lato valle, esse risultano efficacemente contrastate dalla paratia di pali
posta a valle.
Per superfici di rottura che dal piano di fondazione della terra rinforzata si
sviluppano lato monte, inoltre, è certamente da tenere in conto il notevole
contributo dovuto dal sovraccarico stabilizzante dovuto al terreno disposto
lateralmente alla fondazione, nonché la resistenza al taglio mobilitabile nel tratto
compreso fra il piano di fondazione stesso del rilevato rinforzato e la superficie
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del piazzale, elementi che vanno ulteriormente ad incrementare i margini di
sicurezza nei confronti del collasso.
Sulla base di tali considerazioni, non si rendono necessarie le verifiche di carico
limite dal punto di vista numerico.
Per opere in terra rinforzata, la verifica “scorrimento sul piano di posa” va
integrata dalla verifica a scorrimento lungo uno degli strati di rinforzo.
La verifica di stabilità globale dell’opera di sostegno–terreno deve essere
effettuata secondo l’Approccio Progettuale 1, Combinazione 2 (A2+M2+R2 per il
caso statico SLU, M2+R2 per quello sismico SLV, in cui i coefficienti amplificativi
delle azioni sono unitari).
Le rimanenti verifiche, invece, vengono effettuate secondo l’Approccio 2
(A1+M1+R3 per il caso statico SLU, M1+R3 per quello sismico SLV).
In accordo con quanto sopra e quanto al §7.1, sono state svolte analisi di
stabilità interne (scorrimento diretto lungo i piani individuati dal rinforzo
sintetico, rotazione, sfilamento) ed esterne (scorrimento orizzontale sul
piano di posa, stabilità globale) del rilevato in terra rinforzata.
Si fa notare, in particolare, che la verifica di stabilità globale “esterna” verrà
condotta anche nello specifico capitolo (§10) con un diverso software,
conducendo peraltro a risultati praticamente coincidenti.
Di seguito si dettagliano i valori dei coefficienti parziali di sicurezza previsti nelle
verifiche.
V e r i f i c h e i n c o n d i z i o n i s t a t i c h e
o Verifica Scorrimento Interna/Esterna, Verifica interna di tipo Strutturale
(Sfilamento), Verifica Rotazionale Interna
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Combinazione SLU A1+M1+R3
CARICHI EFFETTO Coeff.Parziali f A1
(GEO)
Permanenti
(peso proprio
struttura e terreno,
acqua)
Favorevole
G1
1.0
Sfavorevole 1.3
Permanenti non
strutturali
(peso proprio
elementi non strutturali)
Favorevole
G2
0.0
Sfavorevole 1.5
Variabili
(di breve e lunga
durata)
Favorevole
Q1
0.0
Sfavorevole 1.5
PARAMETRO
Grandezza alla quale
applicare il coeff.
parziale
Coeff.Parziali m M1
Tg dell’angolo di
resistenza al taglio tanf’k f’ 1.0
Coesione efficace c’k c’ 1.0
Peso dell’unità di
volume 1.0
VERIFICA/RESISTENZA Coeff. Parziale (R3)
Scorrimento R = 1.1
Stabilità Interna R = 1.1
Sfilamento (Pull-Out) R = 1.5
o Verifica Rotazionale Esterna (Stabilità Globale)
Combinazione SLU A2+M2+R2
CARICHI EFFETTO Coeff.Parziali f A2
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(GEO)
Permanenti
(peso proprio
struttura e terreno,
acqua)
Favorevole
G1
1.0
Sfavorevole 1.0
Permanenti non
strutturali
(peso proprio
elementi non strutturali)
Favorevole
G2
0.0
Sfavorevole 1.5
Variabili
(di breve e lunga
durata)
Favorevole Q1
0.0
Sfavorevole 1.5
PARAMETRO
Grandezza alla quale
applicare il coeff.
parziale
Coeff.Parziali m M2
Tg dell’angolo di
resistenza al taglio tanf’k f’ 1.25
Coesione efficace c’k c’ 1.25
Peso dell’unità di
volume 1.00
VERIFICA/RESISTENZA Coeff. Parziale
(R2)
Stabilità Globale R = 1.1
V e r i f i c h e i n c o n d i z i o n i s i s m i c h e
o Verifica Scorrimento Interna/Esterna, Verifica interna di tipo Strutturale
(Sfilamento), Verifica Rotazionale Interna
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Combinazione SLV M1+R3
PARAMETRO
Grandezza alla quale
applicare il coeff.
parziale
Coeff.Parziali m M1
Tg dell’angolo di
resistenza al taglio tanf’k f’ 1.0
Coesione efficace c’k c’ 1.0
Peso dell’unità di
volume 1.0
VERIFICA/RESISTENZA Coeff. Parziale (R3)
Scorrimento R = 1.1
Stabilità Interna R = 1.1
Sfilamento (Pull-Out) R = 1.5
o Verifica Rotazionale Esterna (Stabilità Globale)
Combinazione SLV M2+R2
PARAMETRO
Grandezza alla quale
applicare il coeff.
parziale
Coeff.Parziali m M2
Tg dell’angolo di
resistenza al taglio tanf’k f’ 1.25
Coesione efficace c’k c’ 1.25
Peso dell’unità di
volume 1.00
VERIFICA/RESISTENZA Coeff. Parziale (R2)
Stabilità Globale R = 1.1
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7.3 Azioni sismiche
L’accertamento delle condizioni di stabilità è avvenuto anche con riferimento alle
“azioni sismiche”, secondo le prescrizioni contenute al § 7.11.6.2.1 di NTC 2008.
Le azioni indotte dal sisma, tipicamente dinamiche, sono state simulate
attraverso forze statiche equivalenti all‘azione inerziale (“metodo pseudo-
statico”), a mezzo dei coefficienti sismici orizzontale hk e verticale hv kk 5.0 ,
che operano da moltiplicatori per il peso dell’ammasso rinforzato, del terreno di
riempimento a tergo del rilevato strutturale, dei carichi esterni (Figura 7.7).
Figura 7.7 – Schema delle azioni sismiche applicate.
In particolare, per l’azione sismica verticale, si è valutato il solo caso in cui essa
sia rivolta nel senso opposto alla gravità ( 0vk ), visto che l’assunzione di vk
positivo conduce a risultati per lo più meno gravosi o, comunque, poco discosti
dal caso 0vk .
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Si riportano in Tabella 7.1 i valori delle principali grandezze sismiche per il sito di
progetto relativamente allo stato limite di salvaguardia della vita SLV e nel caso
dei muri di sostegno.
Classe Stato limite VN CU VR PVR TR ag Ss ST S amax m kh kv
- - anni - anni - anni g - - - g - - -
II SLV 50 1.0 75 10% 475 0.266 1.314 1.2 1.577 0.419 0.28 0.12 -0.06
Tabella 7.1 – Parametri sismici.
dove:
o VN vita nominale;
o CU coefficiente d’uso;
o VR vita di riferimento;
o PVR probabilità di superamento nel periodo di riferimento;
o ag accelerazione sismica massima attesa di un sito di riferimento
rigido con superficie topografica orizzontale;
o Ss coefficiente di amplificazione stratigrafica;
o ST coefficiente di amplificazione topografica;
o S= SS·ST;
o amax= SS·ST·ag;
o m coefficiente di riduzione dell’accelerazione massima attesa al sito
per muri;
o hk coefficiente pseudostatico orizzontale;
o vk coefficiente pseudostatico verticale.
In definitiva si sono utilizzati i coefficienti pseudostatici 12.0hk e 06.0vk .
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7.4 Caratteristiche geotecniche dei terreni
Le analisi sono state condotte in condizioni di lungo termine utilizzando i
parametri di resistenza al taglio drenati contenuti al §6.
Come legame costitutivo viene adottato il criterio di rottura di Mohr-Coulomb in
termini di tensioni efficaci.
Nella Tabella 7.2 è riepilogato il quadro di sintesi dei valori dei parametri
geotecnici in funzione dello stato limite preso in esame, sia per i valori
caratteristici kX delle proprietà del terreno che per i valori di progetto dX
.
STABILITÀ
ROTAZIONALE INTERNA,
SCORRIMENTO INTERNO
ED ESTERNO
STABILITÀ
ROTAZIONALE
ESTERNA (GLOBALE
“LOCALE”)
SLU A1+M1+R3, SLV
M1+R3 SLU A2+M2+R2, SLV
M2+R2
Unità Colore
(kN/m3)
c’k
(kPa) ’ k
(°)
c’d
(kPa) ’ d
(°)
TERRENO 2 18.0 17 25 13.6 20.5
TERRENO 3 19.0 30 24 24 19.6
RILEVATO 20.0 0 35 0 29.3
Tabella 7.2 – Caratteristiche geotecniche (valori caratteristici Xk e di progetto Xd).
In particolare, dunque, secondo le considerazioni effettuate al §6, nelle analisi al
TERRENO 2 viene assegnato il valore caratteristico kPac k 17' , proprio delle
verifiche svolte nella configurazione definitiva.
Ai fini delle verifiche contenute nel presente capitolo, la paratia di valle è stata
modellata come una regione “impenetrabile” per le superfici di scivolamento
grazie all’apposito comando “Exclusion zone”.
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7.5 Sezioni di verifica e stratigrafia di progetto
Ai fini della definizione delle sezioni di verifica, è stato condotto un esame di
dettaglio delle condizioni geometriche (geometria del rilevato in terra rinforzata e,
quindi, altezze di progetto; inclinazione del pendio a valle), della configurazione
delle geogriglie, delle caratteristiche stratigrafiche (condizioni geotecniche dei
terreni di imposta e spessore dei litotipi coinvolti), delle condizioni idrauliche
(profondità della falda), dei carichi sollecitanti e della loro distanza dall’opera di
sostegno.
Tenuto conto della sostanziale costanza per gran parte dello sviluppo dell’opera
delle condizioni di carico, della topografia a valle, del modello stratigrafico,
meccanico e idraulico ipotizzato, l’elemento di maggior criticità è risultato essere
l’altezza del paramento dell’opera.
Le analisi di dimensionamento della terra rinforzata, dunque, sono state
effettuate riferendosi alla sezione di progetto n.8, caratterizzata dalla massima
altezza fuoriterra dell’opera, pari 15.0m.
Le condizioni prese a riferimento per la sezione di verifica sono quelle
complessivamente più critiche per la stabilità: essa risulta rilevante e
dimensionante per l’intero rilevato rinforzato ed i risultati delle analisi, dunque,
sono da intendersi applicabili ed estrapolabili per garantire condizioni di sicurezza
per l’opera nel suo complesso.
Il profilo geotecnico di riferimento in corrispondenza della Sezione di progetto n.8
di verifica è già stato illustrato in Figura 6.2 di pag.25.
In Figura 7.8 esso viene riproposto schematizzato da input di calcolo.
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Figura 7.8 – Sezione di progetto n.8: stratigrafia di progetto.
Con una linea blu è rappresentato l’andamento della superficie piezometrica, che
si ipotizza venga abbattuta quando viene intercettata dallo strato di diaframma
anticapillare, predisposto alla base del materiale da rilevato con cui viene
realizzata la bonifica ed il rilevato.
In Figura 7.9 e Figura 7.10 sono graficati, rispettivamente, i domini di ricerca delle
superfici di rottura con meccanismi rotazionali interni/esterni e delle superfici di
rottura con meccanismi traslativi interni/esterni per la Sezione 8.
In Figura 7.11 è illustrata la procedura di ricerca dei meccanismi traslativi.
Vengono, pertanto, investigate numerosi superfici bilineari, costituite da un tratto
orizzontale corrispondente a porzioni crescenti di ognuno degli strati di rinforzo e,
per ogni tratto orizzontale, da un tratto inclinato con diverse angolature.
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Figura 7.9 – Sezione 8: dominio di ricerca dei cinematismi rotazionali.
Figura 7.10 – Sezione 8: dominio di ricerca per scorrimento diretto interno/esterno.
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Figura 7.11 – Procedura di ricerca delle superfici bilineari di scorrimento
interno/esterno.
7.6 Carichi
Le verifiche realizzate includono la presenza degli edifici a monte, schematizzate
attraverso carichi permanenti, e della possibile presenza di carichi accidentali sul
piazzale.
In Tabella 7.3 vengono riassunti i valori caratteristici kq e di progetto dq dei
sovraccarichi considerati nelle analisi. I carichi sono stati amplificati secondo i
coefficienti parziali di sicurezza iF , riportati al §7.2.
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STABILITÀ ROTAZIONALE
INTERNA, SCORRIMENTO
INTERNO ED ESTERNO
STABILITÀ ROTAZIONALE
ESTERNA (GLOBALE
“LOCALE”)
SLU
A1+M1+R3 SLV M1+R3
SLU
A2+M2+R2 SLV M2+R2
Carico qk
(kPa) Tipo
qd
(kPa)
qd
(kPa)
qd
(kPa)
qd
(kPa)
Edifici 40 Permane
nte 52 40 40 40
Piazzale 20 Variabile 30 4 26 4
Tabella 7.3 – Sovraccarichi (valori caratteristici qk e di progetto qd).
Per tener conto delle azioni variabili sul piazzale, si è considerato un valore
caratteristico del sovraccarico agente pari a kPaqk 20 , uniformemente
distribuito sull’intera larghezza della piazza.
Relativamente alle verifiche statiche SLU, tenuto conto della natura temporanea
del carico, l’intensità caratteristica del carico è stata opportunamente amplificata
nelle analisi secondo il coefficiente parziale per azioni variabili sfavorevoli
1.5Qi per le combinazioni A1+M1+R3 ( kPakPaqd 30205.1 ), 1.3Qi
per le combinazioni A2+M2+R2 ( kPakPaqd 26203.1 ), senza tener conto,
invece, di un coeffiente di combinazione 0i con le altre azioni, coerentemente
con la combinazione “fondamentale” delle azioni (cfr.§2.5.3 di NTC 2008).
Per quanto attiene le verifiche sismiche SLV, invece, coerentemente con la
combinazione “sismica” (cfr.§2.5.3 di NTC 2008), l’azione veicolare viene presa
col suo valore caratteristico, riducendone il valore, però, a mezzo del cofficiente
di combinazione i2, il quale evita che la struttura venga impegnata dalla
contestuale applicazione di carichi di natura evidentemente accidentale con
bassa probabilità di occorrenza simultanea.
E’ utile ricordare che per strutture “sensibili” quali i ponti, la normativa indica al
§3.2.4 un valore di 2i pari a 0.2 per i carichi dovuti al transito dei mezzi: in
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considerazione di quanto sopra, si è ritenuto tale valore definitivamente
rappresentativo anche per le analisi in oggetto, che porta a considerare un
sovraccarico kPakPaqd 4202.0 .
7.7 Caratteristiche dei rinforzi
Le geogriglie di rinforzo previste sono di tipo mono-orientato (cioè caratterizzate
da una resistenza a trazione maggiore in una direzione), prodotte per estrusione
in polietilene ad alta densità (HDPE), e successivamente stirate in direzione
longitudinale.
Ai fini del calcolo, le resistenze di progetto possono essere ottenute come
suggerito dalla normativa americana GRI (Geosynthetic Research Institute) GG1,
GG2 e GG3.
In particolare, secondo la suddetta normativa, la resistenza ammissibile è
determinata applicando opportuni Fattori di Sicurezza parziali alla resistenza di
progetto a lungo termine (LTDS).
P
LTDS
FS FS FS FSamm
giunzione chimico biologico danni ambientali
La Resistenza di Progetto a Lungo Termine ( LTDS ) è ricavata in base a prove
accelerate di creep di trazione eseguite a 10°, 20° e 40°C mediante
estrapolazione dei risultati a 120 anni.
I valori delle resistenze a lungo termine per le geogriglie possono essere ricavate
applicando un opportuno fattore di sicurezza per il creep alla resistenza di picco
delle geogriglie stesse, valutata a breve termine.
I valori previsti nel progetto sono indicati nella tabella di seguito riportata.
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Resistenza di picco (kN/m)
Resistenza a lungo Termine (kN/m)
45 18.45
60 24.60
90 36.90
120 49.20
Tabella 7.4 – Resistenza a lungo termine delle geogriglie.
I fattori di sicurezza chimico e biologico per le geogriglie previste sono pari a
1.00, in quanto la tecnologia costruttiva ed i materiali sono tali da garantire contro
il rischio di danneggiamento a seguito di aggressione chimica o biologica (le
geogriglie in HDPE sono chimicamente e biologicamente inerti).
I risultati di prove eseguite dal Laboratorio Geosyntec (1991) in U.S.A., su
geogriglie estruse in HDPE, in accordo agli Standard di prova E.P.A. 9090
dall’Environmental Protection Agency con esposizione delle geogriglie estruse
Tenax a un percolato sintetico aggressivo mostrano chiaramente come esse non
siano soggette ad attacco chimico. Inoltre le geogriglie estruse in HDPE sono
risultate essere resistenti all’attacco di micro organismi (batteri aerobi ed
anaerobi, funghi ed alghe) e macro organismi (roditori e termiti).
Dal momento che le geogriglie sono progettate sulla base della loro LTDS , esse
non saranno mai soggette a forze di trazione maggiori della LTDS stessa.
Pertanto la Resistenza delle Giunzioni jR deve essere uguale perlomeno alla
LTDS moltiplicata per un opportuno Fattore di Sicurezza GIUNZIONEFS :
GIUNZIONEj FSLTDSR
dove:
GIUNZIONEFS può essere ragionevolmente assunto pari a 1.50.
Per le geogriglie previste, le resistenze delle giunzioni sono indicate in Tabella
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7.5.
Resistenza di picco
(kN/m) Resistenza delle giunzioni
(kN/m)
45 36
60 50
90 80
120 110
Tabella 7.5 – Resistenza delle giunzioni delle goegriglie.
Le prove di trazione vengono eseguite “attraverso le giunzioni”, ossia inserendo
l’intera giunzione nei morsetti del tensiometro; se è verificata l’equazione sopra
evidenziata il Fattore di Sicurezza per la resistenza delle giunzioni, come
prescritto dalla normativa GRI-GG4, può essere assunto uguale a 1.00.
Quando il materiale di riempimento, specialmente se caratterizzato da elementi a
spigolo vivo, viene sparso sulle geogriglie e compattato, le geogriglie possono
subire danneggiamenti dovuti al punzonamento e all’abrasione da parte
dell’aggregato. Ogni tipo di geogriglia subisce un diverso livello di
danneggiamento, che può essere valutato per mezzo di prove di trazione
eseguite su campioni danneggiati e non danneggiati.
Un esteso programma di prove su questo argomento è stato coordinato in UK per
valutare la resistenza residua di differenti geosintetici dopo essere stati sottoposti
a una procedura di danneggiamento a scala reale. La procedura di
danneggiamento è stata eseguita dal TRRL (Transport Road Reseach
Laboratory), seguendo le direttive fissate da Watts & Brady (1990); i test di
trazione sono poi stati svolti al laboratorio BTTG (British Textile Technology
Group). In base ai risultati di tale campagna di indagini, che dimostrano come le
geogriglie in polietilene, sottoposte a prove di danneggiamento con diversi tipi di
terreno, ritengano pressoché completamente la resistenza iniziale, il Fattore di
Sicurezza contro i danni ambientali può essere assunto come indicato in Tabella
7.6.
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Tipo di terreno Dimensioni granuli FS danni
ambientali
limo ed argilla < 0.06 mm 1.00
ceneri di combustione variabile 1.00
Sabbie fini e medie 0.06 – 0.6 mm 1.00
Sabbie grosse e ghiaietto 0.6 – 6 mm 1.00
Tabella 7.6 – Fattore di sicurezza per i danni ambientali per vari tipi di terreno
In base a queste considerazioni, considerata la natura del terreno che si prevede
di impiegare, è possibile assumere come unitari tutti i fattori di sicurezza parziali,
ed ammettere come tensione ammissibile di progetto la resistenza a lungo
termine delle geogriglie stesse.
I parametri di progetto impiegati e i principali fattori di sicurezza relativi ai rinforzi
possono essere definiti nel modo seguente:
- Lunghezza minima risvolti: 1,00 m;
- Fattore di Sicurezza per la resistenza a trazione delle geogriglie: 1,30;
- Fattore di Sicurezza per la resistenza a sfilamento delle geogriglie: 1,50;
- Fattore di Sicurezza per la durabilità della geogriglia: 1,00;
- Fattore di Sicurezza per il danneggiamento meccanico della geogriglia: 1,00.
Di seguito si riporta lo schema di rinforzo adottato, con le caratteristiche principali
delle geogriglie di rinforzo in termini di lunghezze di ancoraggio e resistenze a
trazione.
Sezione di
calcolo
Numero di
strati
massimo
Tipo di geogriglia Resist. di picco
(Rp) [Kn/m]
Lunghezza d’ancoraggio
[m]
8 (H=15.6 m)
6 Rp>=45.0kN/m Var.
4 Rp>=60.0kN/m Var.
7 Rp>=90.0kN/m Var.
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Sezione di
calcolo
Numero di
strati
massimo
Tipo di geogriglia Resist. di picco
(Rp) [Kn/m]
Lunghezza d’ancoraggio
[m]
9 Rp>=120.0kN/m 9.0
Tabella 7.7 – Classi di altezza e caratteristiche dei rinforzi.
7.8 Risultati delle analisi
Di seguito vengono riassunti i risultati più significativi delle analisi di stabilità.
Il fattore di sicurezza dd ERFS è da intendersi come margine di sicurezza
presentato dalla resistenza di calcolo del sistema dR nei confronti delle azioni di
progetto dE .
Sezione Scenario
dd ERFS
RadmFS Risultato
Verifica Verifica Rotazionale Verifica a Scorrimento
Interna Esterna Interna Esterna
8
SLU
A1+M1+R3 1.63 - 1.58 >1.58 1.1 ok
SLV
M1+R3 1.38 - 1.30 >1.30 1.1 ok
SLU
A2+M2+R2 1.32 >1.32 - - 1.1 ok
SLV
M2+R2 1.10 >1.10 - - 1.1 ok
Tabella 7.8 – Terra rinforzata: risultati verifiche di stabilità.
