Corso di aggiornamento professionale Progettazione geotecnica secondo le NTC 2008.

ORDINE DEGLI INGEGNERI DELLA PROVINCIA DI PISTOIA

Corso di aggiornamento professionale

“Progettazione geotecnica secondo le NTC 2008”

Pistoia, 13 maggio-24 giugno 2011

Aula Polivalente del Seminario Vescovile Via Puccini, 36 - Pistoia

Ordine degli I ngegneri della Provincia di Pistoia Via Panciatichi, 11 – 51100 Pistoia Tel. 0573 25931 - fax 0573 24383

[email protected] www.ordineingegneri.pistoia.it


Progettazione geotecnica secondo le NTC 2008

Prof. Ing. Giovanni Vannucchi

Dipartimento di Ingegneria Civile e Ambientale, Università di Firenze

La Normativa nelle indagini, caratterizzazione e modellazione

geotecnica

Pistoia, 13 Maggio 2010


Progettazione geotecnica secondo le NTC 2008

44//Corso di aggiornamento professionale: Progettazione geotecnica secondo le NTC 2008Pistoia, 13 maggio 2011

Giovanni VannucchiLa Normativa nelle indagini, caratterizzazione e modellazione geotecnica

Norme Tecniche per le Costruzioni – D.M. 14.01.2008

La Geotecnica nelle NTC 2008

Cap. 2: Sicurezza e prestazioni atteseStati Limite SLU E SLEVerifiche con i coefficienti di sicurezza parziali

Cap. 3: Azioni sulle costruzioni§ 3.2 Azione sismica

Cap. 6: Progettazione geotecnica

Cap. 7: Progettazione in presenza di azioni sismiche§ 7.11.2 Caratterizzazione geotecnica a fini sismici




2.2 STATI LIMITE

2.2.1 Stati Limite Ultimi (SLU)I principali Stati Limite Ultimi, di cui al § 2.1, sono elencati nel seguito:

………c) raggiungimento della massima capacità di resistenza di parti di strutture,

collegamenti, fondazioni;………

e) raggiungimento di meccanismi di collasso nei terreni; ………

2.2.2 Stati Limite di Esercizio (SLE)I principali Stati Limite di Esercizio, di cui al § 2.1, sono elencati nel seguito:

………b) spostamenti e deformazioni che possano limitare l’uso della costruzione,

la sua efficienza e il suo aspetto;………




Cap. 3: Azioni sulle costruzioni3.2 Azione sismica3.2.2. Categorie di sottosuolo e condizioni topografiche

“Ai fini della definizione dell’azione sismica di progetto, si rende necessario valutare l’effetto della risposta sismica locale mediante specifiche analisi, come indicato nel § 7.11.3. In assenza di tali analisi, per la definizione dell’azione sismica si può fare riferimento a un approccio semplificato, che si basa sull’individuazione di categorie di sottosuolo di riferimento (Tab. 3.2.II e 3.2.III)”.



Tabella 3.2.II – Categorie di sottosuolo

Categoria Descrizione

A Ammassi rocciosi affioranti o terreni molto rigidi caratterizzati da valori di Vs,30 superiori a 800 m/s, eventualmente comprendenti in superficie uno strato di alterazione, con spessore massimo pari a 3 m.

B Rocce tenere e depositi di terreni a grana grossa molto addensati o terreni a grana fina molto consistenti con spessori superiori a 30 m, caratterizzati da un graduale miglioramento delle proprietà meccaniche con la profondità e da valori di Vs,30 compresi tra 360 m/s e 800 m/s (ovvero NSPT,30 > 50 nei terreni a grana grossa e cu,30 > 250 kPa nei terreni a grana fina).

C Depositi di terreni a grana grossa mediamente addensati o terreni a grana fina mediamente consistenti con spessori superiori a 30 m, caratterizzati da un graduale miglioramento delle proprietà meccaniche con la profondità e da valori di Vs,30 compresi tra 180 m/s e 360 m/s (ovvero 15 < NSPT,30 < 50 nei terreni a grana grossa e 70 < cu,30 < 250 kPa nei terreni a grana fina).

D Depositi di terreni a grana grossa scarsamente addensati o di terreni a grana fina scarsamente consistenti, con spessori superiori a 30 m, caratterizzati da un graduale miglioramento delle proprietà meccaniche con la profondità e da valori di Vs,30 inferiori a 180 m/s (ovvero NSPT,30 < 15 nei terreni a grana grossa e cu,30 < 70 kPa nei terreni a grana fina).

E Terreni dei sottosuoli di tipo C o D per spessore non superiore a 20 m, posti sul substrato di riferimento (con Vs > 800 m/s).



Tabella 3.2.III – Categorie aggiuntive di sottosuolo

Categoria Descrizione

S1 Depositi di terreni caratterizzati da valori di Vs,30 inferiori a 100 m/s (ovvero 10 < cu,30 < 20 kPa), che includono uno strato di almeno 8 m di terreni a grana fina di bassa consistenza, oppure che includono almeno 3 m di torba o di argille altamente organiche.

S2 Depositi di terreni suscettibili di liquefazione, di argille sensitive o qualsiasi altra categoria di sottosuolo non classificabile nei tipi precedenti.

Per identificare la categoria di sottosuolo occorre utilizzare il valore della velocità equivalente VS,30 di propagazione delle onde di taglio entro i primi 30 metri di profondità o, in sub-ordine, il valore della resistenza penetrometrica dinamica equivalente, NSPT,30, nei terreni prevalentemente a grana grossa, e il valore della resistenza non drenata equivalente, cu,30, nei terreni prevalentemente a grana fine.



Tali valori sono calcolati con le seguenti equazioni:

s/m

Vh

30V

N,1i i,S

30,S

(3.2.1)

M,1i i,SPT

i

M,1ii

30,SPT

N

h

h

N (3.2.2)

K,1i i,u

i

K,1ii

30,u

c

h

h

c (3.2.3)



in cui:

hi è lo spessore (in metri) dell’i-esimo strato compreso nei primi 30 m di profondità;

VS,i è la velocità delle onde di taglio nell’i-esimo strato;

NSPT,i è il numero di colpi NSPT nell’i-esimo strato;

cu,i è la resistenza non drenata nell’i-esimo strato;

N è il numero di strati compresi nei primi 30 m di profondità;

M è il numero di strati di terreni a grana grossa compresi nei primi 30 m di profondità;

K è il numero di strati di terreni a grana fina compresi nei primi 30 m di profondità.



Nel caso di sottosuoli costituiti da stratificazioni di terreni a grana grossa e a grana fina, distribuite con spessori confrontabili nei primi 30 m di profondità, ricadenti nelle categorie da A ad E, quando non si disponga di misure dirette della velocità delle onde di taglio si può procedere come segue:

determinare NSPT,30 limitatamente agli strati di terreno a grana grossa compresi entro i primi 30 m di profondità;

determinare cu,30 limitatamente agli strati di terreno a grana fina compresi entro i primi 30 m di profondità;

individuare le categorie corrispondenti singolarmente ai parametri NSPT,30 e cu,30;

riferire il sottosuolo alla categoria peggiore tra quelle individuate al punto precedente.



Misure in sito della velocità delle onde sismiche

Prove in foro:

prova Down-Hole (DH)

prova Up-Hole (UH)

prova Cross-Hole (CH)

prova SVLM

Prove auto-perforanti:

Cono sismico (SCPT)

Dilatometro sismico (SDMT)

Prove sismiche superficiali:

metodo SASW

metodo MASW

metodo f-k

metodo CSW

metodo NASW



Ond

e P

e S

dir

e tte

So rg e nteR

icev

itor

iR icev itori

Sor

gen

te

Ond

e P

e S

dire

tte

a) b)

Schema geometrico della prova down-hole (a) e up-hole (b).



d1d2

Trigger (t = 0)

z

RtDispositivo di bloccaggio

e orientazione

Sistema di acquisizione

t = 0

S

SorgenteOnde S

d1d2

Trigger (t = 0)

z

RtDispositivo di bloccaggio

e orientazione


t = 0

S

SorgenteOnde S Onde P

Rivestimento in PVC

A’z

A

B

S

O

O R

R1

R2

SEZIONE

PIANTA

Sistema diricezione

Cementazione

Esempio di

apparecchiatura

utilizzata per la

prova down-

hole

(rappresentata

in sezione e in

pianta)



- disponibilità di un sondaggio stratigrafico;

- determinazione diretta del profilo di rigidezza;

- esiste standard internazionale

- disponibilità di molte registrazioni

Vantaggi

Prova Down-Hole

Svantaggi

- costo elevato;

- profondità di esplorazione limitata;

- difficoltà di rilevazione onde dirette

- difficile campionamento di strati sottili



P

R icev itoriS orgen te

O nd e S H H

O nd e S H V

O nd e PS H H

S H V

Schema geometrico della prova cross-hole



Trigger (t = 0)

z

R0tDispositivo di bloccaggio

e orientazione


t = 0

SorgenteOnde S

Onde P

OA

R1R2

SEZIONE

PIANTA

Sistema diricezione

Cementazione

AB

Rivestimentoin PVC

Input

O

R12

B

Trigger (t = 0)

z

R0tDispositivo di bloccaggio

e orientazione


t = 0

SorgenteOnde S

Onde P

OA

R1R2

SEZIONE

PIANTA

Sistema diricezione

Cementazione

AB

Rivestimentoin PVC

Input

O

R12

B

Esempio di

apparecchiatura

utilizzata per la

prova cross-

hole

(rappresentato

in sezione e in

pianta).