In Tabella 7.8, la presenza del simbolo “-“ sta a indicare che la particolare
combinazione di calcolo non è rilevante ai fini della verifica in esame (es.: la
combinazione SLU A1+M1+R3 non è rilevante ai fini della verifica rotazionale
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esterna di stabilità globale in condizioni statiche, in quanto per tale meccanismo
di collasso la norma prescrive l’impiego della combinazione SLU A2+M2+R2).
Laddove viene riportato il simbolo di “>”, si deve intendere che la ricerca di
meccanismi di rottura interni ed esterni ha individuato come critico l’altro rispetto
a quello di valutazione e che, quindi, il soddisfacimento della verifica è da
considerarsi indirettamente conseguito. Ad esempio, per la “Verifica rotazionale”
SLU A2+M2+R2, il codice di calcolo, indagando cinematismi interni ed esterni, ha
individuato come critico uno interno, al quale è associato il coefficiente di
sicurezza 10.1FS . A meccanismi rotazionali esterni, dunque, competono
fattori di sicurezza più elevati.
A sintesi dei risultati, si osserva che in tutti i casi analizzati il coefficiente di
sicurezza dd ERFS dedotto numericamente risulta superiore agli standard di
sicurezza fissati, che per tutte le verifiche in parola è pari a 10.1 admR FS .
In Figura 7.12 e Figura 7.13 è riportata la Safety Map rispettivamente per
meccanismi di collasso rotazionali e di scorrimento nelle condizioni governanti,
che sono quelle sismiche SLV. Nella Safety Map tutte le potenziali superfici di
scorrimento vengono raggruppate in bande contigue ad omogeneo fattore di
sicurezza, ognuna delle quali caratterizzata da un range di ampiezza pari a 0.1.
Ad ogni banda viene abbinato un colore diverso: in particolare le tonalità del
rosso sono associate ai fattori di sicurezza più bassi, che vanno aumentando in
corrispondenza delle zone in blu.
Le superfici di rottura critiche sono evidenziate in bianco per i cinematismi
rotazionali e in nero per le bilatere di scorrimento.
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Figura 7.12 – Sezione 8, SLV M2+R2, verifiche rotazionali: Safety Map.
Figura 7.13 – Sezione 8, SLV M1+R3, verifiche a scorrimento: Safety Map.
Per le verifiche a sfilamento (“pull-out”), come anticipato in §7.1, il programma si
limita a segnalare in fase di esecuzione del calcolo l’eventuale insufficienza del
rinforzo, senza però restituire esplicitamente nell’output i risultati della verifica a
pull-out in caso di soddisfacimento della stessa.
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Tenuto conto che per il pull-out si è adottato un coefficiente di sicurezza
50.1 admR FS e che in fase di esecuzione del calcolo non sono stati
visualizzati messaggi di non verifica , le verifiche di pull-out sono da intendersi
soddisfatte.
Per maggiori dettagli si rimanda agli allegati di calcolo contenuti nell’elaborato
“Allegato D - Relazione di calcolo Triparni – Opere di sostegno” (rif:. R15 di cui al
§3).
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8 P ARATI A DI MONTE
Il presente capitolo contiene le analisi di dimensionamento della paratie di micropali
provvisionale posta a protezione degli scavi da eseguirsi per la rimozione del rilevato
rinforzato franato e per la costruzione del nuovo rilevato.
8.1 Sezione di verifica
Ai fini della definizione delle sezioni di verifica, è stato condotto un esame di dettaglio
delle condizioni geometriche (altezza degli scavi da sostenere, gradonatura a valle di
preparazione per l’ammorsamento della terra rinforzata), delle caratteristiche
stratigrafiche (spessore e tipologia delle formazioni), delle condizioni idrauliche
(profondità della falda), dei carichi sollecitanti e della loro distanza dall’opera di
sostegno.
Tenuto conto della sostanziale costanza per gran parte dello sviluppo dell’opera delle
condizioni geometriche, del modello stratigrafico, meccanico e idraulico ipotizzato,
l’elemento di maggior criticità è risultato la presenza dell’edificato esistente nelle
immediate vicinanze dell’opera.
Le analisi di dimensionamento della paratia di micropali, dunque, è stata effettuata
riferendosi alla Sezione di progetto n.8 già analizzata nei precedenti capitoli, ma
prendendo a riferimento la Sezione di progetto n.4 per quanto concerne la distribuzione
dei carichi, presso la quale risulta minima l’interdistanza asse paratia-edifici esistenti
(circa 3.5m).
Le condizioni prese a riferimento nei calcoli sono quelle complessivamente più critiche
ai fini della sicurezza e della funzionalità tanto dell’opera in sé che nei confronti delle
pre-esistenze che si affacciano sul perimetro di scavo, dunque dimensionanti anche
nei confronti delle sezioni non direttamente soggette a verifica, caratterizzate da
altezze inferiori, maggiori distanze reciproche opera di sostegno-edifici, ecc. (tali fattori
possono occorrere disgiuntamente o contemporaneamente).
In corrispondenza della Sezione di progetto n.8, in particolare, l’altezza fuoriterra risulta
pari a H 4.0m.
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Nel seguito va tenuto debitamente in conto che nell’attribuire il valore dell’altezza
fuoriterra di calcolo, si è tenuto conto della presenza della gradonatura di valle secondo
il criterio indicato in Figura 8.1 (Fleming et. al, 1992).
Figura 8.1 – Modellazione della gradonatura (Fleming et. al, 1992).
Nel caso in esame dall’applicazione di tale metodo, risulta calcoloH 6.5m.
Nelle tabelle seguenti sono riportate le principali caratteristiche della sezione
analizzata, dei micropali e dei tiranti attivi impiegati. Le altezze di scavo considerate si
intedono sempre da estradosso trave di coronamento.
Altezza totale
paratia
Lunghezza micropali
Altezza fuoriterra
max paratia
Odine tirante
Quota da estradosso
cordolo
[m] [m] [m] [#] [m]
15.0 14.6 6.5
1 -0.4
2 -3.5
Tabella 8.1 – Paratia di monte: tipologico di calcolo.
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D PERFORO
(mm)
D ESTERNO
(mm)
S
(mm)
I PALI
(m)
LTOTALE
(m)
ACCIAIO
220 139.7 8.0 0.4 14.6 S355
Tabella 8.2 – Paratia di monte: caratteristiche micropali.
CARATTERISTICHE TIRANTI
ORDINE
TIRANTE INTERASSE
N° DI
TREFOLI
DIAMETRO
TREFOLI
DIAMETRO
PERFORO
LUNGHEZZA
LIBERA
LUNGHEZZA
BULBO
LUNGHEZZA
TOTALE INCLINAZIONE
- m - “ mm m m m °
1 2.4 4 0.6 150 9 10 19 30
2 1.6 4 0.6 150 7.5 11 18.5 30
ORDINE
TIRANTE iP TIRO IN
ESERCIZIO
TIRO
AMMISSIBILE
IN ESERCIZIO
dR adR cP
- kN kN kN kN kN kN
1 300
(50%) 300 600 807 419 360
2 300
(50%) 315 600 807 461 378
Tabella 8.3 – Paratia di monte: caratteristiche dei tiranti impiegati.
In particolare:
il pretiro iP (o forza di pretesatura o tiro di bloccaggio) è il valore del tiro al quale
l’ancoraggio va bloccato a mezzo degli organi di serraggio a seguito delle
operazioni di tesatura della prova di collaudo;
il tiro in esercizio (indicato di sovente anche come QP “valore teorico della forza
di utilizzazione”) è il tiro previsto dai calcoli di progetto in condizioni di esercizio,
nel seguito indicato SLEtN , ;
il tiro ammissibile in esercizio è il massimo tiro che il tirante è in grado di
assorbire in condizioni di stato limite di esercizio, nel seguito indicato SLEadmN ,
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( kNnN tSLEadm 150, , con tn numero dei trefoli); per i tiranti in progetto risulta
SLEadmi NP ,50.0 ;
dR è la resistenza di progetto al limite di snervamento del tratto libero;
adR è la resistenza di progetto allo sfilamento del bulbo;
2.1cP SLEtN , è il tiro di collaudo.
Per la quantificazione di alcune delle grandezze sopra introdotte si rimanda al §8.6.3.
8.2 Codice di calcolo
Il dimensionamento delle paratie è avvenuto mediante il codice di calcolo agli elementi
finiti PARATIE – PLUS 2012.
La struttura viene schematizzata mediante elementi finiti di tipo trave, definiti nel piano
da un nodo iniziale ed uno finale, e dalle caratteristiche inerziali della sezione
trasversale. Ogni nodo dell’elemento possiede due gradi di libertà: la traslazione in
direzione orizzontale e la rotazione intorno ad un asse ortogonale al piano di
riferimento.
Per i terreni è stato assunto un comportamento elasto-plastico ideale con criterio di
resistenza di Mohr-Coulomb.
Nel modello di calcolo, il terreno viene rappresentato mediante elementi
monodimensionali tipo molla, connessi alla paratia in ogni suo nodo. Il comportamento
meccanico della molla è di tipo elasto-plastico: essa reagisce elasticamente fino ai
valori limiti della resistenza, raggiunta la quale, a seconda del verso dello spostamento,
assume un valore pari alla spinta attiva o alla spinta passiva del terreno. Il criterio di
resistenza adottato è quello di Mohr-Coulomb.
La deformabilità della molla è funzione dello stato tensionale a cui risulta sottoposta: in
campo elastico essa è definita dall’espressione della rigidezza della molla:
K = E*D/L
dove E è il modulo di elasticità del terreno, L la lunghezza della molla e D l’interasse tra
le singole molle.
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La lunghezza della molla L è variabile in funzione delle dimensioni della zona di terreno
coinvolta nel movimento, sia in condizioni di spinta attiva sia di spinta passiva.
Lo stato tensionale iniziale della molla, nelle condizioni che precedono le operazioni di
scavo e/o all’applicazione di qualsiasi azione esterna sulla paratia, è funzione della
tensione verticale litostatica secondo la relazione:
'
0
'
vh K
in cui 0K è il coefficiente di spinta a riposo.
A seguito delle operazioni di scavo, o dell’applicazione di azioni esterne sulla struttura,
la reazione offerta dalla molla aumenta o diminuisce (a seconda del verso della
deformazione) raggiungendo al limite le tensioni corrispondenti alle condizioni di spinta
attiva o passiva, rispettivamente per decrementi o incrementi di tensione.
Per la valutazione del 0K si utilizza l’espressione:
'sin10 K .
Per i coefficienti di spinta attiva e passiva AK e PK in condizioni statiche sono state
utilizzate rispettivamente le espressioni fornite da Coulomb e Caquot-Kerisel,
ipotizzando un angolo di attrito tra terreno e struttura 2' per lo stato limite attivo
e per lo stato limite passivo.
Le analisi sono state eseguite in condizioni drenate di lungo termine.
Il cordolo di testata in calcestruzzo armato previsto in sommità, di spessore maggiore
rispetto ai pali, a favore di sicurezza è stato considerato nei calcoli come parte dei pali
stessi.
Le analisi sono state effettuate con riferimento a diverse fasi di calcolo che simulano le
reali fasi di costruzione, di seguito commentate.
Come premesso, nelle analisi si è tenuto conto della presenza di berme/gradonature
secondo il criterio di Fleming (cfr. §8.1).
La Fase 0 simula la condizione geostatica, coincidente con la configurazione a riposo
nella quale viene riprodotto lo stato tensionale supposto esistente nel terreno prima di
ogni intervento. In tale fase vengono eseguiti gli elementi verticali. Si suppone in
pratica che l’inserimento della parete, prima dello scavo, perturbi di poco lo stato
tensionale nel terreno.
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La Fase 1 simula la condizione iniziale: rispetto alla quota di scavo reale
preventivabile per tale fase, da ubicarsi ad intradosso trave di coronamento (-0.8m
da estradosso cordolo), dall’applicazione del metodo di Fleming (cfr. §8.1) risulta
un’altezza di calcolo dello scavo pari a calcoloH 2.3m.
Figura 8.2 – Fase 1: modellazione della gradonatura (Fleming et. al, 1992).
La Fase 2 simula la messa in tensione dei tiranti del I ordine, impostati nella trave di
coronamento.
La Fase 3 simula lo scavo parziale di approccio per l’esecuzione dei tiranti del II
ordine (-3.5m da testa paratia, cfr. §8.1): è stato cautelativamente considerato uno
scavo più profondo di 0.5m rispetto alle quote previste per tali elementi, risultando,
dunque, calcoloH 4.0m.
La Fase 4 simula la messa in tensione dei tiranti del II ordine, alla quota di
esecuzione -3.5m da estradosso trave di coronamento.
La Fase 5 configura la geometria di scavo finale, simulando la realizzazione della
gradonatura a valle: dall’applicazione del metodo di Fleming (cfr. §8.1) risulta
un’altezza di calcolo dello scavo pari a calcoloH 6.5m, ritenendo influenti per la
costruzione geometrica i soli 2 gradoni prospicienti la paratia.
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Figura 8.3 – Fase 5: modellazione della gradonatura (Fleming et. al, 1992).
Figura 8.4 – Paratia di monte, Fase 0: condizione geostatica.
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Figura 8.5 – Paratia di monte, Fase 1: condizione iniziale.
Figura 8.6 – Paratia di monte, Fase 2: esecuzione tiranti I ordine z=-0.5m.
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Figura 8.7 – Paratia di monte, Fase 3: scavo H=-4.0m.
Figura 8.8 – Paratia di monte, Fase 4: esecuzione tiranti II ordine z=-3.5m.
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Figura 8.9 – Paratia di monte, Fase 5: geometria finale di scavo H=-6.5m (realizzazione
gradonatura di valle).
Nelle Fasi 1÷4, in cui lo scavo risulta fuori falda, si è considerata la presenza di falda
alla quota -5.5m da testa paratia, in accordo con la quota assoluta della superficie
piezometrica prevista localmente nel modello geologico.
Nella Fase 5, in cui lo scavo si approfondisce al di sotto del livello di falda originario, la
falda idrica è stata posizionata alla quota di fondo scavo lato valle, mentre lato monte
viene mantenuta come nelle fasi precedenti, originando un battente idraulico
sollecitante la struttura di sostegno.
Le verifiche di stabilità globale sono contenute nell’apposito §10.
8.3 Modello geotecnico
L’attribuzione della stratigrafia di progetto è avvenuta congruentemente con le sezioni
geologico-geotecniche elaborate per la corrente fase progettuale.
Nella seguente figura viene riportato il modello stratigrafico utilizzato, desunto dalla
sezione geologico-geotecnica n.8.
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Figura 8.10 – Modello stratigrafico: sezione geologico-getecnica n.8.
I parametri geotecnici impiegati nei calcoli di verifica delle opere sono quelli riportati al
§6, riepilogati in Tabella 8.4 per semplicità di lettura.
Unità Formazione
(kN/m3)
c’k
(kPa)
’k
(°)
EVC
(MPa)
EUR
(MPa)
lim
(kPa)
2
Argilla con
limo con
intercalazioni
di calcare
evaporitico
18.0 10 25 17 52
160
3 Argille
marnose 19.0 30 24 50 150
Tabella 8.4 – Parametri geotecnici.
Tali valori sono da intendersi come valori caratteristici kX delle proprietà del terreno,
ovvero senza applicazione di coefficienti di sicurezza ed in modo da rappresentare una
cauta stima del valore che influisce sul verificarsi dello stato limite preso in esame.
Tali valori, coerentemente con la normativa tecnica di riferimento NTC 2008, vanno
opportunamente ridotti nelle verifiche geotecniche a mezzo dell’applicazione di
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coefficienti parziali di sicurezza M , in modo tale da ottenere i parametri geotecnici di
progetto dX.
In riferimento alle caratteristiche di deformabilità, si distingue nelle analisi il modulo
elastico valutato lungo la retta di consolidazione vergine VCE , e la stessa quantità
determinata, però, nel tratto di scarico e ricarico URE .
La geometria finale considerata, valutata dopo le varie fasi di scavo e di
posizionamento dei tiranti, viene raffigurata di seguito.
Figura 8.11 – Paratia di monte: stratigrafia di progetto.
L’attribuzione dei livelli di falda nelle diverse fasi di ribasso dello scavo è avvenuto
secondo quanto evidenziato al §8.2 e utilizzando come base di partenza l’andamento
ricostruito in Figura 8.10.
Il regime idraulico del sottosuolo è stato ivi schematizzato attraverso l’introduzione
della linea piezometrica, che implica un andamento idrostatico delle pressioni
interstiziali con la profondità.
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Va innanzitutto osservato come la superficie libera della falda rappresentata si riferisca
alle condizioni di pendio attuale ante-operam, precedentemente all’attuazione degli
interventi di progetto.
La costruzione delle opere presuppone la modifica del regime idraulico del pendio.
Pertanto nel posizionamento della piezometrica in fase costruttiva si è tenuto conto
dell’effetto geometrico dovuto alla riprofilatura del pendio, che già di per sé attenua il
livello piezometrico individuato in in Figura 8.10.
Come già argomentato in §8.2, in previsione di un possibile approfondimento degli
sbancamenti al di sotto del livello di falda misurato, nelle fasi in cui lo scavo risulta fuori
falda, si è considerata la presenza della falda lato monte e valle alla quota misurata;
nelle fasi in cui lo scavo si approfondisce al di sotto del livello di falda originario, la
falda idrica è stata posizionata alla quota di fondo scavo lato valle, mentre lato monte
viene mantenuta nella posizione originaria, originando un battente idraulico sollecitante
la struttura di sostegno.
Tale schematizzazione risulta conservativa, in quanto, di fatto, il regime delle pressioni
interstiziali beneficia dell’installazione dei dreni suborizzontali atti a deprimere eventuali
sovrappressioni neutre destatesi in corrispondenza dell’opera.
Va inoltre tenuto conto che la paratia ha capacità auto-drenanti, essendo costituita da
elementi discreti e non da una parete continua impermeabile, e dunque determina la
possibilità di filtrazioni e di passaggio di portate idriche fra palo e palo.
Dunque, nella realtà, la berlinese garantisce l’instaurarsi di una condizione di
bilanciamento idrostatico, con falda ubicata alla stessa quota sia a valle che a monte
della struttura, senza battenti idraulici sollecitanti la struttura di sostegno.
8.4 Approccio normativo
Le analisi di dimensionamento sono state eseguite conformemente al D.M. 14 Gennaio
2008 (NTC 2008), con il metodo degli stati limite ultimi SLU (sicurezza nei confronti
della rottura) e degli stati limite di esercizio SLE (deformazioni compatibili con la
destinazione d’uso).
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La paratia non è stata verificata nei confronti delle “azioni sismiche”, assodatone il
carattere provvisionale: come esplicitato dalla normativa al § 2.4.1, infatti, le
verifiche sismiche di opere provvisorie possono omettersi quando la relativa vita
nominale sia inferiori a 2 anni. Per le paratie sono, quindi, sufficienti le sole analisi
statiche.
In particolare, si fa riferimento a quanto riportato al §6.5.3.1.2 di NTC2008 e a quanto
precisato nell’ambito della Circolare 2 febbraio 2009, n. 617 del Ministero delle
Infrastrutture e dei Trasporti approvata dal Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici
"Istruzioni per l'applicazione delle "Nuove norme tecniche per le costruzioni" al
§C6.5.3.1.2 per gli stati limite ultimi SLU e §6.5.3.2 di NTC2008 e §C6.5.3.2 della
Circolare esplicativa per gli stati limite di esercizio SLE.
Le verifiche allo SLU sono soddisfatte se avviene il rispetto della condizione d dE R,
con dE valore di progetto dell’azione o del suo effetto e dR
valore di progetto della
resistenza del sistema geotecnico.
La verifica di tale condizione deve essere effettuata impiegando diverse combinazioni
di gruppi di coefficienti parziali definiti rispettivamente per la azioni (A1 e A2), per i
parametri geotecnici (M1 e M2) e per le resistenze (R1).
Di seguito, limitatamente al caso delle opere flessibili, si riassumono i valori numerici
dei coefficienti parziali in accordo con NTC 2008.
ANALISI
AZIONI - F
PROPRIETÀ
TERRENO - M
PERMANENTI VARIABILI TAN
'
'c
SFAVOREVOLI FAVOREVOLI SFAVOREVOLI FAVOREVOLI
1 SLE Base model
1.0 1.0 1.0 0 1.0 1.0 1.0
2A SLU
A1+M1+R1
0: DM08_ITA: Comb. 1:
A1+M1+R1
1.3 1.0 1.5 0 1.0 1.0 1.0
2B SLU
A2+M2+R1
0: DM08_ITA: Comb. 2:
A2+M2+R1
1.0 1.0 1.3 0 1.25 1.25 1.0
Tabella 8.5 – Approcci di calcolo e coefficienti parziali di sicurezza per opere di sostegno
flessibili.
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Il coefficiente di sicurezza parziale R che opera direttamente sulla resistenza del
sistema, coerentemente con il set R1, va assunto pari a 1.0.
Ciò sta a significare che, una volta amplificate le azioni e parzializzate le caratteristiche
geotecniche dei terreni nei modi sopra precisati, nelle Analisi 2A e 2B si adotta un
coefficiente di sicurezza minimo pari a FSadm=R=1.0.
L’Analisi 1 consente di verificare i seguenti aspetti:
o LATO STRUTTURA:
- verifica della deformabilità della paratia;
- verifica delle tensioni di esercizio sui tiranti.