- (come prova DH)

- profondità di esplorazione illimitata;

- maggiore facilità di interpretazione dei segnali

- funziona bene per stratigrafie fitte e complesse

Vantaggi

Prova Cross-Hole

Svantaggi

- costo molto elevato;

- necessità di misure inclinometriche

- elevato impatto ambientale



Ond

e P

e S

dir

ette

Sorgente

Ric

evit

ori

Schema geometrico della prova con il cono (o con il dilatometro) sismico in modalità down-hole



Velocità di20 mm/s

s

1

c

S

4 letture indipendenticon la profondità:Resistenza alla punta (q )

Pressione interstiziale (u e u )2

Attrito laterale (f )

Velocità delle onde S (V )

Sismografo

Sorgente

Ricevitori

Punta conica

Apparecchiatura per prove CPTU modificata per l’esecuzione di prove down-hole



Ricevitori

Sorgente

dz dt

Schema geometrico della prova e dilatometro piatto modificato per l’esecuzione di prove down-hole



- (come prova DH)

- costo basso

- disponibilità di molte altre misure in campo statico

- disturbo nel terreno ridotto

Vantaggi

Prove SCPT e SDMT

Svantaggi

- profondità di esplorazione limitata;

- difficoltà di rilevazione onde dirette

- difficile campionamento di strati sottili, scarsa applicabilità nei terreni a grana grossa (ghiaie o sabbie molto addensate)



R icev itori

Flu id o

Sorgente

Schema geometrico della prova SVLM

Descrizione sommaria

Foro non rivestito e pieno di acqua. La sonda contiene una sorgente meccanica di vibrazioni e due ricevitori a distanza 1m. L’onda di compressione nell’acqua, al contatto con la parete del foro, generano nuove onde di pressione che raggiungono i ricevitori.



Sistemad’acquisizione

Dati

Argano

Geofonosuperiore

Geofonoinferiore

Massa

Lunghezzasonda7.6 m

Testadel cavo

Isolante

Cavo

Sorgente

Solenoide

Piatti

MollaGuida

Riduttore

Tubofiltro

Sistemad’acquisizione

Dati

Argano

Geofonosuperiore

Geofonoinferiore

Massa

Lunghezzasonda7.6 m

Testadel cavo

Isolante

Cavo

Sorgente

Solenoide

Piatti

MollaGuida

Riduttore

Tubofiltro Strumentazione utilizzata nella prova SLVM (da OYO Corporation, mod.).



- disponibilità di un sondaggio stratigrafico;

- determinazione diretta del profilo di rigidezza;

- disponibilità di molte registrazioni

- profondità di esplorazione illimitata;

- maggiore facilità di interpretazione dei segnali

- funziona bene per stratigrafie fitte e complesse

- il foro non necessita di rivestimento

Vantaggi

Prova SVLM

Svantaggi

- non esiste standard internazionale

- non consente di caratterizzare gli strati superficiali

- scarsa diffusione, specie in Europa



- scarso impatto ambientale

- basso costo

- facilità di esecuzione

- esiste standard internazionale

Vantaggi

Prove di Riflessione di Rifrazione Sismica

Svantaggi

- scarsa applicabilità in contesti urbani

- profondità di esplorazione limitata

- non funzionano bene nel caso di geometrie complesse

- forniscono valori della velocità mediati su ampi volumi di terreno



- (come prova di sismica rifr./rifl.)

- rilevano strati nascosti o inversioni di velocità

- si applicano bene anche su pavimentazioni

- possono arrivare anche a profondità di 30-50 m

Vantaggi

Prove SWM

Svantaggi

- forniscono il profilo di rigidezza solo in modo indiretto

- la affidabilità decresce con la profondità di esplorazione

- molto sensibili ai disturbi ambientali

- non si possono applicare nel caso di geometrie bidimensionali

- procedure di interpretazione molto complesse e non sempre controllabili

- non esiste standard internazionale



Nella programmazione di indagini sismiche occorre tenere conto di alcune considerazioni generali:

(i) sulle prove sismiche in foro:

Sono in genere più costose (specie le CH e DH) e dunque, soprattutto su una vasta area, deve esserne limitato il numero

Alcune di esse (SCPT, SDMT) non possono essere eseguite su tutti i tipi di terreno (sabbie dense e ghiaie)

Alcune di esse (CH, DH, SVLM) forniscono anche un profilo stratigrafico utile in fase di interpretazione

Il modello interpretativo è molto semplice e fornisce una misura diretta di VS e quindi di G0

La misura di VS è locale e puntuale, variabile con la profondità e, in alcuni casi (CH, SVLM), può raggiungere profondità superiori a 50m



(ii) sulle prove sismiche superficiali:

Sono in genere più economiche (con costi confrontabili) e possono essere coperte vaste aree

Sono di difficile esecuzione nei contesti urbani

Il modello interpretativo è molto complesso e, specie per le prove SWM, non fornisce una misura diretta di VS, bensì passa attraverso un modello numerico 1-D non applicabile in situazioni morfologiche complesse.

ATTENZIONE

Le prove geofisiche sismiche richiedono esperienza e competenza per l’esecuzione e per l’interpretazione.

È importantissimo affidarle a ditte e a personale tecnico altamente qualificato.



Esempio: Stratigrafia, ubicazione del campione indisturbato CI1 e profilo delle velocità VS, VP e del coefficiente di Poisson, , con la

profondità, z, da prova Down-Hole

0

5

10

15

20

25

30

35

40

0 400 800 1200 1600Vs, Vp [m/s]

z [m

]

Vs

Vp

0

5

10

15

20

25

30

35

40

0 0.1 0.2 0.3 0.4 0.5

z [m

]

Detrito di frana costituito da argille, marne e livelli arenitici

Detrito di frana costituto da strati millimetrici e decimetrici di marne e strati decimetrici e centimetrici di arenarie alterate. La struttura è caotica e la matrice è argillosa.

Marne fittamente stratificate alternate a strati di arenaria

Detrito di frana costituito da limi sabbiosi e sabbie limose con frazione sabbiosa grossolana crescente verso il basso.

Terreno vegetale (sabbie limose)

2.7 m

13.2

15.0

33.0

C15.2 m



Categoria B

hi = 1 mzi VS,i hi/VS,i zi VS,i hi/VS,i

( m ) ( m/s ) ( s ) ( m ) ( m/s ) ( s )1 489 2,047E-03 16 564 1,773E-032 489 2,047E-03 17 612 1,633E-033 546 1,832E-03 18 551 1,815E-034 438 2,282E-03 19 368 2,718E-035 318 3,146E-03 20 436 2,292E-036 363 2,751E-03 21 561 1,783E-037 444 2,254E-03 22 576 1,737E-038 529 1,892E-03 23 492 2,031E-039 581 1,720E-03 24 456 2,195E-03

10 568 1,761E-03 25 457 2,187E-0311 529 1,889E-03 26 425 2,352E-0312 548 1,824E-03 27 557 1,794E-0313 629 1,590E-03 28 662 1,511E-0314 646 1,548E-03 29 622 1,608E-0315 606 1,651E-03 30 677 1,477E-03

S(hi/VS,i) = 5,914E-02VS,30 = 507 m/s



Esempio: Deposito costituito da argilla tenera fino alla profondità di 18 m e da sabbia densa oltre tale profondità

0

5

10

15

20

0 10 20 30 40 50 60 70

cu (kPa)

Z (m

)

20

25

30

35

0 20 40 60 80

NSPT ( - )

Z (m

)



hi = 1,8 m hi = 3 mzi cu,i hi/cu,i zi NSPT,i hi/NSPT,i

( m ) ( kPa ) ( m/kPa ) ( m ) ( - )1,8 59 3,051E-02 21 64 4,688E-023,6 55 3,273E-02 24 66 4,545E-025,4 53 3,396E-02 27 71 4,225E-027,2 48 3,750E-02 30 58 5,172E-029 40 4,500E-02 Shi = 12 m

10,8 38 4,737E-02 S(hi / NSPT,i) = 1,863E-0112,6 47 3,830E-02 Shi / S(hi / NSPT,i) = 6414,4 46 3,913E-02 categoria B16,2 46 3,913E-0218 30 6,000E-02

Shi = 18 mS(hi / cu,i) = 4,036E-01 m / kPa

Shi / S(hi / cu,i) = 44,6 kPacategoria D

Categoria D



È possibile, anche se le NTC 2008 non lo prevedono, stimare il profilo delle VS attraverso correlazioni empiriche con i risultati di altre prove geotecniche in sito e di laboratorio.

Ne sono state proposte moltissime, fra le più note, in funzione dei risultati di prove SPT:

VS (m/s) = a NSPTb

Imai (1977)

Tipo di terreno a bArgille oloceniche 102 0,29Sabbie oloceniche 81 0,33Argille pleistoceniche 114 0,29Sabbie pleistoceniche 97 0,32

VS (m/s) = 68,8 NSPT0,171 Z0,2 E F

Otha e Goto (1978)

Tipo di terreno FArgilla 1,000Sabbia fine 1,091Sabbia media 1,029Sabbia grossa 1,073Sabbia e ghiaia 1,151Ghiaia 1,485

Depositi olocenici E = 1Depositi pleistocenici E = 1,3



In funzione dei risultati di prove CPT:

1. Per argille intatte e fessurate

VS (m/s) = 1,75 qc0,627 con qc in (kPa) Mayne e Rix (1995)

2. Per argille

VS (m/s) = A qc0,28 fs

0,11 con qc e fs in (MPa) Andrus et al. (2001)

Depositi olocenici A = 208Depositi pleistocenici A = 246

3. Per tutti i terreni

VS (m/s) = 154 + 0,64qc con qc in (kg/cm2)

Barrow e Stokoe (1983)



Esempio: Confronto di correlazioni con i risultati di prova CPT

z qc / pa fs / pa z qc / pa fs / pa z qc / pa fs / pa z qc / pa fs / pa

(m) ( - ) ( - ) (m) ( - ) ( - ) (m) ( - ) ( - ) (m) ( - ) ( - )0,4 33 2,07 6,6 15 0,93 12,8 18 0,73 19 28 1,330,6 37 2,2 6,8 14 0,87 13 12 0,67 19,2 19 1,20,8 42 2,73 7 26 1 13,2 15 1 19,4 17 11 47 2 7,2 33 1,53 13,4 17 0,53 19,6 19 1,07