Le Analisi 2A e 2B consentono di verificare i seguenti aspetti:
o LATO GEOTECNICO (ANALISI 2B):
- verifica lunghezza di infissione della paratia garantendo che il rapporto tra la
lunghezza di progetto e la lunghezza limite di incipiente collasso ottenuta con i
parametri abbattuti sia superiore ≥ 1 (FS≥1);
o LATO STRUTTURA (ANALISI 2A):
- verifica di resistenza delle sezioni della paratia (Flessione e Taglio);
- verifica di resistenza degli elementi strutturali (travi di ripartizione, ecc.);
- verifica di resistenza dei tiranti: snervamento del tratto libero e sfilamento della
fondazione.
8.5 Carichi
In Tabella 8.6 vengono riassunti il valore caratteristico kq e di progetto dq dei
sovraccarichi considerati nelle analisi.
qd
(kPa)
Carico qk
(kPa) Tipo 1 - SLE
2A - SLU
A1+M1+R1
2B - SLU
A2+M2+R1
Traffico
veicolare/Macchine
operatrici
10 Variabile 10 15 13
Edifici 40 Permanente 40 52 40
Tabella 8.6 - Sovraccarichi: valori caratteristici qk e di progetto qd.
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Relativamente alle verifiche SLU, per i carichi temporanei, l’intensità caratteristica del
carico è stata opportunamente amplificata nelle analisi secondo il coefficiente parziale
per azioni variabili sfavorevoli 1.5Qi
per la combinazione A1+M1+R1, 1.3Qi
per
la combinazione A2+M2+R1, senza tener conto, invece, di un coefficiente di
combinazione 0i con le altre azioni, coerentemente con la combinazione
“fondamentale” delle azioni di cui al §2.5.3 di NTC2008.
Per i carichi permanenti con cui è stata simulata la presenza degli edifici a monte,
l’intensità caratteristica del carico è stata opportunamente amplificata nelle analisi
secondo il coefficiente parziale per azioni permanenti sfavorevoli 3.11 G per la
combinazione A1+M1+R1, 0.11 G per la combinazione A2+M2+R1, senza tener
conto, invece, di un coefficiente di combinazione 0i con le altre azioni,
coerentemente con la combinazione “fondamentale” delle azioni di cui al §2.5.3 di
NTC2008.
8.6 Risultati delle analisi
Si riporta in Tabella 8.7 un quadro di sintesi dei risultati ottenuti.
In particolare, da sinistra verso destra sono riportati l’approccio di calcolo esaminato, lo
spostamento massimo registrato in seno alla paratia, i valori massimi delle
sollecitazioni nelle paratie (momento flettente e taglio), i tassi di sfruttamento massimi
(rapporto azioni di progetto-resistenze di progetto, la verifica risulta soddisfatta per un
valore minore di uno), le massime reazioni nei vincoli, i tassi di sfruttamento massimi TSF dei
vincoli (rapporto azioni di progetto-resistenze di progetto, la verifica risulta soddisfatta per
un valore minore di uno), il fattore di sicurezza nei confronti dell’infissione critica.
Di seguito si riporta il dettaglio del significato delle colonne in Tabella 8.7.
o Spostamento paratia: valore dello spostamento massimo in seno alla paratia.
o Momento paratia (kNm/m): momento massimo riscontrato sul singolo palo,
distribuito su un metro di sviluppo.
o Momento paratia (kNm): momento massimo sul singolo palo.
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o Taglio paratia (kN/m): taglio massimo riscontrato sul singolo palo, distribuito su un
metro di sviluppo.
o Taglio paratia (kN): taglio massimo sul singolo palo.
o Verifica presso-flessione (TSF): verifica paratia soggetta a presso-flessione; valore
peggiore tra N costante ed eccentricità costante in termini di tasso di sfruttamento.
o Verifica taglio (TSF) paratia: tasso di sfruttamento della paratia soggetta a taglio.
o Max reazione vincoli (kN/m): massima reazione vincolare distribuita su un metro di
sviluppo della paratia
o Max reazione vincoli (kN): massima reazione vincolare del singolo vincolo.
o Verifica STR vincoli: tasso di sfruttamento dei trefoli costituenti la parte libera dei
tiranti. In dettaglio, rappresenta il rapporto tra la reazione vincolare di progetto e
l’azione resistente di progetto. La verifica allo snervamento risulta soddisfatta per
un valore minore di uno.
o Verifica GEO vincoli: tasso di sfruttamento della capacità resistente allo sfilamento
dovuta all’aderenza bulbo-terreno. La verifica allo sfilamento risulta soddisfatta per
un valore minore di uno.
o FS infissione (eq.limite): rappresenta il rapporto tra la lunghezza effettiva di
infissione e la lunghezza limite in condizioni di incipiente collasso, valutato con
analisi all’equilibrio limite.
È da tener debitamente in conto che, come precisato dalla Circolare n.617 al
§C.6.5.3.1.2, gli stati limite relativi al raggiungimento delle resistenze negli
elementi strutturali (rottura per flessione/taglio, rottura degli ancoraggi, ecc.)
sono verifiche STR da svolgersi secondo la combinazione SLU A1+M1+R3.
Per illustrare in dettaglio la situazione, sono riportate nel seguito le seguenti
rappresentazioni grafiche:
o diagrammi inviluppo dei massimi valori delle deformazioni in seno alla paratia –
valori in cm nelle combinazioni SLE;
o diagramma inviluppo dei massimi valori del momento flettente sulla paratia -
valori in kN*m a metro lineare - per la combinazione SLU A1+M1+R1 in cui è
massimo il valore del momento flettente sollecitante EdM ; viene graficato
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anche il tasso di sfruttamento TSF M lungo la paratia ( RdEd MMMTSF / ) ed
il momento resistente di progetto RdM (linee verticali rosse).
o diagramma inviluppo dei massimi valori della forza di taglio sulla paratia - valori
in kN a metro lineare - per la combinazione SLU A1+M1+R1 in cui è massimo il
valore del taglio sollecitante ( EdV ); viene graficato anche il tasso di
sfruttamento TSF V lungo la paratia ( RdEd VVVTSF / ) ed il taglio resistente
di progetto RdV (linee verticali rosse).
o sollecitazioni inviluppo sui tiranti e verifica STR e GEO per la combinazione
SLU A1+M1+R1.
o sollecitazioni inviluppo sui tiranti per la combinazione SLE.
o variazione in funzione della storia di carico del coefficiente di sicurezza globale
della struttura FS, definito in termini di rapporto tra lunghezza di progetto e
lunghezza limite in condizioni di incipiente collasso per la combinazione SLU
A2+M2+R1.
Quanto dedotto numericamente risulta compatibile con le condizioni di lavoro delle
opere in oggetto.
Per ulteriori dettagli, si rimanda ai seguenti paragrafi e alla consultazione dei tabulati di
calcolo allegati alla presente relazione (“Allegato D - Relazione di calcolo Triparni –
Opere di sostegno”, rif:. R15 di cui al §3).
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Spostamento
X paratia (cm)
Momento paratia
(kN-m/m)
Momento paratia (kN-m)
Taglio paratia (kN/m)
Taglio paratia
(kN)
Verifica presso
flessione (TSF)
Verifica taglio (TSF)
Max. reazione vincoli (kN/m)
Max. reazione vincoli
(kN)
Verifica STR
vincoli (TSF)
Verifica GEO
vincoli (TSF)
FS infissione
(eq. limite)
Base model
2.73 39.32 15.73 76.26 30.5 0.335 0.074 157.71 315.42 0.391 0.651 4.857
0: DM08_ITA: Comb. 1:
A1+M1+R1
2.68 50.58 20.23 98.92 39.57 0.431 0.096 205.33 410.67 0.509 0.931 4.25
0: DM08_ITA: Comb. 2:
A2+M2+R1
4.47 54.17 21.67 83.39 33.36 0.461 0.081 178.55 357.1 0.442 0.603 3.4
Tabella 8.7 – Risultati delle analisi.
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Figura 8.12 – Paratia di monte: SLE, diagramma inviluppo spostamenti.
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Figura 8.13 – Paratia di monte: SLU A1+M1+R3, diagramma inviluppo momento flettente.
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Figura 8.14 – Paratia di monte: SLU A1+M1+R1, diagramma inviluppo taglio.
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Figura 8.15 – Paratia di monte: SLU A1+M1+R3, verifica Strutturale-Geotecnica dei tiranti.
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Figura 8.16 – Paratia di monte: tiro in esercizio dei tiranti.
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Figura 8.17 – Paratia di monte: FS infissione.
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8 . 6 . 1 V e r i f i c a d e g l i s p o s t a m e n t i
In base ai valori riportati in Tabella 8.7 di pag. 86 e ai diagrammi in calce al §8.6,
si può osservare come i valori calcolati per gli spostamenti orizzontali in
condizioni SLE siano limitati e opportunamente distanti dai valori di soglia che
possono produrre il raggiungimento delle condizioni di stato limite d’esercizio per
le strutture.
I valori dedotti numericamente per gli spostamenti risultano idonei a garantire
adeguati livelli di funzionalità.
Risulta, pertanto, evidente che non si hanno fenomeni deformativi che possano
creare danno alle strutture esistenti limitrofe all’opera.
8 . 6 . 2 V e r i f i c a d e l l a l u n g h e z z a d i i n f i s s i o n e d e l l e p a r a t i e
In base ai diagrammi in calce al §8.6 che illustrano la variazione in funzione della
storia di carico del coefficiente di sicurezza globale della struttura FS, definito in
termini di rapporto tra lunghezza di progetto e lunghezza limite in condizioni di
incipiente collasso per la combinazione SLU A2+M2+R1, si può osservare il
sistematico rispetto del vincolo FS≥1 posto in precedenza (cfr. §8.6).
8 . 6 . 3 P r e d i m e n s i o n a m e n t o d e i t i r a n t i
Il dimensionamento dei tiranti è stato eseguito sulla base di motivazioni tecniche
e dei risultati delle indagini geotecniche effettuate per questa fase di progetto. Le
caratteristiche dei tiranti andranno comunque stabilite in base all’esecuzione di
prove preliminari su tiranti dello stesso tipo, realizzati nello stesso sito e con lo
stesso sistema di perforazione di quelli di progetto, secondo quanto prevedono le
Norme UNI EN 1537 e le raccomandazioni AGI-AICAP "Ancoraggi nei terreni e
nelle rocce" (giugno 2012).
I risultati delle prove sugli ancoraggi preliminari consentiranno di
confermare/modificare il dimensionamento ottenuto dai calcoli di progetto.
Seguono le prove di carico di collaudo, da effettuarsi su tutti gli ancoraggi da
realizzare.
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Se sono rispettati tutti i criteri di accettazione previsti dalle raccomandazioni AGI-
AICAP, l’ancoraggio può essere tesato e bloccato al valore di progetto della forza
di tesatura a mezzo degli organi di serraggio.
8.6.3.1 Lunghezza del tratto libero
La lunghezza libera dei tiranti viene calcolata imponendo che l'ancoraggio venga
recapitato al di là della linea ideale dal fondo della paratia inclinata di 2'45
sull'orizzontale. L’assunzione che il cuneo di spinta abbia origine in
corrispondenza del piede della struttura risulta cautelativa, in quanto tale punto si
trova generalmente ubicato nella zona compresa fra il piede e il fondo scavo.
La lunghezza neutra è stata prudenzialmente aumentato del 20% di h rispetto a
quello calcolato geometricamente, con h altezza fuoriterra provvisionale della
paratia.
Le metodologia di calcolo impiegata, inoltre, garantisce un adeguato ricoprimento
geostatico del bulbo di fondazione, permettendo un completo sviluppo dell’attrito
malta-terreno.
La lunghezza libera dei tiranti secondo la suddetta metodologia di calcolo è pari
a:
1
'sin 45
20.2
'sin 45
2
lib PARATIA TIRANTEL h h h
,
dove le grandezze contenute nell’espressione sono rappresentate in Figura 8.18.
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hTIRANTE
45°-'/2
hPARATIA
Llib
h
0.20h
Figura 8.18 – Schema per il dimensionamento del tratto passivo dei tiranti in base
al cuneo attivo.
In Tabella 8.8 si riporta la tabella di calcolo delle lunghezze libere dei tiranti.
Hparatia Ordine Tirante
Htirante Hfuoriterra f Llib,1
m - m m ° ° m
15 1 0.50 6.50 24 30 9.2
15 2 3.50 6.50 24 30 7.6
Tabella 8.8 – Tiranti: calcolo delle lunghezze libere.
In ragione delle analisi sopra riportate, si ritiene di adottare per i tiranti in progetto
le lunghezze libere di seguito riassunte.
Ordine Tirante
Llib
- m
1 9.0
2 7.5
Tabella 8.9 – Tiranti: lunghezze libere di progetto.
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8.6.3.2 Lunghezza del bulbo e verifica della resistenza degli ancoraggi
Il dimensionamento della fondazione e le verifiche di resistenza dei tiranti sono
avvenute nel rispetto dei criteri di progetto di cui al §6.6 di NTC 2008.
È da tener debitamente in conto che, come precisato dalla Circolare n.617 al
§C.6.5.3.1.2, gli stati limite relativi al raggiungimento delle resistenze negli
ancoraggi sono da svolgersi secondo la combinazione SLU A1+M1+R3.
Con riferimento allo stato limite di sfilamento dell’ancoraggio, la verifica va
effettuata confrontando la massima azione di progetto tN, determinata con
riferimento alla combinazione SLU A1+M1+R3, con la resistenza di progetto
daR , .
Si effettua, inoltre, la verifica di resistenza dei trefoli, confrontando la forza
normale assegnata al tirante tN con il massimo tiro che il tirante è in grado di
assorbire senza collassare per eccesso di trazione dR. Tale verifica viene
effettuata anche con riferimento alle condizioni di esercizio SLE.
Infine, nel rispetto della gerarchia delle resistenze, si deve verificare che la
resistenza di progetto a sfilamento della fondazione dell’ancoraggio daR , sia
sempre minore della resistenza di progetto al limite di snervamento del tratto
libero dR , in modo da garantire che la rottura avvenga prima nel terreno (rottura
duttile, con precursori d’evento) e poi nel materiale dell’ancoraggio (rottura
fragile, improvvisa, senza segnali premonitori del collasso).
Si riportano di seguito le grandezze di calcolo per il dimensionamento per i tiranti
previsti in progetto.
tn = n° trefoli
maxN = forza normale assegnata al tirante per m.l. di paratia
ti = interasse tiranti
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tN = tiro di progetto
0,1'k t kR n A f = resistenza caratteristica al limite di snervamento del tratto
libero, con 'A sezione trasversale del trefolo (2139mm ) e 0,1kf
resistenza allo
snervamento del trefolo (1670MPa )
kd
s
RR
= resistenza di progetto al limite di snervamento del tratto libero, con s
coefficiente parziale di sicurezza relativo all’acciaio
1SF = fattore di sicurezza per lo sfilamento fra bulbo e terreno: per tiranti
provvisori si assume 1 3S Ra aF = 2.0, dove Ra
= 1.1 è il coefficiente parziale
per tirante temporaneo e 3a = 1.8 è il fattore di correlazione con riferimento a
prove geotecniche eseguite secondo n=1 profili di indagine; per i valori di Ra e
3a si faccia riferimento alle tabelle 6.6.I e 6.6.III di NTC2008.
= coefficiente di sbulbamento, assunto in base alla teoria di Bustamante e
Doix per iniezione di tipo IGU cautelativamente pari a 1.1 (valore minimo)
PD = diametro della perforazione
1 PD D = diametro teorico del bulbo iniettato
lim = tensione limite di aderenza malta del bulbo- terreno, valutata utilizzando i
dati riportati da Bustamante e Doix (1985) per i tiranti iniettati a pressione con
metodo I.G.U. ( lim =160kPa, cfr. §6).
lim1
1min,
D
FNLL St
uu = lunghezza di progetto del bulbo ≥ lunghezza minima
del bulbo per evitare sfilamento dell’ancoraggio dal terreno
uka LDR lim1, = resistenza caratteristica allo sfilamento del bulbo
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daR , =
,
1
a k
S
R
F = resistenza di progetto allo sfilamento del bulbo
Si omettono i calcoli relativi alla determinazione della lunghezza del bulbo per il
raggiungimento della tensione limite di aderenza trefoli-malta del bulbo; la crisi
dell’ancoraggio, infatti, come tipicamente avviene, è legata al meccanismo di
collasso relativo allo sfilamento del bulbo dal terreno e non alla superficie di
contatto tra trefolo e bulbo, ove le resistenze offerte sono di gran lunga maggiori.
Nelle seguenti tabelle vengono riepilogati i risultati delle verifiche strutturali “STR”
(snervamento del tratto libero) e geotecniche “GEO” (sfilamento della fondazione)
per i tiranti in progetto.
dtrefolo 0.6
A' 139
f0,1k 1670
s 1.15
Ordine n° trefoli Nmax It Nt Rk Rd TSF STR
kN/m m kN kN kN
1 4 162.50 2.4 390.0 929 807 0.483
2 4 205.33 2.0 410.7 929 807 0.509
Ordine n° trefoli Fs1 Dp D1 lim Lu1 L*u1 Ra,c Ra,d TSF GEO Rd > Ra,d ?
- - m m kPa m m kN kN
1 4 2.0 1.1 0.15 0.165 160 9.3 10.0 829 419 0.931 ok
2 4 2.0 1.1 0.15 0.165 160 9.8 11.0 912 461 0.891 ok
Tabella 8.10 – Tiranti SLU: calcolo della lunghezza del bulbo, verifica allo
sfilamento, verifica snervamento trefoli, verifica gerarchia resistenze.
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Ordine n° trefoli Nmax It Nt,SLE Nadm,SLE
kN/m m kN kN
1 4 125.00 2.4 300.0 600
2 4 157.71 2.0 315.4 600
Tabella 8.11 – Tiranti SLE: verifica resistenza trefoli.
Si osserva che nella totalità dei casi risulta:
il tiro massimo desunto per la paratia dalle combinazioni di calcolo tN
risulta inferiore alla resistenza di progetto allo sfilamento del bulbo ,a dR
(dimensionamento geotecnico);
il tiro massimo desunto per la paratia dalle combinazioni di calcolo tN
risulta inferiore alla resistenza di progetto al limite di snervamento del
tratto libero dR (verifica dell’acciaio);
la resistenza di progetto al limite di snervamento del tratto libero dR risulta
superiore alla resistenza di progetto allo sfilamento del bulbo ,a dR (rispetto
della gerarchia delle resistenze, in accordo con §6.6.2 di NTC 2008);
il tiro massimo desunto per la paratia dalle combinazioni di calcolo SLE
SLEtN , risulta inferiore al tiro ammissibile in esercizio del tratto libero
,adm SLEN (verifica dell’acciaio).
Per quanto sopra rappresentato, si deduce l’idoneità dei tiranti previsti in
progetto, dei quali di seguito si riassumono le principali caratteristiche.
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ORDINE
TIRANTE INT.
N°
TREFOLI
DIAMETRO
TREFOLI
DIAMETRO
PERFORO iP LUNGH.
LIBERA
LUNGH.
BULBO
LUNGHEZZA
TOTALE INCL. SLEtN , SLEadmN , dR adR cP
- m - “ mm kN m m m ° kN kN kN kN kN
1 2.4 4 0.6 150 300
(50%) 9 10 19 30 300 600 807 419 360
2 1.6 4 0.6 150 300
(50%) 7.5 11 18.5 30 315 600 807 461 378
Tabella 8.12 – Riepilogo caratteristiche dei tiranti impiegati.
Si osservi, infine, che per la pretensione iP (tiro di bloccaggio), pari a
kNnNP tSLEadmi 1205.0 , , in accordo alle Norme UNI EN 1537 (Appendice
D, punto D.4) deve risultare:
ptkttki fAnPP '6.06.0
con tkP carico di rottura a trazione e MPaf ptk 1860 tensione caratteristica di
rottura.
Dalla seguente Tabella 8.13 si evince il soddisfacimento della verifica.
dtrefolo 0.6
A' 139
fptk 1860
s 1.15
Ordine n° trefoli Nadm,SLE Pi 0.6Ptk Pi < 0.6 Ptk ?
kN kN kN
1 4 600 300 620 ok
2 4 600 300 620 ok
Tabella 8.13 - Verifica sul tiro di bloccaggio Pi (Norme UNI EN 1537).
8 . 6 . 4 V e r i f i c a a f l e s s i o n e
Si è operata la verifica di resistenza a flessione non tenendo conto a favore di
sicurezza delle azioni assiali permanenti dovute al peso del palo alla quota in cui
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si massimizza il momento flettente sollecitante e al peso della trave di
coronamento che solidarizza i micropali.
Per i pali, nella valutazione del momento resistente di progetto RdM si è fatto
riferimento alle armature indicate in Tabella 8.2 di pag.70.
Dai diagrammi riportati in calce al §8.6, in cui è graficato per la combinazione
SLU A1+M1+R1 il tasso di sfruttamento del momento TSF M lungo la paratia
( RdEd MMMTSF / ) ed anche il confronto visivo fra massimo valore del
momento flettente sollecitante ed il momento resistente di progetto RdM (linee
verticali rosse), si evince nella totalità dei casi il rispetto della condizione
RdEd MM . La verifica a pressoflessione risulta, dunque, soddisfatta.
8 . 6 . 5 V e r i f i c a a t a g l i o
Per i pali, nella valutazione del taglio resistente di progetto RdV si è fatto
riferimento alle armature indicate in indicate in Tabella 8.2 di pag.70.
Dai diagrammi riportati in calce al §8.6, in cui è graficato per la combinazione
SLU A1+M1+R1 il tasso di sfruttamento del momento TSF V lungo la paratia
( RdEd VVVTSF / ) ed anche il confronto visivo fra massimo valore del taglio
sollecitante EdV ed il taglio resistente di progetto RdV (linee verticali rosse), si
evince nella totalità dei casi il rispetto della condizione RdEd VV . La verifica a
taglio risulta, dunque, soddisfatta.