1,2 120 2 7,4 31 1,53 13,6 26 0,73 19,8 21 1,131,4 170 2,67 7,6 32 1,53 13,8 32 0,73 20 23 1,271,6 100 1,2 7,8 41 1,8 14 44 1 20,2 19 1,21,8 60 2,13 8 38 2 14,2 50 0,93 20,4 22 1,22 68 2,13 8,2 27 1,4 14,4 30 0,87 20,6 25 1,53

2,2 40 1,27 8,4 35 1,8 14,6 22 1,2 20,8 24 1,42,4 16 0,73 8,6 33 1 14,8 17 0,6 21 33 2,132,6 64 1 8,8 17 0,8 15 35 0,73 21,2 38 2,132,8 65 2,27 9 26 0,87 15,2 35 0,93 21,4 38 2,43 44 1,6 9,2 17 0,87 15,4 54 0,8 21,6 40 1,87

3,2 60 1,73 9,4 16 0,67 15,6 64 0,73 21,8 47 2,83,4 46 2 9,6 17 0,67 15,8 63 0,67 22 40 1,933,6 30 1,47 9,8 17 0,53 16 65 0,6 22,2 55 2,273,8 28 1,27 10 13 0,6 16,2 55 0,87 22,4 46 2,334 19 1,33 10,2 16 0,93 16,4 52 0,87 22,6 43 2,8

4,2 32 0,67 10,4 28 0,67 16,6 52 0,8 22,8 45 2,44,4 33 1,4 10,6 30 0,53 16,8 46 0,67 23 50 2,534,6 22 0,87 10,8 27 0,87 17 48 0,73 23,2 50 2,534,8 18 0,8 11 18 0,67 17,2 54 0,67 23,4 47 2,275 16 0,73 11,2 19 0,6 17,4 55 0,67 23,6 44 1,87

5,2 10 0,6 11,4 18 0,47 17,6 60 0,47 23,8 38 2,135,4 10 0,53 11,6 28 0,87 17,8 26 1,13 24 42 2,135,6 13 0,67 11,8 14 0,6 18 28 0,8 24,2 46 15,8 14 0,73 12 15 0,8 18,2 28 0,8 24,4 55 1,076 12 0,67 12,2 25 0,73 18,4 58 0,93 24,6 62 2,53

6,2 12 0,67 12,4 29 1,2 18,6 56 0,8 24,8 44 3,076,4 15 0,73 12,6 24 1 18,8 64 0,93



0

5

10

15

20

25

30

0 50 100 150 200

qc / pa

Z (m

)

0

5

10

15

20

25

30

0 1 2 3 4

fs /pa

Z (m

)

0

5

10

15

20

25

30

0 200 400 600

Vs ( m/s )

Z (m

)

Corr. (1)

Corr. (2)

Corr. (3)

Corr. 1 Corr. 2 Corr. 3

VS,30 (m/s) 253 258 175

Le correlazioni (1) e (2) sono in buon accordo



Le correlazioni empiriche hanno validità limitata ai materiali indagati e forte dispersione.

Possono essere utili solo nelle fasi preliminari dello studio geotecnico e nella progettazione di opere di classe d’uso I e II.




6 PROGETTAZIONE GEOTECNICA6 PROGETTAZIONE GEOTECNICA

6.1 DISPOSIZIONI GENERALI

6.2 ARTICOLAZIONE DEL PROGETTO6.2 ARTICOLAZIONE DEL PROGETTO

6.2.1 Caratterizzazione e modellazione geologica del sito6.2.1 Caratterizzazione e modellazione geologica del sito

6.2.2 Indagini, caratterizzazione e modellazione geotecnica6.2.2 Indagini, caratterizzazione e modellazione geotecnica

6.2.3 Verifiche di sicurezza delle prestazioni6.2.3 Verifiche di sicurezza delle prestazioni

6.3 STABILITÀ DEI PENDII NATURALI

6.4 OPERE DI FONDAZIONE

6.5 OPERE DI SOSTEGNO

6.6 TIRANTI DI ANCORAGGIO

6.7 OPERE IN SOTTERRANEO

6.8 OPERE DI MATERIALI SCIOLTI E FRONTI DI SCAVO

6.9 MIGLIORAMENTO E RINFORZO DEI TERRENI E DELLE ROCCE

6.10 CONSOLIDAMENTO GEOTECNICO DI OPERE ESISTENTI

6.11 DISCARICHE CONTROLLATE DI RIFIUTI E DEPOSITI DI INERTI

6.12 FATTIBILITÀ DI OPERE SU GRANDI AREE



In Italia i progetti di opere di ingegneria civile sono spesso carenti sotto l’aspetto geotecnico poiché il progettista non se ne occupa personalmente.

In particolare è frequente che:

le indagini siano svolte senza consultare il progettista,

l’indagine geotecnica sia sostituita o confusa con l’indagine geologica,

il programma di prove ed i controlli siano non inerenti al progetto,

le Amministrazioni Pubbliche affidino direttamente le indagini prima ancora di scegliere il progettista,

le Amministrazioni Pubbliche formulino bandi con costi dell’indagine inclusi in quelli della progettazione.