8 . 6 . 6 V e r i f i c a d e l l e t r a v i d i c o l l e g a m e n t o d e i t i r a n t i
I tiranti di ancoraggio sono collegati tramite due travi HEB 120 in acciaio S355.
Di seguito vengono riepilogate le caratteristiche meccaniche dei profili HEB
impiegati.
In particolare la sezione trasversale degli elementi strutturali in oggetto
appartiene alla classe 1.
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Altezza della sezione trasversale h 120.00 [mm]
Larghezza della sezione trasversale b 120.00 [mm]
Spessore dell'anima tw 6.50 [mm]
Spessore delle ali tf 11.00 [mm]
Raggio di raccordo r 12.00 [mm]
Eventuale spessore della saldatura delle ali con l'anima s 0.00 [mm]
CARATTERISTICHE MECCANICHE
Altezza tra le ali hi 98.00 [mm]
Altezza della porzione saldabile d 74.00 [mm]
Area della sezione trasversale A 34.0 [cm2]
Area della sezione resistente al taglio agente lungo z Avz 10.96 [cm2]
Area della sezione resistente al taglio agente lungo y Avy 26.40 [cm2]
Momento d'inerzia attorno all'asse forte Iyy 864 [cm4]
Momento d'inerzia attorno all'asse debole Izz 318 [cm4]
Raggio d'inerzia attorno all'asse forte iyy 5.04 [cm]
Raggio d'inerzia attorno all'asse debole izz 3.06 [cm]
Modulo di resistenza elastico attorno all'asse forte Wel,yy 144.1 [cm3]
Modulo di resistenza elastico attorno all'asse debole Wel,zz 52.9 [cm3]
Modulo di resistenza plastico attorno all'asse forte Wpl,yy 165.2 [cm3]
Modulo di resistenza plastico attorno all'asse debole Wpl,zz 81.0 [cm3]
Momento d'inerzia torsionale It 13.8 [cm4]
Costante di warping Iw 9410 [cm6]
CLASSIFICAZIONE DELLA SEZIONE
Valore di snervamento dell'acciaio fy 355 [MPa]
Coefficiente 0.81 [-]
Classificazione dell'anima
Altezza dell'anima depurata dei raccordi o delle saldature c 74.00 [mm]
Spessore dell'anima tw 6.50 [mm]
Rapporto tra altezza e spessore c/tw 11.38 [-]
Classificazione dell'anima per flessione CLASSE 1
Classificazione dell'anima per compressione CLASSE 1
Classificazione delle ali
Semi larghezza delle ali depurata dei raccordi o delle saldature c 44.75 [mm]
Spessore delle ali tf 11.00 [mm]
Rapporto tra semi larghezza e spessore c/tf 4.07 [-]
Classificazione delle ali per flessione CLASSE 1 Tabella 8.14 – Caratteristiche meccaniche dei profili HEB120.
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La verifica delle travi viene effettuata valutando le sollecitazioni agenti sulle travi
di ripartizione stesse, adottando uno schema di trave continua vincolata in
corrispondenza della testa dei tiranti e sollecitata da una reazione uniforme del
terreno pari a:
t
t
i
NNq max
in cui:
tN è la forza massima agente su ogni tirante,
ti è l’interasse orizzontale dei tiranti.
In base a quanto precisato nell’ambito della Circolare 2 febbraio 2009, n. 617
"Istruzioni per l'applicazione delle "Nuove norme tecniche per le costruzioni"” al
§C6.5.3.1.2, per gli stati limite ultimi relativi al raggiungimento della resistenza in
elementi strutturali (SLU STR) la verifica va condotta con riferimento alla
combinazione SLU A1+M1+R1 (Approccio 1, Comninazione 1).
Tenendo conto che il carico tN in combinazione SLU A1+M1+R1 al quale sono
soggetti i tiranti del II ordine risulta pari a 411 kN (cfr. Tabella 8.7 di pag. 86) e
tenendo conto che l’interasse dei tiranti risulta pari a 2.0m, si ottiene un carico
uniformemente distribuito agente sulla trave pari a q 205kN/m.
Il momento massimo agente sulla trave di coronamento può ottenersi come:
2
10
1tEd qiM .
Tenuto conto che il modulo di resistenza '
plW per il singolo profilo HEB120 (pari a
144 cm3), si ottiene la resistenza di calcolo a flessione RdcM , come:
0
'
0
,,
2
M
ykpl
M
ykpl
RdplRdc
fWfWMM
.
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Si determina, inoltre, lo spostamento approssimato in corrispondenza della
mezzeria della trave di collegamento, assumendo come condizione di vincolo
quelle di doppio incastro.
Essendo il modulo elastico E pari a 2100000 kg/cm2 e il momento di inerzia xJ
della coppia pari a due volte il momento di inerzia del singolo profilato
4' 864cmJ x , da manuali di analisi strutturale la freccia massima risulta pari a :
4
0.28384
t
x
N if cm
E J
.
Viene eseguita, infine, la verifica a taglio del profilo. Deve risultare:
1/ , RdcEd VV
,
con EdV azione tagliante di progetto e RdcV , resistenza a taglio di progetto, che in
assenza di torsione, assume il valore:
0
,3 M
ykv
Rdc
fAV
dove:
vA area resistente a taglio;
0M coefficiente di sicurezza per le resistenze delle membrature.
L’azione tagliante di progetto EdV viene calcolata dalla seguente espressione:
tEd NV 6.0 .
I valori numerici delle grandezze introdotte sono riassunti nella seguente tabella.
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Nt it Nmax MEd Wpl,x fyk MRd MRd/MEd E Jx f
kN m kN/m kNm cm3 N/mm
2 kNm kg/cm
3 cm
4 cm
411 2 205 82 330 355 112 1.36 2100000 1728 0.24
Nt VEd fyk Av M0 Vc,Rd Vc,Rd/VEd
kN kN N/mm2 cm
2 - kN
411 246 355 52.8 1.05 1031 4.18
Tabella 8.15 – Verifica della trave di contrasto.
La verifiche a taglio e flessione risultano soddisfatte. Il valore della freccia
massima risulta compatibile con le condizioni di lavoro delle opere in oggetto.
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9 P ARATI A DI VALLE
Il presente capitolo illustra i risultati delle verifiche svolte allo scopo di prevedere
il comportamento della paratia di valle nel corso dell’intera sequenza realizzativa.
Più in dettaglio, le analisi condotte sono finalizzate sia a stimare gli effetti indotti
sulla palificata in fase di costruzione del rilevato rinforzato, sia a determinarne il
comportamento in esercizio.
Per il dimensionamento sono state eseguite analisi tensio-deformative di
interazione pendio-opera di consolidamento agli elementi finiti.
9.1 Sezione di verifica e modello stratigrafico
Le analisi tensio-deformative sono state eseguite in corrispondenza della sezione
di progetto n.8, utilizzata anche per le altre tipologie di verifiche contenute nel
presente elaborato.
Nella seguente figura viene riportato il modello stratigrafico utilizzato, desunto
dalla sezione geologico-getecnica n.8.
Figura 9.1 – Modello stratigrafico: sezione geologico-getecnica n.8.
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9.2 Tipologie di verifica
Da un punto di vista generale, le analisi sono state condotte con riferimento alla
geometria risultante dall’attuazione degli interventi di progetto previsti per
ciascuna fase costruttiva, riproducendo fedelmente la sequenza realizzativa che
caratterizza l’intervento.
Più in particolare, gli obiettivi sui quali verrà concentrata l’attenzione sono i
seguenti:
• valutazione dell’effetto indotto sulla palificata dall’esecuzione della terra
rinforzata a monte;
• valutazione del comportamento della palificata nella configurazione di
esercizio in condizioni statiche;
• valutazione del comportamento della palificata nella configurazione di
esercizio in presenza di azioni sismiche;
• valutazione del comportamento della palificata in condizioni statiche
nell’ipotesi che a valle avvenga lo scalzamento/allentamento di uno spessore
di terreno pari a 2.0m ad opera del fosso.
9.3 Approccio normativo
Le analisi di dimensionamento sono state eseguite conformemente al D.M. 14
Gennaio 2008 (NTC 2008), con il metodo degli stati limite ultimi SLU (sicurezza
nei confronti della rottura) e degli stati limite di esercizio SLE (deformazioni
compatibili con la destinazione d’uso).
Per le verifiche SLU/STR e quelle in esercizio (SLE), è necessario eseguire
un’analisi di interazione terreno-struttura. In particolare, in questo caso è
possibile svolgere l’analisi in condizioni di esercizio e con riferimento ai parametri
caratteristici dei materiali (M1); le azioni strutturali risultanti (ovvero gli effetti delle
azioni), utilizzate per le verifiche SLE, potranno anche essere usate,
amplificandole per i fattori A1, per le verifiche SLU/STR.
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Nel seguito, limitatamente allo scenario di scalzamento a valle della paratia
determinato dal fosso, si farà riferimento anche alla combinazione “eccezionale”
delle azioni, per la quale coerentemente con quanto prescritto al §2.5.3 di
NTC2008 non devono impiegarsi coefficienti amplificativi delle azioni. In tal caso,
dunque, le sollecitazioni desunte dall’analisi di interazione sono quelli di diretto
impiego nelle verifiche strutturali del palo.
9.4 Metodo di analisi e codice di calcolo
L’analisi numerica è stata svolta con il codice di calcolo agli elementi finiti
PLAXIS 8.1 utilizzando un approccio in tensioni efficaci.
L’analisi è avvenuta in condizioni di deformazioni piane, permettendo la
riproduzione del comportamento dell’intero sistema terreno-costruzioni
geotecniche.
Il codice di calcolo implementa svariate leggi costitutive che permettono di
modellare il comportamento tensio-deformativo non lineare del terreno a livelli di
complessità progressivamente crescente.
Nell’analisi ad elementi finiti, il continuo è stato discretizzato in elementi di forma
triangolare a n.15 nodi, creati da un generatore di mesh non strutturata.
Tali elementi forniscono un’interpolazione del quarto ordine per gli spostamenti e
l’integrazione numerica coinvolge 12 punti di Gauss (stress points).
Per ulteriori informazioni, si rimanda ai manuali del codice di calcolo Plaxis ed
alle pubblicazioni dedicate (Schanz et al. 1999).
Sono previste zone di infittimento in prossimità delle aree sensibili (rilevato
ferroviario) e zone a discretizzazione rada in corrispondenza della frontiera del
dominio, in modo da ottimizzare le prestazioni della mesh.
In merito alle condizioni al contorno, alla base del modello numerico gli
spostamenti verticali e orizzontali sono impediti, ai contorni laterali del dominio di
meshing i nodi sono vincolati in direzione orizzontale, mentre gli spostamenti
verticali sono liberi.
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La mesh adottata viene rappresentata nell’allegato di calcolo (cfr. “Allegato D -
Relazione di calcolo Triparni – Opere di sostegno”, rif:. R15 di cui al §3).
Le analisi sono state condotte tenendo conto delle seguenti fasi:
Phase 1: configurazione iniziale;
Phase 2: stato tensionale iniziale con procedura “gravity loading”;
Phase 3: attivazione carico accidentale a tergo della paratia provvisoria di
monte ed esecuzione micropali;
Phase 4: scavo di approccio per l’esecuzione del I ordine di tiranti della
paratia di monte;
Phase 5: esecuzione del I ordine di tiranti della paratia di monte;
Phase 6: scavo di approccio per l’esecuzione del II ordine di tiranti della
paratia di monte;
Phase 7: esecuzione del I ordine di tiranti della paratia di monte;
Phase 8: scavo fino a quota fondo scavo;
Phase 9: costruzione della paratia di valle;
Phase 10: esecuzione banca inferiore della terra rinforzata;
Phase 11: esecuzione banca intermedia della terra rinforzata;
Phase 12: esecuzione banca superiore della terra rinforzata;
Phase 13: attivazione carichi piazzale e disattivazione paratia provvisoria
di monte;
Phase 14: analisi “phi/c reduction” della configurazione di Phase 13;
Phase 15: attivazione carichi sismici;
Phase 16: analisi “phi/c reduction” della configurazione di Phase 15;
Phase 17: scalzamento di uno spessore di terreno pari a 2.0m a valle
della paratia di valle ad opera del fosso;
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Phase 18: analisi “phi/c reduction” della configurazione di Phase 17.
Di seguito vengono illustrate le suddette fasi relativamente ai soli step in cui
avviene una modifica della configurazione geometrica.
Figura 9.2 – Phase 1.
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Figura 9.3 – Phase 2.
Figura 9.4 – Phase 3.
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Figura 9.5 – Phase 4.
Figura 9.6 – Phase 5.
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Figura 9.7 – Phase 6.
Figura 9.8 – Phase 7.
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Figura 9.9 – Phase 8.
Figura 9.10 – Phase 9.
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Figura 9.11 – Phase 10.
Figura 9.12 – Phase 11.
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Figura 9.13 – Phase 12.
Figura 9.14 – Phase 13.
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Figura 9.15 – Phase 17.
Di seguito si riporta una tabella con la lista delle fasi di calcolo, con la fase
iniziale di riferimento per ciascuno step di calcolo (“Start from”), con il tipo di
calcolo (“Calculation”: nel caso in esame tutte le fasi sono calcoli di tipo elasto-
plastico) e le modalità di carico (“Load input”: “Total multipliers”, con procedura di
generazione delle tensioni iniziali per incremento della gravità - “gravity loading” -
per la Phase 2 e con applicazione dei carichi sismici per la Phase 15; “Staged
construction”, costruzione per fasi, in cui l’utente specifica il nuovo stato che deve
essere raggiunto al termine del caricamento della fase; “Incremental multipliers” ,
che è la modalità di carico propria delle analisi “phi-c reduction”).
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Phase Ph-No. Start
phase
Calculation type Load input
Initial phase 0 0 -
<Phase 1> 1 0 Plastic Staged construction
<Phase 2> 2 1 Plastic Total multipliers
<Phase 3> 3 2 Plastic Staged construction
<Phase 4> 4 3 Plastic Staged construction
<Phase 5> 5 4 Plastic Staged construction
<Phase 6> 6 5 Plastic Staged construction
<Phase 7> 7 6 Plastic Staged construction
<Phase 8> 8 7 Plastic Staged construction
<Phase 9> 9 8 Plastic Staged construction
<Phase 10> 10 9 Plastic Staged construction
<Phase 11> 11 10 Plastic Staged construction
<Phase 12> 12 11 Plastic Staged construction
<Phase 13> 13 12 Plastic Staged construction
<Phase 14> 14 13 Phi/c reduction Incremental multipliers
<Phase 15> 15 13 Plastic Total multipliers
<Phase 16> 16 15 Phi/c reduction Incremental multipliers
<Phase 17> 17 13 Plastic Staged construction
<Phase 18> 18 17 Phi/c reduction Incremental multipliers
Tabella 9.1 - Lista fasi di calcolo.
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In particolare, la Phase 13 è particolarmente utile a fornire informazioni circa gli
spostamenti in esercizio della paratia di valle, nonché le sollecitazioni in esercizio
sui pali. Come detto, le azioni strutturali risultanti potranno anche essere usate,
amplificandole per i fattori A1, per le verifiche SLU STR dei pali.
La Phase 15 restituisce le sollecitazioni in condizioni sismiche sui pali, utilizzabili
tal quali per le verifiche SLV STR dei pali.
La Phase 17 è finalizzata a studiare il comportamento delle opere in presenza
dello scalzamento a valle della paratia di valle. Tale scenario è assimilabile ad
una “combinazione eccezionale”, così come definita al §2.5.3 di NTC2008.
Vengono valutati gli spostamenti della paratia di valle, nonché le sollecitazioni sui
pali. Le azioni strutturali risultanti, congruentemente alla “combinazione
eccezionale” delle azioni, potranno anche essere usate per le verifiche SLU STR
dei pali senza essere fattorizzate.
9.5 Parametri di calcolo
Nelle seguenti figure e tabelle sono riportati i principali parametri meccanici
impiegati nelle analisi di interazione.
Dal punto di vista generale, i parametri geotecnici di riferimento vengono desunti
dal §6.
Per i terreni è stato utilizzato un modello costitutivo elastoplastico con criterio di
rottura Mohr-Coulomb espresso in termini di tensioni efficaci e parametri drenati.
I micropali ed i pali sono stati simulati introducendo nel modello numerico
elementi “plates” a comportamento elastico, governato dalla rigidezza flessionale
EI e assiale EA.
Il tratto libero dei tiranti è stato simulato con elementi “node-to-node anchors”,
cioè con molle a comportamento elastico lineare, a rigidezza normale EA
costante.
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Il bulbo dei tiranti è stato simulato con elementi “geogrids”, cioè con componenti
a comportamento elastico lineare, la cui unica proprietà caratteristica è la
rigidezza normale EA.
Figura 9.16 – Materiali.
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Mohr-Coulomb
1
TERRENO 2
2
TERRENO 3
3
TERRA
RINFORZATA
4
FRANA FR
Type Drained Drained Drained Drained
unsat [kN/m³] 18,00 19,00 20,00 18,00
sat [kN/m³] 18,00 19,00 20,00 18,00
Eref [kN/m²] 17000,000 50000,000 100000,000 10000,000
[-] 0,350 0,350 0,300 0,350
cref [kN/m²] 17,00 30,00 100,00 5,00
[°] 25,00 24,00 35,00 25,00
[°] 0,00 0,00 0,00 0,00
Rinter. [-] 0,67 0,67 0,67 0,67
Interface
permeability
Neutral Neutral Neutral Neutral
Tabella 9.2 - Parametri geotecnici.
No. Identification EA EI
[kN/m] [kNm²/m]
1 Paratia valle 1,2361E7 7,7254E5
2 Paratia monte 3,5229E6 15583,00
No. Identification EA
[kN/m] [-]
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No. Identification EA
[kN/m] [-]
1 Tiranti_bulbo 196006,00 0,00
No. Identification EA L spacing
[kN] [m]
1 L libera I ordine 111000,00 2,40
2 L libera II ordine 111000,00 2,00
PARATIA DI VALLE - PALI
Ecls 31476 MPa modulo elastico malta
DPALO 1000 mm diametro palo
s 2 m interasse orizzontale
IPALO 4908738.5 cm4 inerzia
A 785398.2 mm2
area palo
EA 12360596 kN/m rigidezza assiale
EI 772537 kNm2/m rigidezza flessionale
deq 0.866 m spessore equivalente
PARATIA DI MONTE - MICROPALI
Eg 31476 MPa modulo elastico malta
En 210000 MPa modulo elastico tubo
DDH 220 mm diametro foro
de 139.7 mm diametro esterno tubolare
s 8 mm spessore tubolare
Sh 0.4 m interasse orizzontale
An 3310.0 mm2 area tubolare
Ag 22685.4 mm2
area camicia esterna
A 25995.4 mm2
area camicia esterna + tubolare
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Eeq 54207.42 MPa modulo equivalente
EA 3522852 kN/m rigidezza assiale
EI 15583 kNm2/m
rigidezza flessionale
deq 0.230 m spessore equivalente
PARATIA DI MONTE - TIRANTI, LUNGHEZZA LIBERA
En 200000 MPa modulo elastico acciaio
Atrefolo 139 mm2 diametro foro
n 4 mm numero trefoli
A 556 mm2 area grouted soil-nail
EA 1.11E+05 kN/m rigidezza assiale
PARATIA DI MONTE - TIRANTI, BULBO
Eg 22000 MPa grout
DDH 150 mm diametro foro
1.1 - coefficiente sbulbamento
D 165 mm diametro bulbo
Sh 2.4 m interasse orizzontale
A 21382.5 mm2 area grouted soil
EA/Sh 196006 kN/m rigidezza assiale
Tabella 9.3 – Proprietà meccaniche micropali.
9.6 Risultati delle analisi
Di seguito si analizzano in dettaglio esclusivamente i risultati relativi alla termine
della fase di costruzione della terra rinforzata dopo la disattivazione della paratia
di monte (Phase 13), in fase sismica (Phase 15) e nella combinazione
eccezionale di scalzamento a valle della paratia di valle (Phase 17).
Per maggiori dettagli, si rimanda alla consultazione dell’allegato di calcolo cfr.
(“Allegato D - Relazione di calcolo Triparni – Opere di sostegno”, rif:. R15 di cui
al §3).
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Le seguenti figure mostrano i risultati delle analisi in termini di spostamenti della
paratia di valle e sollecitazioni sui pali.
Figura 9.17 - Analisi FEM paratia di valle, PHASE 13: spostamenti paratia di valle
(valore max: 16mm).
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Figura 7.4 - Analisi FEM paratia di valle, PHASE 13: diagramma del momento
flettente (valore max: 53kNm/m)
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Figura 7.5 - Analisi FEM paratia di valle, PHASE 13: diagramma del taglio (valore
max: 31kN/m).
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Figura 7.4 - Analisi FEM paratia di valle, PHASE 15: diagramma del momento
flettente (valore max: 210kNm/m)
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Figura 7.5 - Analisi FEM paratia di valle, PHASE 15: diagramma del taglio (valore
max: 97kN/m).
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Figura 9.18 - Analisi FEM paratia di valle, PHASE 17: spostamenti paratia di valle
(valore max: 32mm).
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Figura 7.4 - Analisi FEM paratia di valle, PHASE 17: diagramma del momento
flettente (valore max: 225kNm/m)
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Figura 7.5 - Analisi FEM paratia di valle, PHASE 17: diagramma del taglio (valore
max: 113kN/m).
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Relativamente agli spostamenti della paratia di valle, si osserva che i valori
stimati dall’analisi numerica risultano compatibili con la funzionalità dell’opera. In
particolare, i massimi spostamenti orizzontali attesi in condizioni di esercizio
(Phase 13) sono pari a 16mm, quelli determinati in presenza dello scalzamento
(Phase 17) pari a 32mm. L’entità di questi ultimi è da ritenersi accettabile in
relazione alle condizioni di verifica esaminate (combinazione eccezionale).
Nella seguente tabella vengono riepilogate le azioni sollecitanti in termini di
momento kM e di taglio kV desunte dall’analisi numerica per ciascuna fase
costruttiva.
Phase Mk Vk
- kNm/m kN/m
13 53 31
15 210 97
17 225 113
Tabella 9.4 - Analisi FEM paratia di valle: sollecitazioni sui pali.
In relazione alle verifiche strutturali del palo, risulta dunque:
Phase 13: mkNmmkNmMM kd /69/533.13.1 ;
mkNmkNmVV kd /40/313.13.1 .
Phase 15 (sismica): mkNmMM kd /210 ;
mkNVV kd /97 .
Phase 17 (eccezionale): mkNmMM kd /225 ;
mkNVV kd /113 .
La combinazione più gravosa, dunque, che viene impiegata nelle verifiche
strutturali del palo è quella connessa alla combinazione eccezionale di
scalzamento.
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9 . 6 . 1 V e r i f i c a SL U a f l e s s i o n e d e l p a l o
Si opera la verifica di resistenza a presso-flessione del palo in combinazione
eccezionale, che risulta lo scenario di verifica maggiormente gravoso in termini di
sollecitazioni di progetto.
A favore di sicurezza si omette il valore dell’azione assiale EdN agente,
corrispondente al peso del palo paloW fino alla quota alla quale si massimizza il
momento.
Tenuto conto che i pali sono disposti ad interasse pari a 2.0m, risulta:
kNmmmkNmiMM palidEd 5500.2/225 .
Viene predisposta un’armatura longitudinale 2420 .
La Tabella 9.5 e la Figura 9.19 riassumono i risultati della verifica.
fA MEd MRd
- kN*m kN*m
2024 (90.48 cm2) 550 1331
Tabella 9.5 – Paratia di valle: riepilogo verifica a flessione del palo.
La verifica risulta soddisfatta in quanto il massimo momento sollecitante EdM
risulta inferiore al massimo momento resistente RdM .
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Figura 9.19 – Paratia di valle: verifica a flessione del palo.
9 . 6 . 2 V e r i f i c a SL U a t a g l i o d e l p a l o
La sezione del palo è stata verificata a favore di sicurezza come una sezione non
armata a taglio.
Il valore di calcolo dell’azione tagliante EdV deve rispettare la condizione
1RdEd VV , in cui RdV è la resistenza di calcolo a taglio in assenza di specifica
armatura a taglio (cfr §4.1.2.1.3.1 NTC 2008):
dbfkV wcpccklRd 15.0/10018.031
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dove:
220015.0 dk
2123
min 035.0 ckfkv
d altezza utile della sezione(in mm)
dbA wsll rapporto geoemtrico dell’armatura longitudinale ( 02.0 )
cEdcp AN tensione media di compressione nella sezione( cdf2.0 )
wb larghezza minima della sezione (in mm)
In base alle indicazioni riportate sul Bollettino CEB nr. 137, allegato 5, per la
verifica a taglio di una sezione circolare in c.a. nel caso di armatura distribuita
uniformemente si può considerare una sezione rettangolare equivalente con:
o base equivalente PALOwb 9.0
o altezza utile equivalente 2264.045.0 PALOPALOPALOed
dove:
PALO è il diametro del palo e è il copriferro.
In base ai valori delle azioni sui pali dedotte dall’analisi numerica in combinazione
eccezionale e tenuto conto che i pali sono disposti ad interasse pari a 2.0m,
risulta:
kNmmmkNmiVV palidEd 2260.2/113 .
In Tabella 9.6 viene fornito il dettaglio della verifica a taglio.
VEd 226 kN
palo 1000 mm
60 mm
bw 900 mm
d 693.2 mm
k 1.54
Asl 90.48 cm2
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l 0.015
NEd 0 N
Ac 785398 mm2
cp 0.00 MPa
fck 25 MPa
fcd 14.2 MPa
cp/fcd 0.00 ≤0.2
c 1.5
VRd 381 kN
Tabella 9.6 – Paratia di valle: verifica a taglio del palo.
Il massimo taglio sollecitante EdV risulta inferiore al taglio resistente RdV , per cui
la verifica risulta soddisfatta.
Si disporrà comunque un’armatura minima costituita da spirale cm20/12 .
9 . 6 . 3 V e r i f i c a SL U a l c a r i c o l i m i t e o r i z z o n t a l e d e l p a l o
Per pali sottoposti a carichi orizzontali, viene impiegato l’”Approccio 2” (in
condizioni sismiche SLV diventa M1+R3, coefficienti parziali delle azioni 1F ).
La verifica viene condotta con riferimento al palo isolato.
Deve essere rispettata la condizione d dE R, dove:
dE valore di progetto del carico orizzontale;
dR valore di progetto della capacità portante del palo per carichi orizzontali.
Si è adottata la procedura di seguito riportata.
1. Determinazione del valore di calcolo del carico limite per azioni orizzontali
caltrR , . Tale grandezza è da intendersi come valore medio. Pertanto,
sussiste la corrispondenza mediacaltrcaltr RR ,, .
2. Il valore caratteristico ktrR , è determinato a mezzo delle relazione:
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3
,
,
mediacaltr
ktr
RR .
I coefficienti di riduzione 3 , tratti dalla Tabella 6.4.IV al §6.4.3.1.1 di NTC
2008, permettono di tenere in conto, tramite il numero di verticali di prova
indagate n , la variabilità dei terreni di fondazione. Essi vengono di seguito
tabulati.
Si è adottato per 70.13 , corrispondente a 1n .
3. La capacità portante di progetto per azioni orizzontali dtrR , è ottenuta
applicando i coefficienti parziali di sicurezza T del set R3 di cui in Tabella
6.4.IV al §6.4.3.1.2 di NTC 2008 al valore caratteristico ktrR , , riportata nel
seguito.
Si è dunque adottato 3.1T .
Il valore della portata limite di progetto per carichi trasversali del singolo palo
viene dunque valutata secondo la seguente espressione:
T
ktr
dtr
RR
,
, .
Le analisi sono svolte mediante l’utilizzo del foglio di calcolo i calcoli sono stati
eseguiti con il programma PALI_CARICO LIMITE AZIONI ORIZZONTALI -
PROGETTI E CALCOLI DI GEOTECNICA CON EXCEL VOL 1 - ED. DEI, che
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permette di valutare le interazioni fra il palo sollecitato da azioni laterali ed il
terreno.
È stata utilizzata la teoria sviluppata da Broms (1964), che si basa sulle seguenti
ipotesi:
palo immerso in un terreno omogeneo
comportamento dell’interfaccia palo-terreno di tipo rigido perfettamente
plastico;
forma della sezione trasversale del palo ininfluente, è importante solo da
dimensione d della sezione del palo.
comportamento flessione del palo di tipo rigido-perfettamente plastico e
cioè assume che le rotazioni elastiche del palo siano trascurabili finchè il
momento flettente non attinga il valore yM di plasticizzazione. A questo
punto si forma nella sezione una “cerniera plastica”, perciò la rotazione
continua indefinitamente sotto momento costante.
Si è considerata la testa del palo impedita di ruotare.
Tenuto conto della natura coesiva del TERRENO 3 connesso con il palo, viene
condotta una duplice verifica, sia con riferimento alle condizioni non drenate
che a quelle drenate.
Nel caso di rottura non drenata, la resistenza viene espressa in termini di
tensioni totali. Coerentemente con le valutazioni di cui al §6, si è assunto il valore
della resistenza non drenata kPaSu 100 .
Il diagramma di distribuzione della resistenza lungo il fusto del palo è illustrato in
Figura 9.20 (“terreni coesivi”).
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Figura 9.20 – Diagramma di distribuzione della resistenza trasversale p.
I possibili meccanismi di rottura sono presentati in Figura 9.21 e possono essere
indicati come rottura a palo “corto” (non si raggiunge il momento di
plasticizzazione yM in nessuna sezione del palo), “intermedio” (si raggiunge
yM all’attacco palo-fondazione) e “lungo” ( yM raggiunto anche in una sezione
lungo il fusto).
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Figura 9.21 – Rottura non drenata: possibili meccanismi di rottura.
Le equazioni risolventi per il carico limite nei tre casi vengono di seguito riportate.
palo “corto” ;
palo “intermedio” ;
palo “lungo” .
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Nel caso di rottura drenata, la resistenza viene espressa in termini di tensioni
efficaci. La verifica viene seguita per un mezzo puramente attritivo, dunque
caratterizzato da 24' e 0'c .
Il diagramma di distribuzione della resistenza lungo il fusto del palo è illustrato
ancora in Figura 9.20 (“terreni incoerenti”).
I possibili meccanismi di rottura sono presentati in Figura 9.22 (palo “corto”,
“intermedio” e “lungo”).
Figura 9.22 – Rottura drenata: possibili meccanismi di rottura.
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Le equazioni risolventi per il carico limite drenato nei tre casi vengono di seguito
riportate.
palo “corto” ;
palo “intermedio” ;
palo “lungo” .
In base ai valori delle azioni sui pali dedotte dall’analisi numerica in combinazione
eccezionale e tenuto conto che i pali sono disposti ad interasse pari a 2.0m,
risulta:
kNmmmkNmiVV palidEd 2260.2/113 .
Di seguito si riportano i risultati del calcolo del carico limite orizzontale di progetto
dtrR , nello scenario “combinazione eccezionale”.
Per la determinazione del momento di plasticizzazione yM si è considerato il
palo realizzato con calcestruzzo di classe C25/30, armato con 2420 , copriferro
netto 5 cm.
Il valore del carico limite di progetto per azioni orizzontali di compressione dtrR , è
pari a 552kN nel caso non drenato, 290kN nel caso drenato, con quest’ultimo,
dunque, dimensionante.
La verifica è, dunque, soddisfatta.
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Diametro = 1000 (mm)
Raggio = 500 (mm)
Sforzo Normale = 0 (kN)
Caratteristiche dei Materiali
calcestruzzo
Rck = 30 (Mpa)
fck = 25 (Mpa)
c = 1.5
cc 0.85
fcd =cc fck /c = 14.17 (Mpa)
Acciaio
tipo di acciaio
fyk = 450 (Mpa)
s = 1.15
fyd = fyk /s / E = 391.3 (Mpa)
Es = 206000 (Mpa)
y s = 0.190%
uk = 10.000%
Armature
numero diametro (mm) area (mm2) copriferro (mm)
20 24 9047.79 62
0 18 0.00 70
0 8 0.00 30
Momento di Plasticizzazione
My = 1328.7 (kN m)
Calcolo del momento di plasticizzazione di una sezione circolare
calcolo
R
Ai
copriferro
D
Inserisci
Figura 9.23 – Calcolo del momento di plasticizzazione My del palo.
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opera Triparni - Paratia di valle - Condizioni non drenate
R
permanenti
G
variabili
Q' cu T
A1+M1+R1 1.30 1.50 1.00 1.00 1.00
A2+M1+R2 1.00 1.30 1.00 1.00 1.60
A1+M1+R3 1.30 1.50 1.00 1.00 1.30
SISMA 1.00 1.00 1.00 1.00 1.30
DM88 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00
definiti dal progettista 1.30 1.50 1.25 1.40 1.00
3 1.70 1.65 1.60 1.55 1.50 1.45 1.40 1.00 1.00
4 1.70 1.55 1.48 1.42 1.34 1.28 1.21 1.00 1.00
kp cu kp cu
(m) (kN/m3) (kN/m
3) (°) (kPa) (°) (kPa)
p.c.=strato 1 283.60 19 9 1.00 100 1.00 100
1.00 1.00
1.00 1.00
1.00 1.00
1.00 1.00
1.00 1.00
Quota falda (m)
Diametro del palo D (m)
Lunghezza del palo L (m)
Momento di plasticizzazione palo My (kNm)
Step di calcolo (m)
H medio H minimo
Palo lungo 1219.5 (kN) 1219.5 (kN)
Palo intermedio 1719.0 (kN) 1719.0 (kN)
Palo corto 4950.0 (kN) 4950.0 (kN)
Hmed 1219.5 (kN) Palo lungo Hmin 1219.5 (kN) Palo lungo
(kN)
(kN)
Carico Assiale Permanente (G): G = (kN)
Carico Assiale variabile (Q): Q = (kN)
(kN)
1.00
FS = Hd / Fd = 2.44
226
Fd = G· G + Q · Q = 226.00
≥10 T.A. prog.
SLU
Hd = Hk/T 551.81
0.01
strati terreno descrizione quote
n1 2
coefficienti parziali
Metodo di calcolo
A M
'
3 4 5 7
717.35Hk = Min(H med/ 3; R min/ 4)
Parametri medi Parametri minimi
283.6
7.00
1328.69
D
q. falda
H
L
quota strato 2
quota strato ...
quota strato 1
strato 2
strato 3
strato 4
strato 5
strato 6
Calcolo(ctrl+r)
Figura 9.24 – Verifica per carichi trasversali, condizioni non drenate.
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opera Triparni - Paratia di valle - Condizioni drenate
R
permanenti
G
variabili
Q' cu T
A1+M1+R1 1.30 1.50 1.00 1.00 1.00
A2+M1+R2 1.00 1.30 1.00 1.00 1.60
A1+M1+R3 1.30 1.50 1.00 1.00 1.30
SISMA 1.00 1.00 1.00 1.00 1.30
DM88 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00
definiti dal progettista 1.30 1.50 1.25 1.40 1.00
3 1.70 1.65 1.60 1.55 1.50 1.45 1.40 1.00 1.00
4 1.70 1.55 1.48 1.42 1.34 1.28 1.21 1.00 1.00
kp cu kp cu
(m) (kN/m3) (kN/m
3) (°) (kPa) (°) (kPa)
p.c.=strato 1 283.60 19 9 24 2.37 24 2.37
1.00 1.00
1.00 1.00
1.00 1.00
1.00 1.00
1.00 1.00
Quota falda (m)
Diametro del palo D (m)
Lunghezza del palo L (m)
Momento di plasticizzazione palo My (kNm)
Step di calcolo (m)
H medio H minimo
Palo lungo 798.7 (kN) 798.7 (kN)
Palo intermedio 641.2 (kN) 641.2 (kN)
Palo corto 1568.5 (kN) 1568.5 (kN)
Hmed 641.2 (kN) Palo intermedio Hmin 641.2 (kN) Palo intermedio
(kN)
(kN)
Carico Assiale Permanente (G): G = (kN)
Carico Assiale variabile (Q): Q = (kN)
(kN)
1.00
FS = Hd / Fd = 1.28
226
Fd = G· G + Q · Q = 226.00
≥10 T.A. prog.
SLU
Hd = Hk/T 290.15
0.01
strati terreno descrizione quote
n1 2
coefficienti parziali
Metodo di calcolo
A M
'
3 4 5 7
377.19Hk = Min(H med/ 3; R min/ 4)
Parametri medi Parametri minimi
283.6
7.00
1328.66
D
q. falda
H
L
quota strato 2
quota strato ...
quota strato 1
strato 2
strato 3
strato 4
strato 5
strato 6
Calcolo(ctrl+r)
Figura 9.25 – Verifica per carichi trasversali, condizioni drenate.
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9 . 6 . 4 V e r i f i c a SL E d e l l e t e n s i o n i i n e s e r c i z i o n e l p a l o
Secondo quanto previsto da NTC2008 la §4.1.2.2.5 e dalla Circolare esplicativa
n.617 al §C4.1.2.2.5, per la verifica allo SLE delle tensioni massime di
compressione nel calcestruzzo, andrà verificato che il valore della tensione
massima nel calcestruzzo max,c soddisfi le relazioni:
ckc f 45.0max, nella combinazione quasi permanente
ckc f 60.0max, nella combinazione rara
in cui ckf è la resistenza caratteristica cubica a compressione del cls a 28 giorni.
Si noti come, per le paratie in progetto, la verifica venga eseguita con riferimento
al solo SLE quasi permanente. Infatti, adottando cautelativamente valori unitari
per i coefficienti di combinazione 0, 1
e 2, le tre combinazioni - quasi
permanente, frequente e rara – coincidono. La verifica viene allora effettuata con
riferimento alla combinazione quasi permanente, che comporta la verifica più
restrittiva.
Occorre verificare anche che la tensione massima nelle armature max,s soddisfi
la relazione:
yks f 8.0max,
con ykf tensione caratteristica di snervamento dell’acciaio.
In base ai valori delle azioni sui pali dedotte dall’analisi numerica allo SLE (Phase
13) e tenuto conto che i pali sono disposti ad interasse pari a 2.0m, risulta:
kNmmmkNmiMM palidEd 1380.2/69 .
Tenuto conto delle caratteristiche dei materiali di lavoro utilizzati deve, dunque,
risultare:
MPafckc 25.1145.0max, ;
MPaf yks 3608.0max, .
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Il calcolo delle tensioni a SLE è riportato nelle seguenti figure.
Le verifiche risultano soddisfatte.
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DEFINIZIONE DEI MATERIALI
Calcestruzzo - Rif. UNI EN 1992 - 1 - 1 : 2005
Resistenza caratteristica cubica
Rck 30 [MPa]
Resistenza caratteristica cilindrica
fck 25 [MPa]
Coefficiente di sicurezza parziale per il calcestruzzo
c 1.5 [-]
Coefficiente che tiene conto degli effetti di lungo termine
cc 0.85 [-]
Valore medio della resistenza a compressione cilindrica
fcm 33 [MPa]
fcm = fck + 8
Valore medio della resistenza a trazione assiale del calcestruzzo
fctm 2.6 [MPa]
fctm = 0,3 fck2/3 fck <= 50 [MPa]
fctm = 2,12 ln(1+ fcm/10) fck > 50 [MPa]
Valore caratteristico della resistenza a trazione assiale (frattile 5%)
fctk;0,05 1.8 [MPa]
fctk;0,05 = 0,7 fctm
Valore caratteristico della resistenza a trazione assiale (frattile 95%)
fctk;0,95 3.3 [MPa]
fctk;0,95 = 1,3 fctm
Modulo di elasticità secante del calcestruzzo
Ecm 31476 [MPa]
Ecm = 22[fcm/10]0,3 in [GPa]
Deformazione di contrazione nel calcestruzzo alla tensione fc
c1 0.0020 [-]
c1 = 2,0 + 0,085(fck - 50)0,53 fck >= 50 [MPa]
Deformazione ultima di contrazione nel calcestruzzo
cu 0.0035 [-]
cu = 2,6 + 35[(90 - fck)/100]4 fck >= 50 [MPa]
Resistenza di progetto a compressione del calcestruzzo fcd 14.17 [MPa]
fcd =cc fck / c
Resistenza di progetto a trazione del calcestruzzo fctd 1.20 [MPa]
fctd = fctk;0,05 / c
Tensione ammissibile nel calcestruzzo nella combinazione caratteristica c,caratt. 15 [MPa]
c,caratt. = 0,6 fck
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Tensione ammissibile nel calcestruzzo nella combinazione quasi permanente c,q.p. 11.25 [MPa]
c,q.p. = 0,45 fck
Acciaio - Rif. UNI EN 1992 - 1 - 1 : 2005
Resistenza a snervamento dell'acciaio
fyk 450 [MPa]
Coefficiente di sicurezza parziale per l'acciaio
s 1.15 [-]
Modulo di elasticità secante dell'acciaio
Es 200000 [MPa]
Deformazione a snervamento dell'acciaio
yd 0.001957 [-]
yd = fyd / Es
Deformazione ultima dell'acciaio
su 0.01 [-]
su = 1%
Resistenza di progetto a trazione dell'acciaio fyd 391.3 [MPa]
fyd = fyk /s
Tensione ammissibile nell'acciaio per le combinazioni a SLS s 360 [MPa]
s = 0,8 fyk
Tabella 9.7 – Caratteristiche dei materiali.
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Figura 9.26 – Paratia di valle, tensioni in esercizio.
9 . 6 . 5 V e r i f i c a SL E a f e s s u r a z i o n e d e l p a l o
Per assicurare la funzionalità e la durata delle strutture è necessario non
superare uno stato limite di fessurazione adeguato alle condizioni ambientali, alle
sollecitazioni ed alla sensibilità delle armature alla corrosione.
La verifica a fessurazione avviene ai sensi di quanto disposto al §4.1.2.2.4 di
NTC 2008 e al §C4.1.2.2.4.6 della Circolare esplicativa n.617.
Lo stato limite di fessurazione viene fissato in funzione delle condizioni ambientali
e della sensibilità delle armature alla corrosione, come descritto nel seguito.
Dal punto di vista generale debbono prendersi in considerazione le combinazioni
di carico allo SLE quasi permanenti e frequenti.
Visto che per le azioni sulle paratie relativamente alle verifiche allo SLE si sono
assunti unitari i coefficienti di combinazione 1i e 2i
dell’ i-esima azione
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variabile, perché riferiti ad azioni spesso statisticamente indipendenti e perché di
difficile attribuzione, conseguentemente le combinazioni quasi permanente e
frequente coincidono. La verifica viene allora effettuata con riferimento alla
combinazione quasi permanente, che comporta valori nominali limite di apertura
della fessura più restrittivi.
Nel caso delle paratie in oggetto, si considerano condizioni ambientali ordinarie.
Le paratie sono armate con armatura ordinaria, da considerarsi poco sensibili nei
confronti della corrosione.
Il calcolo a fessurazione è avvenuto quindi nel rispetto delle prescrizioni
contenute in Tabella 9.8.
Condizioni ambientali
Combinazione di azioni
Armatura Poco sensibile
stato limite dw
Ordinarie XC2
quasi permanente
apertura fessure
mmw 3.02
Tabella 9.8 – Stato limite di fessurazione SLE: criteri di scelta.