Per un processo di qualità nella progettazione è necessario che:

il progettista partecipi alla formulazione del programma di indagine,

richieda alle Imprese di indagine solo dati oggettivi (parametri derivati direttamente o da correlazioni),

conduca una scelta “autonoma” dei parametri geotecnici,

individui il(i) modello(i) geotecnico(i) di sottosuolo partendo dalle caratteristiche generali delle opere in progetto,

partecipi alla analisi ed alla progettazione dell’opera anche per gli aspetti geotecnici



Vi è una netta differenza tra GEOLOGIA e GEOTECNICA (e tra i relativi elaborati di progetto)

In estrema sintesi la Geologia deve rispondere ai seguenti quesiti:

come si sono formati i terreni presenti nel sottosuolo dell’opera in progetto?

quando e con quali meccanismi?

quali fenomeni si sono succeduti nel tempo?

quale è la successione litostratigrafica locale?

quale è lo schema della circolazione idrica superficiale e sotterranea?

vi sono dissesti in atto o potenziali e quale è la loro tendenza evolutiva?

6.2.1 Caratterizzazione e modellazione geologica del sito

GEOLOGIA E GEOTECNICA



La Relazione geologica di progetto dovrà in particolare fare riferimento a quella porzione di territorio in cui dovrà sorgere l’opera, inquadrandola nel contesto geologico generale e sviluppando per essa un modello geologico di maggiore dettaglio, rappresentato con carte e sezioni geologiche, utile al progettista per inquadrare i problemi geotecnici e per definire il programma delle indagini geotecniche.

Dalla risposta a tali quesiti l’ingegnere potrà desumere e giustificare la variabilità e l’eterogeneità stratigrafica in direzione verticale ed orizzontale (ad esempio attraverso l’ambiente di deposizione e l’identificazione dei paleo alvei), lo stato di sovraconsolidazione, la presenza di livelli torbosi, l’anisotropia meccanica e idraulica, etc..



Dalla Relazione Geologica l’ingegnere potrà desumere utili informazioni. Ad esempio dall’ambiente di deposizione:

Rappresentazione semplificata del ciclo di formazione delle rocce e dei terreni



Depositi marini

In genere sono terreni abbastanza omogenei e uniformi per composizione e caratteristiche, sovraconsolidati per successive fasi di sedimentazione e di erosione. Le argille originariamente depositate in ambiente salmastro e successivamente assoggettate a un flusso di acqua dolce possono essere metastabili e collassare facilmente in presenza di azioni meccaniche (argille sensitive).

Depositi alluvionali

Sono terreni sedimentati in acqua dolce, in genere eterogenei per composizione e caratteristiche sia in direzione verticale che orizzontale. Frequenti alternanze di materiali a grana fine (limi e argille) e a grana grossa (sabbie e ghiaie).



Depositi lacustri e palustri

Sono terreni a grana media e fine (dalle sabbie fini alle argille) sedimentati in acqua dolce, in genere eterogenei per composizione e caratteristiche in direzione verticale e continui ed uniformi in direzione orizzontale.

Depositi glaciali

Sono terreni molto eterogenei e difficili da caratterizzare dal punto di vista geotecnico. Hanno curva granulometrica distesa (dai ciottoli alle argille). Nei depositi morenici (materiali direttamente deposti dai ghiacciai) vi è grande eterogeneità e variabilità spaziale, mentre nei depositi fluvio-glaciali (materiali trasportati dai corsi d’acqua originatisi dai ghiacciai) l’alternanza è più regolare.

Depositi eolici

Sono terreni molto uniformi, sabbie monogranulari e arrotondate, molto sciolte e collassabili, difficili da campionare indisturbate.



Depositi di ambiente misto

Comprendono:

Depositi costieri, costituiti da sabbie fini e limi nei canali di marea, e da limi e argille con materiali organici nelle lagune e nelle piane di marea

Depositi di estuario, costituiti da limi e argille

Depositi di delta, con caratteristica forma a ventaglio e spessori che si riducono verso l’arco periferico, costituiti da continue alternanze di materiali a grana fine, molto compressibili e con bassa resistenza a taglio, e materiali a grana grossa.



Molto importante è lo schema della circolazione idrica del sottosuolo (idrogeologia) per la determinazione del regime delle pressioni interstiziali



6.2.2 Indagini, caratterizzazione e modellazione geotecnica

MODELLO GEOTECNICO

“Per modello geotecnico si intende uno schema rappresentativo delle condizioni stratigrafiche, del regime delle pressioni interstiziali e della caratterizzazione fisico-meccanica dei terreni e delle rocce comprese nel volume significativo, finalizzato all’analisi quantitativa di uno specifico problema geotecnico.”

Il Modello geotecnico è uno schema semplificato della realtà fisica che concili, quanto più possibile, variabilità e complessità naturale con procedure e metodi di calcolo che conducano ad una soluzione quantitativa affidabile, anche se non esatta, del problema ingegneristico.

È responsabilità del progettista la definizione del piano delle indagini, la caratterizzazione e la modellazione geotecnica. ” (NTC 2008, § 6.2.2)

“Per volume significativo di terreno si intende la parte di sottosuolo influenzata, direttamente o indirettamente, dalla costruzione del manufatto e che influenza il manufatto stesso.” (NTC 2008, § 3.2.2)



Indicazioni sul volume significativo del sottosuolo a seconda del tipo e delle dimensioni del manufatto, nel caso di terreno omogeneo (Raccomandazioni AGI, 1977)



Per la soluzione quantitativa (e approssimata) di un problema geotecnico è necessario riferirsi ad un modello geotecnico.

Il modello geotecnico è uno schema semplificato del sottosuolo nel volume significativo, costituito da strati di terreno omogeneo, geometricamente ben definiti, a comportamento meccanico semplice e diverso a seconda del problema e del metodo di calcolo utilizzato (ad es. elastico lineare o non lineare, visco-elastico, elasto-plastico, plastico perfetto, etc..).

In realtà il terreno non è mai un corpo omogeneo né un insieme di corpi omogenei.

È compito e responsabilità del progettista definire il modello geotecnico appropriato alla complessità del problema accettandone le implicite approssimazioni.

La programmazione delle indagini e l’interpretazione dei risultati sono finalizzate alla definizione del modello geotecnico.



Piano delle indagini

“Nel caso di costruzioni o di interventi di modesta rilevanza, che ricadano in zone ben conosciute dal punto di vista geotecnico, la progettazione può essere basata sull’esperienza e sulle conoscenze disponibili, ferma restando la responsabilità del progettista su ipotesi e scelte progettuali.” (NTC 2008, § 6.2.2)

Scelta del livello di approfondimento dell’indagine geotecnica su base economica



Categorie Geotecniche (CG)

L’Eurocodice 7 per la progettazione geotecnica (EN 1997-1) divide le opere in 3 categorie di importanza cui corrispondono diversi gradi di approfondimento dell’indagine geotecnica:

CG1: Strutture semplici caratterizzate da rischi molto limitati. L’indagine può limitarsi alla raccolta di informazioni esistenti. La relazione geotecnica può giustificare le scelte progettuali su base comparativa, per esperienza e similitudine.

CG2: Strutture e fondazioni di tipo corrente che non presentano particolari rischi né condizioni geotecniche o di carico eccezionali. L’indagine richiede l’esecuzione delle usuali prove geotecniche in sito e di laboratorio.

CG3: Strutture di grandi dimensioni o che presentano rischi elevati, in zone difficili o ad alta sismicità, con particolari condizioni di carico. Richiedono indagini approfondite e dettagliate, da affidare a specialisti, estese nel tempo (prima, durante e dopo la costruzione).



Struttura piccola e relativamente semplice?

Struttura molto grande o inusuale?

Condizioni del sottosuolo note per esperienza locale e conoscenze utilizzabili con i tradizionali metodi di progettazione geotecnica?

Se è previsto uno scavo sotto falda, l 'esperienza locale indica che in casi analoghi non sono sorti problemi?

Il rischio di instabilità generale o di movimenti del terreno è trascurabile?

Categoria 1

Il l ivello di rischio associato al collasso è molto alto?

Le condizioni del sottosuolo sono molto difficili o inusuali?

Le condizioni di carico sono eccezionali o inusuali?

L'area è di alta sismicità?

L'area è a rischio di frana o di movimenti persistenti del terreno?

Categoria 2 Categoria 3

SI

SI

SI

SI

SI

SI

SI

SI

SI

SI

NO

NO

NO

NO

NO

NO

NO

NO

NO

NO



Il piano delle indagini (numerosità, disposizione, tipologia delle prove in sito e di laboratorio) deve essere stabilito caso per caso, tenendo conto di:

Natura e variabilità dei terreni nel volume significativo,

Importanza dell’opera in progetto,

Fase di sviluppo (fattibilità, definitivo, esecutivo, controlli in corso d’opera e collaudo, monitoraggio post operam),

Possibili soluzioni di progetto,

Dati richiesti dai modelli geotecnici e dai metodi di calcolo che si intendono adottare per la soluzione dei diversi problemi.


Giovanni Vannucchi La Normativa nelle indagini, caratterizzazione e modellazione geotecnica

Ampiezza orientativa dell’indagine geotecnica

Tipo di opera

Distanza fra i sondaggi (m)

Stratificazione

Uni-

forme Media Caotica

Numero minimo di

verticali di esplorazione

Edificio di 12 piani 60 30 15 3

Edificio a molti piani 45 30 15 4

Pile e spalle di ponti, torri

- 30 12 12 per ciascuna fon-

dazione

Strade 300 150 30 -

Gallerie:

progetto di massima

progetto esecutivo

500

100

300

50

-

-

-



Dalla Circolare esplicativa delle NTC 2008

continua



I valori dei parametri geotecnici possono essere direttamente ricavati dalla sperimentazione:

Esempi: peso di volume, capacità portante di un palo da prova di carico di progetto, etc..

o, più frequentemente sono “derivati” dai risultati sperimentali in sito e di laboratorio utilizzando modelli di trasformazione teorici, semi-empirici o empirici:

Esempi:

c’ e ’ da prove Tx utilizzando la teoria di Mohr-Coulomb,

Em dalle curve q-a di prove Tx,

cu da prove CPT o DMT,

etc..