Di seguito si riporta il calcolo a fessurazione. La tensione in esercizio, indicata
con s , viene desunta dal §9.6.4
La verifica risulta ottemperata.
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Dati
ϑs 58 N/mm² Tensione massima armatura tesa sezione fessurata
Rck 30.0 N/mm² Resistenza caratteristica cubica cls
φl 24 mm Diametro barre longitudinali
φs 12 mm Diametro staffe o spirale
n 20 Numero ferri longitudinali
c 50 mm Ricoprimento del calcestruzzo
D 1000 mm Diametro
kt 0.4 kt=0,6 ;0,4 carichi breve durata/lunga durata
k2 0.5 k2=0,5 ;1,0 caso flessione/trazione semplice
k1 0.8 k1=0,8 ;1,6 barre aderenza migliorata/lisce
w 0.3 mm Valore limite apertura fessure
Dati
fck 24.9 N/mm² Resistenza caratteristica cilindrica cls
i 134 mm Interasse ferri longitudinali
Aφ 452 mm² Area barra longitudinale
Es 210000.0 N/mm² Modulo elastico acciaio da c.a
fctm 2.6 N/mm² Resistenza a trazione media cls
Ecm 31447.2 N/mm² Modulo elastico medio cls
αe 6.68 Rapporto Es/Ecm
fcm 32.9 N/mm² Resistenza media cls
ρeff 0.0273 Rapporto area acciaio/area efficace
εsm1 0.000065 Deformazione unitaria media barre di calcolo
εsm2 0.000166 Deformazione unitaria media barre valore minimo
εsm 0.000166 Deformazione unitaria media
k3 3.4 Coefficiente
k4 0.4 Coefficiente
Δsmax 319.7 mm Distanza massima tra le fessure
wd 0.053 mm Valore di calcolo apertura fessure
Verica fessurazione sezione circolare
CIRCOLARE 2/02/2009 N°617 Par.C.4.1.2.2.4.6
Tabella 9.9 - Paratia di valle, verifica a fessurazione.
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10 VERIFICHE DI STABIL I TÀ GLOBALE
10.1 Tipologie di analisi
Si procede all’accertamento delle condizioni di stabilità relativamente alle
seguenti configurazioni:
definitiva: le verifiche di stabilità vengono condotte nella configurazione
di pendio risultante a seguito dell’attuazione degli interventi in progetto;
provvisionale: l’analisi consiste nel verificare le condizioni di sicurezza
della paratia di micropali provvisionale posta a protezione dello che
permette l’asportazione del precedente rilevato rinforzato franato e la
costruzione della nuova terra rinforzata.
Nella configurazione definitiva, i calcoli di verifica sono stati eseguiti sia in
presenza della palificata di valle, sia in sua assenza, in modo da giustificarne
l’adozione e da quantificare l’entità del miglioramento delle condizioni di
sicurezza a seguito dell’applicazione dell’intervento. La paratia di monte,
provvisionale, non viene modellata nelle analisi. Si è fatto riferimento sia alle
condizioni statiche che a quelle sismiche.
La configurazione provvisionale, coerentemente con la natura temporanea
di tale scenario, è stato analizzato riferendosi alle sole condizioni statiche.
In definitiva, sono state condotte le cinque differenti tipologie di analisi
riepilogate.
Analisi Configurazione Paratia di
monte
Paratia di
valle Combinazione
1 Definitiva No No Statica
2 Definitiva No No Sismica
3 Definitiva No Sì Statica
4 Definitiva No Sì Sismica
5 Provvisionale Sì - Statica
Tabella 10.1 – Stabilità globale: scenari di verifica.
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10.2 Approccio normativo
Le verifiche vengono condotte in ottemperanza al D.M. 14/01/2008
(“NTC2008”) con il metodo degli stati limite ultimi SLU (sicurezza nei confronti
della rottura).
Nella configurazione definitiva sono state condotte due differenti serie di
analisi, statiche SLU e pseudostatiche SLV.
Per i criteri di implementazione delle azioni sismiche nelle analisi delle
scarpate definitive si rimanda al §10.4.
Gli scavi temporanei non sono stati verificati nei confronti delle “azioni
sismiche”, assodatone il carattere provvisionale: come esplicitato dalla
normativa al § 2.4.1, infatti, le verifiche sismiche di opere provvisorie possono
omettersi quando la relativa vita nominale sia inferiori a 2 anni. Per gli scavi
temporanei sono, quindi, sufficienti le sole analisi statiche SLU.
Si sono adottati i criteri di verifica dei fronti di scavo e delle opere in materiali
sciolti, per i quali la normativa di riferimento D.M. 14/01/2008 “NTC2008”
indica il medesimo approccio di verifica.
La valutazione del grado di sicurezza è avvenuta con riferimento a quanto
disposto nell’impianto normativo NTC 2008 al § 6.8.2 per le analisi statiche e
al § 7.11.3.5 e § 7.11.4 per le verifiche sismiche.
La verifica SLU/SLV è soddisfatta se avviene il rispetto della condizione
d dE R, con dE
valore di progetto dell’azione o del suo effetto e dR valore di
progetto della resistenza del sistema geotecnico.
Per le verifiche di sicurezza globali di fronti di scavo, in ottemperanza alle
prescrizioni normative, è da impiegarsi l’Approccio Progettuale 1,
Combinazione 2 (A2+M2+R2 per il caso statico SLU, M2+R2 per quello
sismico SLV, in cui i coefficienti amplificativi delle azioni sono unitari).
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In questo tipo di combinazione vengono incrementati i carichi variabili (in
campo statico) e vengono fattorizzati i parametri del terreno e le resistenze
del sistema geotecnico.
Di seguito, limitatamente al caso di interesse, si riassumono i valori numerici
dei coefficienti parziali sulle azioni ( F ) e sui materiali ( M ) in accordo con
NTC 2008.
ANALISI CASO
AZIONI – F
PROPRIETÀ TERRENO -
M
Permanenti Variabili
Tan
'
'c Sfavorevoli Favorevoli Sfavorevoli Favorevoli
1, 3, 5 SLU
A2+M2+R2 1.0 1.0 1.3 0 1.25 1.25 1.0
2, 4 SLV 1.0 1.0 1.0 0 1.25 1.25 1.0
Tabella 10.2 – Approccio di calcolo e coefficienti parziali di sicurezza.
La resistenza di progetto dR del sistema geotecnico viene dedotta come (cfr.
§6.2.3.1 di NTC2008):
d
M
kkF
R
d aX
FRR ;;1
Il coefficiente di sicurezza parziale R che opera direttamente sulla
resistenza del sistema, coerentemente con il set R2 relativamente alle
condizioni di stabilità dei fronti di scavo, è pari a 1.1.
Ciò sta a significare che, una volta amplificate le azioni e parzializzate le
caratteristiche geotecniche dei terreni nei modi sopra precisati, si adotta un
coefficiente di sicurezza minimo pari a FSadm=R=1.1, in condizioni
statiche e pseudostatiche.
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10.3 Metodi di analisi e codice di calcolo
Le verifiche di stabilità sono state realizzate con i metodi all’equilibrio
limite.
Il codice di calcolo utilizzato per effettuare le analisi è SLIDE 6.0, prodotto da
ROCSCIENCE Inc..
Esso è in grado di fornire una soluzione generale del problema bidimensionale di
stabilità, ricavandone il coefficiente di sicurezza FS come il fattore di cui deve
essere ridotta la resistenza disponibile lungo la superficie di rottura per portare la
massa potenzialmente instabile in uno stato di equilibrio limite.
La valutazione del coefficiente di sicurezza viene effettuata per tentativi,
generando un gran numero di superfici di scivolamento con un algoritmo pseudo-
casuale.
Nelle analisi di stabilità è stato utilizzato il metodo GLE (General Limit Equilibrium
– FREDLUND e KRAHN, 1977), basato sul contemporaneo equilibrio delle forze
e dei momenti e facente parte della famiglia dei cosiddetti metodi delle strisce.
Il calcolo viene effettuato in modo iterativo, calcolando i fattori di sicurezza
rispetto all’equilibrio globale delle forze e dei momenti ( fF e mF
), fino ad
ottenere una soddisfacente convergenza dei risultati, con la restituzione di un
unico coefficiente di sicurezza FS .
Le ipotesi di calcolo e i fondamenti teorici del metodo sono diffusamente presenti
in letteratura, alla quale si rimanda per un inquadramento metodologico di
dettaglio.
Le ipotetiche superfici di rottura sono state fornite al programma tramite una
griglia di centri di rotazione e delle condizioni di vincolo, consistenti in intervalli
sulla superficie topografica che fissano le zone di immersione (a monte della
paratia) e di riaffioramento (a valle della struttura) delle superfici di scorrimento
plausibili per la geometria esaminata.
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Il software sottopone a verifica tutta la famiglia di superfici cinematicamente
compatibili con le condizioni a contorno imposte, fino ad individuare la superficie
di minima resistenza.
Le analisi di stabilità sono state eseguite nelle condizioni di lungo termine,
utilizzando il criterio di rottura di Mohr-Coulomb espresso in termini di tensioni
efficaci.
Si sono cautelativamente adottati i parametri drenati anche nelle verifiche
statiche SLU degli scavi provvisionali e in quelle sismiche SLV in
configurazione definitiva, benché entrambe avrebbero potuto riferirsi alle
condizioni non drenate ed alle tensioni totali (in particolare, nello scenario
sismico SLV, in virtù dell’elevata velocità di deformazione associata ad un
processo di natura dinamica e dell’assenza, dunque, di moto relativo fra la
fase fluida e lo scheletro solido, la quasi totalità dei fenomeni deformativi
direttamente prodotti da terremoti, anche per terreni a grana grossa, avviene
in condizioni di drenaggio di fatto impedite – cfr. Zienkiewicz et al., 1980;
l’azione sismica si svolge, dunque, in condizioni non drenate e le verifiche allo
SLV potrebbero condursi in termini di tensioni totali, con riferimento alla
resistenza non drenata uS del mezzo). Tenuto conto, tuttavia, che a livello
locale, come osservato in §6, il sondaggio S1i ha evidenziato la presenza di
materiale sabbio-limoso, soprattutto per le verifiche degli scavi provvisionali si
è preferito far riferimento ai parametri efficaci, ritenendo che i livelli più
grossolani possano costituire delle linee di drenaggio preferenziali,
instaurando di fatto le condizioni drenate.
10.4 Azioni sismiche
L’accertamento delle condizioni di stabilità nella configurazione definitiva è
avvenuto anche con riferimento alle “azioni sismiche”, secondo le prescrizioni
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contenute ai §7.11.3.5 e §7.11.4 di NTC 2008. Le azioni indotte dal sisma,
tipicamente dinamiche, sono state simulate attraverso un insieme di forze
statiche equivalenti all‘azione inerziale (“metodo pseudo-statico”). Tali forze
sono proporzionali, per il tramite di due coefficienti sismici hk e hv kk 5.0 ,
al peso della massa potenzialmente instabile delimitata dalla superficie di
scorrimento. Nelle verifiche condotte con i metodi delle strisce, ai quali
appartiene il metodo GLE, la forza statica equivalente viene applicata al
baricentro di ciascuna striscia.
In particolare, per l’azione sismica verticale, si è valutato il solo caso in cui
essa sia rivolta nel senso opposto alla gravità ( 0vk ), visto che l’assunzione
di vk positivo conduce a risultati per lo più meno gravosi e comunque
confrontabili.
Si riportano in Tabella 10.3 i valori delle principali grandezze sismiche per il
sito di progetto specializzati per fronti di scavo e relativi al periodo di ritorno
RT associato allo stato limite di salvaguardia della vita SLV, ricavati a partire
dalla caratterizzazione di pericolosità sismica del sito.
Classe Stato limite VN CU VR PVR TR ag Ss ST S amax s kh,s kv,s
- - anni - anni - anni g - - - g - - -
II SLV 50 1.0 75 10% 475 0.266 1.314 1.2 1.577 0.419 0.28 0.12 -0.06
Tabella 10.3 – Grandezze sismiche.
dove:
VN vita nominale;
CU coefficiente d’uso;
VR vita di riferimento;
PVR probabilità di superamento nel periodo di riferimento;
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ag accelerazione sismica massima attesa di un sito di riferimento
rigido con superficie topografica orizzontale;
SS coefficiente di amplificazione stratigrafica;
ST coefficiente di amplificazione topografica;
S= SS·ST;
amax= SS·ST·ag;
s coefficiente di riduzione dell’accelerazione massima attesa al sito
per fronti di scavo (come indicato al §7.11.4 di NTC 2008 mutuato
dalle prescrizioni di cui al §7.11.3.5.2 per i penddi naturali);
shk , coefficiente pseudostatico orizzontale per fronti di scavo;
svk , coefficiente pseudostatico verticale per fronti di scavo.
In definitiva si sono adottati i coefficienti pseudostatici 12.0, shk e
06.0, svk .
10.5 Sezioni di verifica e stratigrafie di progetto
Le verifiche di stabilità sono state eseguite in corrispondenza della Sezione di
progetto n.8, la cui criticità è già stata ampiamente discussa nelle precedenti
sezioni del presente elaborato.
Nella seguente figura viene riportato il modello stratigrafico utilizzato, valutato in
corrispondenza della Sezione geologico-getecnica n.8.
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Figura 10.1 – Modello stratigrafico: sezione geologico-getecnica n.8.
Nella tabella seguente vengono riassunte le caratteristiche geotecniche
adottate nelle analisi di stabilità, desunti dal §6.
Vengono riportati tanto i valori caratteristici kX delle proprietà del terreno che
i valori di progetto dX, con questi ultimi di diretto impiego nelle analisi
geotecniche.
Analisi Unità Colore
(kN/m3)
c’k
(kPa) ’ k
(°)
c’d
(kPa) ’ d
(°)
1,2,3,4
TERRENO 2 18.0 17 25 13.6 20.5
TERRENO 3 19.0 30 24 24 19.6
RILEVATO 20.0 0 35 0 29.3
5
TERRENO 2 18.0 10 25 8 20.5
TERRENO 3 19.0 30 24 24 19.6
Tabella 10.4 – Caratteristiche geotecniche (valori caratteristici Xk e di progetto Xd).
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Il livello di falda schematizzato in Figura 10.1 è da intendersi rappresentativo
delle condizioni idrauliche attuali ante-operam.
La costruzione delle opere presuppone la modifica del regime idraulico del
pendio.
Per una puntuale definizione del regime delle pressioni interstiziali di calcolo
si rimanda alle figure di output delle analisi di stabilità (cfr.§10.7).
10.6 Carichi
In Tabella 10.5 vengono riassunti il valore caratteristico kq e di progetto dq
dei sovraccarichi considerati nelle analisi.
In particolare, per tener conto della possibile presenza di carichi variabili, si è
considerato un valore caratteristico del sovraccarico agente pari a kPaqk 20
nella configurazione definitiva, uniformemente distribuito sull’intera larghezza
utile della piazza, di kPaqk 10 nella configurazione provvisoria di scavo,
agente immediatamente a tergo della paratia di micropali di monte.
qd
(kPa)
Carico qk
(kPa) Tipo
ANALISI
1
ANALISI
2
ANALISI
3
ANALISI
4
ANALISI
5
Traffico
veicolare/Piazzale 20 Variabile 26 4 26 4 -
Traffico
veicolare/Macchine
operatrici
10 Variabile - - - - 13
Edifici 40 Permanente 40 40 40 40 40
Tabella 10.5 - Sovraccarichi: valori caratteristici qk e di progetto qd.
Relativamente alle verifiche SLU, per i carichi temporanei, l’intensità caratteristica
del carico è stata opportunamente amplificata nelle analisi secondo il coefficiente
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parziale per azioni variabili sfavorevoli 1.3Qi
per la combinazione statica SLU
A2+M2+R2, senza tener conto, invece, di un coefficiente di combinazione 0i
con le altre azioni, coerentemente con la combinazione “fondamentale” delle
azioni di cui al §2.5.3 di NTC2008.
Per quanto attiene le verifiche sismiche SLV M2+R2, invece, coerentemente con
la combinazione “sismica” delle azioni riportata al §2.5.3 di NTC2008, l’azione
accidentale viene presa col suo valore caratteristico, riducendone il valore, però,
a mezzo del cofficiente di combinazione i2, il quale evita che la struttura venga
impegnata dalla contestuale applicazione di carichi di natura evidentemente
accidentale con bassa probabilità di occorrenza simultanea.
E’ utile ricordare che per strutture “sensibili” quali i ponti, la normativa indica al
§3.2.4 un valore di 2i pari a 0.2 per i carichi dovuti al transito dei mezzi: in
considerazione di quanto sopra, si è ritenuto tale valore definitivamente
rappresentativo anche per le analisi in oggetto.
Per i carichi permanenti con cui è stata simulata la presenza degli edifici a monte,
l’intensità caratteristica del carico non viene amplificata nelle analisi, in ragione
del coefficiente parziale per azioni permanenti sfavorevoli 0.11 G per la
combinazione SLU A2+M2+R2/SLV M2+M2, senza tener conto, invece, di un
coefficiente di combinazione 0i con le altre azioni, coerentemente con la
combinazione “fondamentale” delle azioni di cui al §2.5.3 di NTC2008.
10.7 Risultati delle analisi
Nelle tabelle e figure seguenti sono riportati i risultati delle verifiche di stabilità in
termini di superficie critica, centro di rotazione associato, coefficiente di sicurezza
minimo minFS e curve di livello dei coefficienti di sicurezza (“isoasfaliche”) sulla
griglia dei centri delle superfici circolari analizzate.
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Nella Tabella 10.6, il soddisfacimento della verifica è segnalato dalla dicitura “ok”
con fondo verde, il non soddisfacimento dalla dicitura “no” con fondo rosso.
Per maggiori dettagli, si rimanda alla consultazione dell’allegato di calcolo (cfr.
“Allegato D - Relazione di calcolo Triparni – Opere di sostegno”, rif:. R15 di cui al
§3).
Analisi Configurazione Paratia di
monte
Paratia di
valle Combinazione
Fattore di
sicurezza
calcolato
FS
Fattore di
sicurezza
richiesto
FS adm
Esito
verifica
1 Definitiva No No Statica SLU
A2+M2+R2 1.200 1.1 ok
2 Definitiva No No Sismica SLV
M2+R2 1.018 1.1 no
3 Definitiva No Sì Statica SLU
A2+M2+R2 1.306 1.1 ok
4 Definitiva No Sì Sismica SLV
M2+R2 1.103 1.1 ok
5 Provvisionale - - Statica SLU
A2+M2+R2 1.111 1.1 ok
Tabella 10.6 - Risultati delle analisi di stabilità globale.
A sintesi dei risultati ottenuti si possono effettuare le seguenti osservazioni.
La verifica di stabilità effettuata in condizioni SLV M2+R2 pseudostatica
senza paratia di valle (ANALISI 2 di Tabella 10.6) ha fornito un
coefficiente di sicurezza minimo pari a 01.1FS , inferiore al livello di
sicurezza minimo prefissato ( 10.1admFS ); in Figura 10.3 viene anche
riportata la “Safety Map”, in cui vengono evidenziate in un’unica banda
colorata di arancione tutte le potenziali superfici di scorrimento con
10.1FS , dunque non a norma. L’esito sfavorevole di tale analisi ha
determinato l’adozione della palificata di valle per il ripristino di adeguate
condizioni di sicurezza riguardo i meccanismi di stato limite individuati.
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Nella configurazione di progetto in presenza della palificata di valle,
si osserva che il coefficiente di sicurezza minimo risulta superiore
agli standard di sicurezza imposti dalla normativa di riferimento
(FSadm=R=1.10) e che, perciò, è assicurata la stabilità geotecnica
delle opere. A movimenti di insieme più estesi e generalizzati a più ampie
zone del versante, che fanno riferimento a potenziali superfici di rottura
più profonde, o, comunque, a superfici di scivolamento diverse da quelle
graficate nelle figure di output, competono fattori di sicurezza più elevati.
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1.2001.200
W
W
26.00 kN/m2 26.00 kN/m2 40.00 kN/m2
1.2001.200
Material Name ColorUnit Weight
(kN/m3)Strength Type
Cohesion
(kPa)
Phi
(deg)
TERRENO 2 18 Mohr-Coulomb 13.6 20.5
TERRENO 3 19 Mohr-Coulomb 24 19.6
RILEVATO RIL 20 Mohr-Coulomb 0 29.3
Support Name Color TypeTensile Strength
(kN/m)
GEOGRIGLIA Rp=45kN/m GeoTextile 18.44
GEOGRIGLIA Rp=60kN/m GeoTextile 24.59
GEOGRIGLIA Rp=90kN/m GeoTextile 36.89
GEOGRIGLIA Rp=120kN/m GeoTextile 49.18
5.6
6.0
4.2
Safety Factor
0.000
0.500
1.000
1.500
2.000
2.500
3.000
3.500
4.000
4.500
5.000
5.500
6.000+
31
03
05
30
02
95
29
02
85
28
02
75
27
0
-15 -10 -5 0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 Figura 10.2 – Analisi 1.
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1.0181.018
W
W
4.00 kN/m2 4.00 kN/m2 40.00 kN/m2
1.0181.018
Material Name ColorUnit Weight
(kN/m3)Strength Type
Cohesion
(kPa)
Phi
(deg)
TERRENO 2 18 Mohr-Coulomb 13.6 20.5
TERRENO 3 19 Mohr-Coulomb 24 19.6
RILEVATO RIL 20 Mohr-Coulomb 0 29.3
Support Name Color TypeTensile Strength
(kN/m)
GEOGRIGLIA Rp=45kN/m GeoTextile 18.44
GEOGRIGLIA Rp=60kN/m GeoTextile 24.59
GEOGRIGLIA Rp=90kN/m GeoTextile 36.89
GEOGRIGLIA Rp=120kN/m GeoTextile 49.18
5.6
6.0
4.2
0.12
0.06
Safety Factor
0.000
0.500
1.000
1.500
2.000
2.500
3.000
3.500
4.000
4.500
5.000
5.500
6.000+
31
03
05
30
02
95
29
02
85
28
02
75
27
0
-25 -20 -15 -10 -5 0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60
Figura 10.3 – Analisi 2.
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1.3061.306
W
W
26.00 kN/m2 26.00 kN/m2 40.00 kN/m2
1.3061.306
Material Name ColorUnit Weight
(kN/m3)Strength Type
Cohesion
(kPa)
Phi
(deg)
TERRENO 2 18 Mohr-Coulomb 13.6 20.5
TERRENO 3 19 Mohr-Coulomb 24 19.6
RILEVATO RIL 20 Mohr-Coulomb 0 29.3
Support Name Color TypeTensile Strength
(kN/m)
GEOGRIGLIA Rp=45kN/m GeoTextile 18.44
GEOGRIGLIA Rp=60kN/m GeoTextile 24.59
GEOGRIGLIA Rp=90kN/m GeoTextile 36.89
GEOGRIGLIA Rp=120kN/m GeoTextile 49.18
Support Name Color TypeOut-Of-Plane
Spacing (m)
Pile Shear
Strength (kN)
PALI phi 1000, i=2.0m Micro Pile 2 500
Safety Factor
0.000
0.500
1.000
1.500
2.000
2.500
3.000
3.500
4.000
4.500
5.000
5.500
6.000+
31
03
05
30
02
95
29
02
85
28
02
75
27
0
-20 -15 -10 -5 0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 Figura 10.4 – Analisi 3.
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PISCOPIO – TRIPARNI EX TRACCIATO FERROVIE CALABRO LUCANE E LONGOBARDI
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1.1031.103
W
W
4.00 kN/m2 4.00 kN/m2 40.00 kN/m2
1.1031.103
Material Name ColorUnit Weight
(kN/m3)Strength Type
Cohesion
(kPa)
Phi
(deg)
TERRENO 2 18 Mohr-Coulomb 13.6 20.5
TERRENO 3 19 Mohr-Coulomb 24 19.6
RILEVATO RIL 20 Mohr-Coulomb 0 29.3
Support Name Color TypeTensile Strength
(kN/m)
GEOGRIGLIA Rp=45kN/m GeoTextile 18.44
GEOGRIGLIA Rp=60kN/m GeoTextile 24.59
GEOGRIGLIA Rp=90kN/m GeoTextile 36.89
GEOGRIGLIA Rp=120kN/m GeoTextile 49.18
Support Name Color TypeOut-Of-Plane
Spacing (m)
Pile Shear
Strength (kN)
PALI phi 1000, i=2.0m Micro Pile 2 500
0.12
0.06
Safety Factor
0.000
0.500
1.000
1.500
2.000
2.500
3.000
3.500
4.000
4.500
5.000
5.500
6.000+
30
53
00
29
52
90
28
52
80
27
5
-15 -10 -5 0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 Figura 10.5 – Analisi 4.
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1.1111.111
W
W
40.00 kN/m2 13.00 kN/m2 1.1111.111
3.5
4.0
Material Name ColorUnit Weight
(kN/m3)Strength Type
Cohesion
(kPa)
Phi
(deg)
TERRENO 2 18 Mohr-Coulomb 8 20.5
TERRENO 3 19 Mohr-Coulomb 24 19.6
CLS 25/30 25 Infinite strength
Support Name Color Type Force ApplicationOut-Of-Plane
Spacing (m)
Tensile Capacity
(kN)
Bond Length
(m)
Bond Strength
(kN/m)
Pile Shear
Strength (kN)
MICROPALI de=139.7mm, sp.8mm, i=0.4m Micro Pile Passive (Method B) 0.4 410
TIRANTI I ORDINEGrouted
TiebackActive (Method A) 2.4 807 10 41
TIRANTI II ORDINEGrouted
TiebackActive (Method A) 2 807 11 41
Safety Factor
0.000
0.500
1.000
1.500
2.000
2.500
3.000
3.500
4.000
4.500
5.000
5.500
6.000+
31
03
05
30
02
95
29
02
85
28
02
75
-30 -25 -20 -15 -10 -5 0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 Figura 10.6 – Analisi 5.
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11 PIANO DEI MONITORAGG I E DEI CONTROLLI
11.1 Introduzione
Il piano di monitoraggio prevede il controllo, durante la realizzazione dei lavori e
nella fase post-operam, di:
opera in terra rinforzata;
paratia berlinese di monte provvisionale;
paratia di pali di grande diametro di valle definitiva.
Saranno tenuti sotto osservazione i seguenti parametri:
variazioni delle pressioni interstiziali;
eventuali spostamenti planoaltimetrici e rotazioni delle paratie;
eventuali spostamenti orizzontali in profondità del versante;
eventuali spostamenti planoaltimetrici, rotazioni e deformazioni dell’opera
in terra rinforzata.
Per l'esecuzione del programma di monitoraggio si prevede, quindi, di utilizzare
la seguente strumentazione:
piezometri Casagrande e a tubo aperto (a rilevamento manuale);
colonne inclinometriche verticali (a rilevamento manuale);
mire topografiche (a rilevamento manuale).
Il monitoraggio del comportamento delle opere è finalizzato alla misura del
campo di spostamenti, durante e successivamente allo scavo, con lo scopo di
controllare che gli spostamenti siano in linea con i valori previsti in progetto.
L’elaborazione ed il controllo di qualità dei dati, misurati periodicamente,
consentiranno di controllare con sufficiente precisione il comportamento
dell’opera con lo scopo di garantire la sicurezza delle maestranze e dei
macchinari presenti nell’area e, ove necessario, di intervenire prontamente con
opportune misure di correzione (inserimento di un livello di tiranti in più,
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realizzazione di banchinamenti di terreno, ecc.), qualora il monitoraggio
evidenziasse risposte differenti rispetto alle ipotesi progettuali (ad esempio
spostamenti eccessivi).
La misura degli spostamenti della struttura di sostegno prevede l’applicazione dei
metodi tradizionali di misura con misure topografiche di precisione da effettuare
tramite stazione totale di alta precisione. I prismi ottici saranno ubicati, con un
interasse orizzontale variabile, in corrispondenza della sommità della paratia
provvisoria di monte, del ciglio di scarpata del fronte del rilevato rinforzato e a
differenti altezze nell’ambito del corpo della terra rinforzata stessa.
Per individuare eventuali fenomeni di instabilità e seguire l’andamento delle
deformazioni, non solo in superficie, ma anche a diverse profondità, è prevista
l’installazione di colonne inclinometriche in testa al paramento della terra
rinforzata e a valle della paratia definitiva di valle. Le guide dovranno essere tali
che una delle due sia ortogonale all’allineamento dei pali e una abbia stessa
direzione.
L’ubicazione esatta degli strumenti verrà definita in corso d’opera, in funzione di
quanto rilevato.
Le letture di tali strumenti dovranno essere eseguite, con opportuna frequenza,
sia durante le fasi di sbancamento dell’area, sia durante tutto il periodo in cui lo
scavo rimarrà aperto per i lavori di costruzione del terra rinforzata, sia a seguito
del completamento dell’opera.
Il monitoraggio prevede le seguenti fasi fondamentali:
• Fase 1): installazione della strumentazione e materializzazione delle
stazioni e dei punti di misura;
• Fase 2): misure di zero;
• Fase 3): misure periodiche.
Le misure di zero degli inclinometri e sulle mire poste in corrispondenza della
trave di testa della paratia di monte dovranno essere eseguite prima dell’inizio
delle operazioni di scavo.
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Le misure di zero saranno condotte utilizzando la stessa metodologia e le stesse
apparecchiature da adottare per le misure successive e saranno
immediatamente elaborate e sottoposte a controllo di qualità; nel caso tale
controllo si rivelasse non soddisfacente, le misure saranno ripetute fino ad
ottenere un elevato grado di qualità e di coerenza.
I riferimenti topografici andranno letti in corrispondenza delle diverse fasi di scavo
e di rinterro secondo quanto specificato nel seguito.
Terminati i lavori di costruzione, sarà necessario eseguire ulteriori letture di
controllo secondo le frequenze stabilite nel seguito.
Va evidenziato che la determinazione del campo dei movimenti effettivamente
riscontrato nel periodo indicato potrà consigliare un diradamento o un
raffittimento delle misure successive; pertanto la cadenza delle letture potrà
essere rimodulata in corso d’opera in funzione dei dati emersi durante i controlli.
Eventuali integrazioni/variazioni al piano di monitoraggio potranno essere stabilite
in corso d’opera, di concerto con la Direzione Lavori.
11.2 Monitoraggio della terra rinforzata e della paratia definitiva di valle
Per il controllo dell'opera di sostegno in terra rinforzata, si prevede di realizzare
due sezioni principali strumentate (sezioni di progetto n.4 e 8) e due sezioni
minori (sezioni di progetto n.6 e 10).
Lungo le sezioni principali (sezioni di progetto n.4 e 8) si prevede il monitoraggio:
in testa al paramento ed a valle con una colonna inclinometrica per il
controllo degli eventuali spostamenti orizzontali in profondità;
a monte ed a valle con una verticale piezometrica attrezzata con una
coppia di piezometri a tubo aperto e cella Casagrande a differenti quote,
per il controllo delle variazioni delle pressioni interstiziali;
lungo il profilo, mediante allineamenti longitudinali e trasversali di punti
topografici (microprismi), per il controllo di eventuali spostamenti
planoaltimetrici e rotazioni.
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Lungo le sezioni secondarie (sezioni di progetto n.6 e 10) si prevede il
monitoraggio:
lungo il profilo, mediante allineamenti longitudinali e trasversali di punti
topografici (microprismi), per il controllo di eventuali spostamenti
planoaltimetrici e rotazioni.
11.3 Monitoraggio della paratia provvisionale di monte
La palificata di monte verrà monitorata mediante:
punti topografici (microprismi), per il controllo di eventuali spostamenti
planoaltimetrici.
11.4 Metodologie di rilievo
Il piano di monitoraggio prevede l'utilizzo di strumentazione a rilevamento
manuale.
In particolare, verranno acquisite periodicamente in modalità manuale:
le misure inclinometriche sulle colonne verticali;
le misure freatimetriche sui piezometri;
le misure geodetiche sulle opere (terra rinforzata e palificate).
La tabella alla pagina seguente riporta tipologia, quantità e metodo di rilievo per
ciascuna opera monitorata.
Rete di Monitoraggio
Opera Tipologia misure Misura
Paratia di monte Geodetiche Manuale
Terre Rinf. Inclinometriche Manuale
Terre Rinf. Piezometriche Manuale
Terre Rinf. Geodetiche Manuale
Tabella 11.1 – Monitoraggio: tipologia, quantità e metodo di rilievo.
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11.5 Frequenza di lettura della strumentazione di monitoraggio
Di seguito vengono riportate le frequenze dei rilievi nelle varie fasi operative.
Paratia provvisionale di monte
Fase Operativa Tipologia misure Frequenza delle misure
Realizz. pali e scavo Geodetiche 1 volta/7 gg
Realizzazione terra
rinforzata
Giorni 1÷30
Geodetiche 1 volta/10 gg
Realizzazione terra
rinforzata
Giorni 31÷fine
Geodetiche 1 volta/15 gg
Tabella 11.2 - Paratia provvisionale di monte: frequenza di lettura della
strumentazione di monitoraggio.
Terra rinforzata e paratia definitiva di valle
Fase Operativa Opera Tipologia misure Frequenza delle misure
Realizzazione terra
rinforzata
Giorni 1÷10
Terra rinforzata e Paratia di
valle
Inclinometriche a
valle 1 volta/gg
Realizzazione terra
rinforzata
Giorni 1÷10
Terra rinforzata e Paratia di
valle Geodetiche 1 volta/gg
Realizzazione terra
rinforzata
Giorni 11÷fine
Terra rinforzata e Paratia di
valle Inclinometriche a
valle 1 volta/3 gg
Realizzazione terra
rinforzata
Giorni 11÷fine
Terra rinforzata e Paratia di
valle Geodetiche 1 volta/3 gg
Post Operam Giorni
1÷360
Terra rinforzata e Paratia di
valle Inclinometriche a
valle 1 volta/mese
Post Operam Giorni
1÷360
Terra rinforzata e Paratia di
valle Geodetiche 1 volta/mese
Post Operam >360
gg
Terra rinforzata e Paratia di
valle Inclinometriche a
valle 1 volta/6 mesi
Post Operam >360
gg
Terra rinforzata e Paratia di
valle Geodetiche 1 volta/6 mesi
Post Operam Giorni
1÷360 Terra rinforzata Inclinometriche a
monte 1 volta/mese
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Terra rinforzata e paratia definitiva di valle
Fase Operativa Opera Tipologia misure Frequenza delle misure
Post Operam Giorni
1÷360 Terra rinforzata Piezometriche 1 volta/mese
Post Operam >360
gg Terra rinforzata Inclinometriche a
monte 1 volta/6 mesi
Post Operam >360
gg Terra rinforzata Piezometriche 1 volta/6 mesi
Tabella 11.3 – Terra rinforzata e paratia definitiva di valle: frequenza di lettura della
strumentazione di monitoraggio.
Le tabelle riportano le frequenze di lettura da seguire nel caso in cui i valori
misurati rimangano al di sotto dei valori di progetto. Il superamento di tali valori
implica l’incremento della frequenza delle misure, allo scopo di stabilire e
monitorare la velocità con la quale il fenomeno si evolve, in modo da valutare la
tendenza ad instaurarsi di fenomeni ad evoluzione rapida che potrebbero, in
particolari situazioni, divenire potenzialmente incontrollabili. Il suo superamento,
inoltre, implica il coinvolgimento della D.L. per la valutazione dell’attuazione di
opportune contromisure. Le contromisure da adottare in caso di superamento dei
limiti hanno lo scopo di riportare la situazione reale entro i limiti previsti in
progetto, ovvero rinforzare le strutture perché possano risultare comunque stabili.
Per la corretta interpretazione degli spostamenti, e dei confronti con i valori di
progetto, dovranno essere preventivamente verificate le precisioni strumentali
restituite dai diversi sistemi di strumenti di monitoraggio installati in sito. A tale
riguardo si evidenzia l’importanza di iniziare il monitoraggio prima dell’inizio delle
lavorazioni, in modo da avere più letture eseguite in assenza di perturbazioni
indotte dalle lavorazioni.
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11.6 Modalità di installazione e caratteristiche tecniche dei sistemi di
monitoraggio
I fori in cui saranno installati i piezometri e gli inclinometri saranno realizzati a
distruzione di nucleo.
1 1 . 6 . 1 I n c l i n o m e t r i v e r t i c a l i
I tubi inclinometrici dovranno essere installati alla profondità massima nei fori di
sondaggio indicati nella tavola di progetto, alla fine delle attività di perforazione.
La deviazione dalla verticale del foro non dovrà essere superiore al 2%.
Dovranno essere utilizzati tubi in ABS o in alluminio dotati di n.4 guide.
Le dimensioni del tubo inclinometrico dovranno essere scelte in funzione del
diametro del foro di sondaggio e delle dimensioni della sonda inclinometrica.
I tubi inclinometrici, che dovranno essere disponibili in spezzoni di 3 m, dovranno
soddisfare i seguenti requisiti:
spiralatura dei tubi inferiore a 1°/m;
assoluta perpendicolarità delle sezioni terminali degli spezzoni di tubo
rispetto all’asse del tubo, con la tolleranza di 1°.
I tubi inclinometrici dovranno essere assemblati mediante manicotti di giunzione,
della lunghezza minima di 300 mm, tali da avere una rotazione massima su
ciascun giunto pari ad 1°.
Alle guide, la differenza tra il tubo inclinometrico e il manicotto di giunzione dovrà
essere minore di 1 mm.
I manicotti di giunzione dovranno essere fissati alla sezione del tubo mediante
l’applicazione di un opportuno strato di mastice lungo l’intera superficie di
contatto ed un minimo di n.4 rivetti (per ciascun spezzone di tubo). Il giunto dovrà
essere completato mediante avvolgimento con abbondante nastro adesivo
facendo attenzione a non applicare una torsione al giunto stesso.
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La parte terminale inferiore del tubo dovrà essere chiusa da un tappo fissato al
tubo nel medesimo modo sopra descritto per le giunzioni.
Il tubo inclinometrico dovrà essere posizionato nel foro di sondaggio con una
coppia di guide (tra cui la guida di riferimento n.1) allineate nella direzione di
massima pendenza del versante o nella direzione ortogonale all’asse
longitudinale dell’opera di sostegno monitorata.
La corona circolare tra il tubo e la parete del foro dovrà essere accuratamente
cementata mediante iniezione di una miscela acqua/cemento/bentonite
(proporzioni in peso rispettivamente di 100:30:5), da eseguire a bassissima
pressione a partire dal fondo foro e fino alla fuoriuscita di miscela pulita in
superficie. Il galleggiamento del tubo inclinometrico dovrà essere impedito tramite
il riempimento con acqua e/o altri sistemi che mantengano il tubo in leggera
tensione. Non è consentito mantenere il tubo inclinometrico in posizione
esercitando pressione dall’alto.
Al termine dell’inserimento del tubo nel foro, il rivestimento in acciaio temporaneo
(se presente) dovrà essere estratto evitando qualsiasi rotazione (solo
sollevamento) per evitare danni e/o lo spiralamento del tubo inclinometrico ed
aggiungendo miscela cementizia per compensare il volume del rivestimento in
estrazione. Un ulteriore rabbocco della malta nel foro sarà effettuato, se
necessario, per compensare la sedimentazione o la penetrazione nel terreno
circostante.
Successivamente, il tubo inclinometrico dovrà essere accuratamente lavato con
acqua pulita e con un utensile adatto con getti radiali.
L'installazione del tubo inclinometrico dovrà essere verificata inserendo per tutta
la profondità una “sonda testimone” avente le stesse dimensioni delle
attrezzature da utilizzare nelle prove successive.
Ciascun tubo inclinometrico dovrà essere protetto in superficie con un chiusino
dotato di coperchio metallico. Il coperchio dovrà essere dotato di una serratura e
due copie delle chiavi dovranno essere consegnate all’APPALTATORE alla fine
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dei lavori sul campo. Il chiusino metallico e la parte terminale del tubo
inclinometrico dovranno essere solidarizzati a una struttura in c.a., come illustrato
nella Figura 11.1, al fine di poter permettere il rilievo topografico della testa
dell’inclinometro.
L’inclinometro dovrà essere ben segnalato e reso facilmente visibile in cantiere in
maniera tale da evitare danneggiamenti. Si potranno materializzare intorno
all’inclinometro quattro aste di altezza pari a 1.5-2.0 m su cui verranno avvolte
due strisce di rete + nastro segnaletico catarifrangente disposte a 0.75/1.0 e
1.5/2.0 m di altezza, o delle astine metalliche orizzontali.
La guida orientata lungo la direzione di massima pendenza del versante dovrà
essere scelta come guida di riferimento (guida n.1) e segnata in modo indelebile;
la numerazione delle altre guide dovrà adattarsi al software di acquisizione ed
interpretazione dei dati utilizzato dal SUBAPPALTATORE, sottoposto alla
preventiva approvazione dell’APPALTATORE.
Almeno 10÷14 giorni dopo l'installazione, la funzionalità del tubo inclinometrico
dovrà essere verificata controllando la continuità e l'allineamento degli spezzoni
di tubo e che l'inclinazione e la spiralatura dei tubi soddisfino i requisiti sopra
citati.
La continuità ed il corretto allineamento dei segmenti di tubo dovranno essere
controllati per mezzo di un "sonda testimone" di caratteristiche meccaniche
analoghe a quelle della sonda che verrà utilizzata per misure successive; la
“sonda testimone” verrà inserita lungo le guide fino alla profondità massima del
foro e quindi estratta; si ripeterà l’operazione altre tre volte con la sonda ruotata
di 90° ogni volta. Il tubo inclinometrico sarà considerato adatto per le misure
successive se la "sonda testimone" potrà essere inserita ed estratta senza
incontrare ostacoli o altre difficoltà.
La spiralatura dei tubi dovrà essere controllata per mezzo di una sonda
spiralometrica che consenta la misura dell'azimut in ogni sezione del tubo con
una sensibilità e una precisione non inferiore a 0.1°/m.
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Le misure inclinometriche dovranno essere effettuate mediante la seguente
strumentazione:
una sonda inclinometrica biassiale, costituita da un corpo di acciaio inox
munito di rotelle di guida con passo di 500 mm (intervallo di misura), dotata
di appositi sensori servoaccelerometrici per la misura dell’inclinazione, con
campo di misura di 30°, sensibilità non inferiore a 1/25.000 sen α e
assetto azimutale non superiore a 0.5°; i servoaccelerometri saranno disposti
su due piani ortogonali tra loro, dei quali uno parallelo alle scanalature di
guida e l’altro perpendicolare ad esse;
centralina portatile digitale, con appositi display per la lettura dei dati, dotata
di sistema di acquisizione;
cavo elettrico di collegamento tra la sonda inclinometrica e la centralina di
misura, con tacche vulcanizzate/inamovibili ogni 0.5 m e lunghezza non
inferiore a 50 m, con relativo rullo avvolgicavo; la distanza tra la prima tacca
di riferimento del cavo e l’asse tra le rotelle superiori della sonda
inclinometrica dovrà essere riportata nella documentazione del
SUBAPPALTATORE. L’errore della metratura del cavo dovrà essere
inferiore a 5 cm ogni 100 m e l’allungamento con carico di 20 kg inferiore allo
0.05%; il cavo dovrà inoltre garantire nel tempo la costanza della distanza tra
le tacche di misura, da verificare con bindella metrica indeformabile ad
intervalli regolari, non superiori a 6 mesi;
carrucola dotata di strozzacavo da installare temporaneamente sulla testa
del tubo inclinometrico durante le letture;
sonda testimone per il controllo dei tubi inclinometrici prima dell’inizio di una
serie di misure, con relativo rullo avvolgicavo.
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L'utilizzo di strumentazione con caratteristiche diverse da quelle sopra descritte
dovrà essere sottoposta alla preventiva autorizzazione da parte
dell’APPALTATORE.
Il SUBAPPALTATORE dovrà effettuare una prima misura non prima di 10-14
giorni dopo il completamento di installazione del tubo inclinometrico nei fori di
sondaggio; una seconda misura dovrà essere eseguita la settimana successiva.
Successivamente le misure dovranno essere effettuate ogni 15 giorni.
Alla fine dell’installazione e verifica dei tubi inclinometrici, il SUBAPPALTATORE
dovrà consegnare per ciascun inclinometro, una monografia d’installazione
riportante:
denominazione del tubo inclinometrico;
data di installazione;
ubicazione plano-altimetrica del tubo in coordinate geografiche GaussBoaga,
WSG84 e UTM-ED50; quota assoluta o relativa dell’estremità superiore del
chiusino di protezione.
una fotografia ‘di insieme’ dell’installazione con rappresentazione di punti di
riferimento riconoscibili e rilocalizzabili (strade, alberi, altri elementi naturali,
ecc.);
stratigrafia del sondaggio, qualora presente;
fotografie ad alta qualità delle cassette di sondaggio, qualora effettuato;
breve rapporto sulle modalità di realizzazione del foro, data di perforazione,
tipo di riempimento del foro, eventuali problematiche registrate in fase di
perforazione;
riferimenti consegnatario lucchetti dei chiusini;
schema grafico riportante la numerazione delle guide sovrapposto ed
orientato su uno stralcio topografico riportante le curve di livello del terreno;
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una fotografia che mostri chiaramente:
- la testa del tubo inclinometrico;
- la guida di riferimento (guida n.1), adeguatamente contrassegnata;
- una bussola affiancata alla guida di riferimento (guida n.1) che mostri la
direzione del Nord magnetico;
azimut della guida di riferimento (guida n.1);
tipologia del tubo e dei manicotti di raccordo installati e lunghezza spezzoni
qualora vengano utilizzati spezzoni diversi da 3 metri;
lunghezza dello spezzone di tubo più superficiale (quello che viene tagliato
per completare l’installazione) e lunghezza dell’elevazione rispetto al livello
del terreno della bocca-tubo;
caratteristiche della miscela utilizzata per la cementazione del tubo e
quantità assorbita durante la cementazione, distinguendo tra il volume
utilizzato per il riempimento iniziale, quello utilizzato per il rabbocco durante
l'estrazione del rivestimento e quello eventuale per compensare la
sedimentazione o la penetrazione nel terreno circostante;
schema di installazione nel foro del tubo inclinometrico;
schema con misure del pozzetto solidarizzato alla testa del tubo
inclinometrico e coordinate geografiche GaussBoaga, WSG84 e UTM-ED50
della testa di supporto per misure topografiche (cfr. Figura 11.1).
Misura di deviazione tubazione dalla verticale;
Misura della spiralatura;
Registrazione delle lettura inclinometrica di zero.
I certificati delle letture inclinometriche dovranno riportare le seguenti
informazioni:
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denominazione del tubo inclinometrico;
data di installazione;
ubicazione plano-altimetrica del tubo in coordinate geografiche GaussBoaga,
WSG84 e UTM-ED50; quota assoluta o relativa dell’estremità superiore del
chiusino di protezione.
una fotografia ‘di insieme’ dell’installazione con rappresentazione di punti di
riferimento riconoscibili e rilocalizzabili (strade, alberi ed altri elementi
naturali, ecc.);
descrizione del sistema inclinometrico con schema grafico riportante la
numerazione delle guide sovrapposto ed orientato su uno stralcio topografico
riportante le curve di livello del terreno;
una fotografia che mostri chiaramente:
- la testa del tubo inclinometrico;
- la guida di riferimento (guida n.1), adeguatamente contrassegnata;
- una bussola affiancata alla guida di riferimento (guida n.1) che mostri la
direzione del Nord magnetico;
azimut della guida di riferimento (guida n.1);
condizioni meteo al momento delle letture;
commento alle letture eseguite;
tabelle delle letture di campagna;
grafici degli spostamenti per punti ed angoli azimutali in funzione della
profondità;
grafici degli spostamenti cumulati ed angoli azimutali in funzione della
profondità;
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diagramma polare della deviazione.
La lettura dovranno essere eseguite con passo di misura 0.5 metri. Le letture di
zero dovranno essere eseguite su tutte le quattro guide; le misure successive
potranno essere eseguite su sole due guide.
Le letture inclinometriche non corrette (di zero e successive), le letture della
deviazione dalla verticale e le letture spiralometriche dovranno essere fornite
anche su supporto digitale in formato editabile in formato txt.
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Figura 11.1 – Schema di pozzetto solidarizzato a tubo inclinometro per rilievo testa
con GPS
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1 1 . 6 . 2 P i e z o m e t r o t i p o C a s a g r a n d e
Il piezometro tipo Casagrande consente il rilievo, mediante apposita sondina
elettrica (freatimetro) munita di cavo graduato, della profondità della superficie
piezometrica, attraverso l’inserimento in un foro di sondaggio di un piezometro
costituito da un filtro cilindrico collegato a due tubicini rigidi in PVC per il raccordo
con la superficie.
Il piezometro può essere attrezzato successivamente con trasduttore di
pressione per letture automatizzate.
La cella tipo Casagrande è costituita da un cilindro poroso di materiale plastico
(ad es. polietilene soffiato) o di ceramica, che dovrà avere un diametro minimo di
50 mm e una lunghezza non inferiore a 200 mm; il collegamento del cilindro
poroso con la superficie è assicurato da due tubicini rigidi in PVC (andata e
ritorno); il tubicino in andata dovrà avere diametro non inferiore a 1.5” (gas) per
permettere l’eventuale inserimento all’interno della tubazione di un trasduttore di
pressione elettrico mentre, il tubicino in ritorno dovrà avere un diametro interno
non inferiore a 15 mm e uno spessore non inferiore a 3 mm; i singoli spezzoni di
tubo, di lunghezza generalmente variabile tra 1.5 e 3 m, dovranno essere
collegati tra loro da appositi manicotti di giunzione. L’innesto tra la cella e la
tubazione da 1.5” dovrà essere realizzato mediante apposito raccordo idraulico.
Le caratteristiche generali della cella piezometrica dovranno essere le seguenti:
Filtro: Diametro esterno 55 mm circa e lunghezza tra 100 e 500 mm
Materiale: Agglomerato di polietilene o equivalente
Porosità: Tra 20 e 60 micron
L’utilizzo di celle o tubi piezometrici di materiali o dimensioni diversi da quelli
descritti dovrà essere subordinato ad approvazione da parte della Direzione
Lavori.
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La perforazione del foro di sondaggio in cui andrà installata la cella Casagrande
dovrà essere eseguita utilizzando, come fluido di circolazione, acqua oppure
fango a polimeri degradabili.
Se la cella Casagrande non deve essere posata a fondo foro, il foro dovrà essere
riempito, ritirando man mano il rivestimento, fino ad una quota di 0.5 m più bassa
di quella di installazione, con una miscela acqua-cemento-bentonite in
proporzioni tali che la consistenza della miscela, a posa avvenuta, sia simile a
quella del terreno nella zona del piezometro.
Una volta avutasi la presa, il foro deve essere accuratamente lavato con acqua
pulita (previo degrado nel caso di presenza di fango a polimeri), interponendo se
necessario un sottile tappo di palline di bentonite e ghiaietto per stabilizzare il
tetto della miscela plastica.
L'installazione seguirà le seguenti fasi, avendo cura, per ogni singolo step, di
scandagliare la profondità del foro in modo da rispettare la profondità di posa di
progetto:
posa di uno spessore di 0.5 m di sabbia grossa o ghiaietto pulito ( Ø = 1 ÷ 4
mm);
discesa a quota della cella Casagrande, precedentemente assemblata con i
due tubicini rigidi in PVC; i singoli spezzoni di tubo dovranno essere collegati
tra loro mediante appositi manicotti di giunzione, opportunamente sigillati;
posa di sabbia grossa o ghiaietto pulito ( Ø = 1 ÷ 4 mm) attorno alla cella
Casagrande e al di sopra per circa 0.5 m, ritirando man mano il rivestimento,
senza l'ausilio della rotazione, con l'avvertenza di controllare che cella e
tubicini non risalgano assieme al rivestimento;
posa di un tampone impermeabile dello spessore complessivo di 1 m,
realizzato inserendo bentonite in palline (Ø = 1 ÷ 2 cm) in strati di 20 cm
alternata a ghiaietto in strati di 2 ÷ 3 cm, ritirando sempre man mano il
rivestimento;
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riempimento del foro al di sopra del tampone impermeabile con una miscela
plastica acqua-cemento-bentonite (con proporzioni in peso rispettivamente di
100, 30 e 5), calata attraverso apposite aste discese sul fondo del foro;
sistemazione e protezione della estremità del piezometro con la creazione di
un chiusino in acciaio verniciata, ben cementato nel terreno, munito di
coperchio con lucchetto e chiavi che verranno consegnate alla Direzione
Lavori; nel caso di installazione in luoghi aperti al traffico veicolare o
pedonale (strade, piazzali, marciapiedi), e solo su specifica richiesta della
D.L., in luogo del chiusino standard dovrà essere installato idoneo chiusino
carrabile in ghisa, posto in opera a filo della pavimentazione esistente;
al termine dell’installazione dovrà essere eseguito il rilievo topografico
fornendo le coordinate plano-altimetriche della testa dello strumento. Dovrà
inoltre essere installato, un paletto identificativo con codifica dello strumento
adiacente allo stesso. In alternativa, si potrà rivettare al chiusino, o al
coperchio, un’etichetta metallica con l’identificativo dello strumento
esecuzione della prima lettura significativa, da considerarsi tale dopo aver
eseguito almeno tre letture, la prima delle quali deve avvenire a non meno di
due ore dalla realizzazione del piezometro e le successive a distanza di 24
ore l’una dall'altra, fino a completa stabilizzazione del livello dell’acqua nel
foro; la misura del livello dovrà essere eseguita in entrambi i tubi del
piezometro, controllando così che il circuito e il filtro siano liberi da bolle
d’aria o impurità che possano impedire il libero flusso dell’acqua; in caso di
rilevamento di un livello dell’acqua non uguale nei due tubi, dovrà essere
eseguito il lavaggio dei tubi; a questa fase di controllo dovrà presenziare la
Direzione Lavori che successivamente prenderà in consegna il piezometro.
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1 1 . 6 . 3 M i r e O t t i c h e
Nel piano di monitoraggio è previsto un controllo topografico degli spostamenti
nelle tre componenti spaziali. Il dato restituito dal controllo eseguito tramite
Stazione Totale permette di ricostruire il movimento dei punti nelle tre coordinate
spaziali per poter così ricostruire oltre a eventuali cedimenti e sollevamenti anche
rotazioni delle strutture. In questo caso la risoluzione attesa è pari a 1mm.
Il riscontro topografico di misura da utilizzare per il controllo tridimensionale degli
spostamenti può essere materializzato sia da mira ottica Micro Prisma MP,
costituito da un prisma riflettente in quarzo con montatura speciale per la
protezione dagli agenti atmosferici e dai raggi del sole, per letture di alta
precisione.Viene eseguita una perforazione per alloggiare la base del riscontro e
renderla solidale alla struttura tramite resine ad alta resistenza e/o tasselli.
Il Microprisma dovrà essere fornito con montatura speciale in struttura metallica
speciale per la protezione del micro prisma dagli agenti atmosferici, dai raggi del
sole per consentire al sistema di puntamento automatico della stazione robotica
la massima precisione di autocollimazione. Il Microprisma sarà a quarzo
riflettente con precisione di lavorazione delle superfici di 2”, dimensione del
quarzo 32 mm, supportando una portata del sistema automatico di puntamento
fino a 400 m.
La documentazione per ciascun punto topografico dovrà comprendere:
denominazione del punto;
data di installazione;
ubicazione plano-altimetrica del punto in coordinate geografiche
GaussBoaga, WSG84 e UTM-ED50;
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una fotografia ‘di insieme’ dell’installazione con rappresentazione di punti di
riferimento riconoscibili e rilocalizzabili (strade, alberi, altri elementi naturali,
ecc.);
schema di installazione;
misura di zero.
1 1 . 6 . 4 S t a z i o n e T o t a l i R o b o t i z z a t e
Le stazioni totali robotizzate dovranno supportare le caratteristiche tecniche
minime di seguito riportate:
• DISPOSITIVO AUTOMATICO DI PUNTAMENTO
o Portata del Dispositivo di Puntamento oltre 1000m. in
condizioni medie
o Precisione del Puntamento Automatico <1mm. a 300m.
o Velocità di Puntamento preciso <1sec.on
• LETTURA ANGOLARE
o Visualizzazione Lettura Angoli Hz / V 0,1” (o 0,1cc)
o Scarto Tipo (Precisione conforme a ISO 17123-3) 0,5” (= 1,5cc)
o Compensatore a liquido, bi-assiale. Campo 4’, precisione 0,5”.
Correzione automatica degli errori d’indice verticale, di
collimazione orizzontale, dell’asse di rotazione cannocchiale,
d’inclinazione dell’asse principale e d’eccentricità dei cerchi.
• MISURA DISTANZA con Distanziometro Infrarosso di Altissima
Precisione
o Lettura della Distanza 0,1 mm.
o Precisione (Precisione conforme a ISO 17123-4) 1mm. + 1 ppm
o Portata del Distanziometro circa 3000 m.
con un prisma
• CANNOCCHIALE ad immagine diritta e 30 ingrandimenti, con visuale
minima di 1.7 m.
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o Dispositivo di messa a Fuoco micro e macro
Lo strumento consente di eseguire misure angolari e lineari utilizzando una
procedura di ricerca e di collimazione automatica dei punti, costituiti da prismi
retroriflettori di precisione. I prismi vengono preferiti ai target per ovvie
considerazioni sulla maggior precisione e ripetibilità della misura, soprattutto in
ragione dell'utilizzo di procedure automatizzate di collimazione (ATR).
1 1 . 6 . 5 R e t e G e o d e t i c a
Nella progettazione della rete geodetica di controllo topografico si dovrà definire
una rete di inquadramento utile a garantire la stabilità del punto di stazione e, di
conseguenza, delle Stazioni Totali Robotizzate.
Qualora a causa di impedimenti logistici, burocratici e morfologici, non sia
possibile materializzare il pilastrino per il posizionamento della Stazione Totale in
un punto, all’interno della portata strumentale o a distanze comparabili con quelle
in essere tra i punti da monitorare, che sia esterno alla zona in osservazione così
da poter essere considerato con certezza come punto fisso, per controllare la
stabilità del sistema di riferimento dovranno essere posizionati almeno tre prismi,
utilizzati come punti di riferimento. I punti di riferimento dovranno essere
posizionati in un’area comunque prossima all’area in osservazione per avere
distanze dal punto di stazione simili tra questi ultimi ed i punti da monitorare. Tale
soluzione risponde alla necessità di non perdere l’efficacia delle procedure di
calibrazioni interne della stazione totale, utili a limitare gli effetti della rifrazione
atmosferica, ed inoltre, di consentire che gli eventuali errori strumentali sulle
misure angolari relativi al punto di orientamento risultino comparabili a quelli
relativi ai punti di controllo. L’installazione di punti di riferimento esterni in numero
di tre, oltre a migliorare l’efficacia della geometria della rete e la precisione del
sistema, consente inoltre di individuare eventuali fenomeni di instabilità dei punti
esterni.
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Il pilastrino di stazione sarà attrezzato con una piastra di precisione necessaria al
centramento forzato della Stazione Totale, realizzato lasciando
permanentemente in sito la base dello strumento dotata di serraggio a baionetta.
Come schema di monitoraggio si utilizzerà uno schema semplificato che prevede
la misura degli eventuali spostamenti dei punti di controllo da un’unica stazione;
senza quindi fornire misure ridondanti, ma restituendo comunque dati sufficienti
per una corretta valutazione degli eventuali spostamenti presenti. Tale soluzione
è consentita dalle caratteristiche operative (calibrazione interna della stazione
totale, ripetizioni in automatico degli strati, verifica in automatico degli errori di
chiusura, ecc.) e di precisione garantite della strumentazione topografica
utilizzata.
I prismi dovranno essere installati in posizioni con le miglior intervisibilità con il
punto di stazione e considerate meno interessata dalle future fasi di cantiere. Si
ricorda che una caratteristica dei prismi è quella di convogliare il fascio laser,
proveniente da qualsiasi direzione, al proprio centro.
1 1 . 6 . 6 M o d a l i t à d i r i l i e v o
Per l’esecuzione dei rilievi sui prismi si prescrive l'utilizzo di procedure
automatizzate di collimazione (ATR).
Nella prima sessione, effettuata con la stazione automatica, viene realizzato un
ciclo di insegnamento utilizzando delle misure di riferimento acquisite sui punti in
modalità manuale.
Ad ogni sessione di misura, prima di avviare le misure di monitoraggio in
automatico si procederà ad:
effettuare la calibrazione del compensatore biassiale;
verificare alcuni parametri di controllo del sistema;
effettuare un ciclo di verifica che esegue in automatico la collimazione
dei punti per verificarne la loro effettiva disponibilità.
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Il riconoscimento della visibilità di tutti i punti di misura inseriti nel file di
riferimento è necessario per procedere alla collimazione automatica dei punti. Nel
caso in cui un punto di monitoraggio non sia visibile (causa copertura da
attrezzature di cantiere, effetti di rifrazione o accidentali spostamenti), questo
deve essere escluso manualmente dal file di riferimento per consentire
l’esecuzione della misura automatica. Per ogni punto visibile vengono indicate le
variazioni delle tre coordinate nel sistema locale (∆Est, ∆Nord e ∆Quota) rispetto
al ciclo di insegnamento, che devono risultare al di sotto della tolleranza stabilita
(raggio di ricerca di 0.5 m).
Successivamente, si procede con il programma di monitoraggio per la misura dei
punti imponendo la realizzazione delle ripetizioni (strati), in numero di almeno 3
(tre). Al termine della misura viene effettuato un controllo dell’errore di chiusura
degli strati che fornisce i valori della deviazione standard orizzontale (in cc),
verticale (in cc) e delle distanze (in mm). Se tali valori rientrano nella tolleranza
stabilita le misure vengono archiviate. Altrimenti si dovrà procedere alla
ripetizione del rilievo.
1 1 . 6 . 7 E l a b o r a t i d i r i l i e v o
I risultati dei rilievi dovranno essere riportati in appositi report, prodotti a seguito
di ogni sessione di misura, ed in relazioni mensili. In tali documenti dovranno
essere illustrate anche le caratteristiche tecniche della strumentazione utilizzata,
che preferibilmente non dovrà essere sostituita durante l’intera campagna di
monitoraggio.
Le relazioni mensili, da trasmettere entro 5 giorni dall’esecuzione dell’ultimo
rilievo, dovranno contenere i seguenti dati, relativi a tutti i cicli di misura eseguiti
successivamente all’emissione della relazione precedente:
redazione del rapporto di rilievo con data della lettura, condizioni
climatiche, localizzazione dei punti di controllo, eventuali commenti;
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tabelle dei valori assoluti delle misure topografiche di base (distanza
inclinata, angoli zenitali e azimutali) ottenute dalla media delle letture
coniugate degli strati effettuati ad ogni sessione, con l’indicazione degli
errori stimati sulle letture (sqm);
tabella delle coordinate calcolate nel sistema di riferimento
tridimensionale locale, con l’indicazione degli errori stimati sulle
coordinate (sqm) calcolati, utilizzando gli sqm delle misure, con la
legge di propagazione delle varianza;
tabelle di sintesi della valutazione degli spostamenti relativi ed assoluti
dei punti di controllo rispetto ai precedenti interventi ed alla lettura di
zero (spostamento orizzontale -componenti x,y e risultante x,y -,
spostamento verticale, dist. orizzontale, dist. inclinata);
grafici dell’andamento delle misure nel tempo per ogni punto di
controllo e per opportuni profili concordati con il Committente
(spostamento orizzontale -componenti x,y e risultante x,y-,
spostamento verticale, dist. orizzontale, dist. Inclinata);
planimetria illustrativa dei risultati del rilievo;
commento dello stato dei punti di controllo, eventualmente corredato
da documentazione fotografica.
Il report di progresso, relativo a ciascun ciclo di misura, da trasmettere entro le 24
ore successive all’esecuzione del rilievo, dovrà contenere:
redazione del rapporto di rilievo con data della lettura, condizioni
climatiche, localizzazione dei punti di controllo, eventuali commenti;
tabelle dei valori assoluti delle misure topografiche di base (distanza
inclinata, angoli zenitali e azimutali) ottenute dalla media delle letture
coniugate degli strati effettuati ad ogni sessione, con l’indicazione degli
errori stimati sulle letture (sqm);
tabella delle coordinate calcolate nel sistema di riferimento
tridimensionale locale, con l’indicazione degli errori stimati sulle
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coordinate (sqm) calcolati, utilizzando gli sqm delle misure, con la
legge di propagazione delle varianza;
tabelle di sintesi della valutazione degli spostamenti relativi ed assoluti
dei punti di controllo rispetto ai precedenti interventi ed alla lettura di
zero (spostamento orizzontale -componenti x,y e risultante x,y -,
spostamento verticale, dist. orizzontale, dist. Inclinata).
Tutti i dati (grezzi ed elaborati) dovranno essere forniti anche informatizzati in
formato editabile.