Nella Relazione geotecnica è importante dichiarare come sono stati stimati i parametri geotecnici di progetto, poiché i modelli di trasformazione implicano un diverso grado di incertezza.



Limite intrinseco delle indagini geotecniche è l’acquisizione di elementi conoscitivi puntuali (es. da prove di laboratorio, prove SPT, prove scissometriche, etc..) o lungo linee verticali (ad es. da sondaggi, prove CPT, DMT, Down Hole, Cross Hole, etc..) poco adatti a individuare i lineamenti stratigrafici piani e spaziali.

Nella programmazione delle indagini occorre tenere presente che il comportamento del terreno è influenzato da:

Megastruttura, ovvero struttura alla scala del volume significativo dell’opera in progetto, che può comprendere giunti, discontinuità, faglie, etc..

Macrostruttura, ovvero struttura alla scala dei campioni per prove di laboratorio, che può comprendere fessure, giunti, inclusioni organiche, sottili intercalazioni eterogenee, etc..

Microstruttura, ovvero struttura a livello particellare, che spiega il comportamento meccanico dei terreni (ad es. la dilatanza, la resistenza residua, etc..)



Le indagini geotecniche in sito e di laboratorio hanno vantaggi e limiti opposti, e non sono pertanto alternative ma complementari.

Ad esempio i terreni a grana fine (argille) sovraconsolidati sono spesso fessurati. Giunti di deposizione e fessure variamente orientate possono suddividere l’ammasso in elementi di varie dimensioni, talvolta di forma quasi prismatica. Ne consegue che:

1. Il comportamento meccanico di un provino di laboratorio integro può risultare nettamente migliore (e non rappresentativo) del comportamento dell’ammasso fessurato, per il quale la coesione efficace è pressoché nulla.

2. Il coefficiente di permeabilità di un provino di laboratorio può risultare nettamente inferiore (e non rappresentativo) del valore efficace in sito.



Le indagini in sito sono:

insostituibili per il riconoscimento stratigrafico,

interessano volumi di terreno molto maggiori,

molte di esse consentono di determinare profili pressoché continui con la profondità delle grandezze misurate,

sono più rapide ed economiche,

sono quasi l’unico mezzo per caratterizzare dal punto di vista meccanico i terreni incoerenti, il cui campionamento “indisturbato” è molto difficile ed economicamente oneroso.

ma:

le condizioni al contorno sono difficilmente individuabili e incerte,

la modellazione della prova è spesso incerta e schematica per cui l’interpretazione è talvolta affidata a relazioni empiriche o semi-empiriche.



le prove di laboratorio:

hanno condizioni al contorno (di carico, di vincolo, di drenaggio), ben definite e controllabili,

i risultati possono essere interpretati con modelli matematici appropriati,

ma:

i campioni possono non essere rappresentativi delle reali condizioni in sito, sia a causa della variabilità intrinseca del terreno naturale, sia per l’inevitabile disturbo di campionamento.



Esempio di indagine geotecnica



Le indagini sono consistite in:

1. esecuzione di 5 sondaggi a carotaggio continuo spinti alla profondità massima di 30 m da p.c. attuale con prelievo di n° 9 campioni indisturbati ed 1 disturbato;

2. esecuzione di 14 prove S.P.T. (Standard Penetration Test) in corrispondenza degli orizzonti clastici;

3. esecuzione di 1 prova penetrometrica statica (CPT) spinta fino alla profondità di 24.40 m dal p.c.;

4. esecuzione di 5 prove penetrometriche dinamiche (DPSH) spinte fino alla profondità massima di 15.0 m dal p.c., completate dove possibile con l'installazione di tubi piezometrici;

5. indagine geofisica in foro (down-hole) con onde P ed SH;

6. analisi geotecniche di laboratorio su 9 dei 10 campioni prelevati nei fori di sondaggio;

7. ripetute misurazioni dei livelli idrici sotterranei eseguite con l'ausilio dei tubi piezometrici installati.



Esempio di colonna stratigrafica



Esempio di documentazione fotografica



Esempio di sezione geotecnica interpretata



Valori caratteristici

“Per la sicurezza strutturale, la resistenza dei materiali e le azioni sono rappresentate dai valori caratteristici, Rki e Fkj definiti, rispettivamente, come il frattile inferiore delle resistenze e il frattile (superiore o inferiore) delle azioni che minimizzano la sicurezza. In genere, i frattili sono assunti pari al 5%.” (NTC 2008, § 2.3)

“Per valore caratteristico di un parametro geotecnico deve intendersi una stima ragionata e cautelativa del valore del parametro nello stato limite considerato.” (NTC 2008, § 6.2.2)

Le NTC 2008 non forniscono indicazioni sulla procedura di scelta dei valori caratteristici dei parametri geotecnici.

La Circolare Esplicativa chiarisce (?) in parte il significato e la procedura di scelta dei valori caratteristici.

Maggiori indicazioni sono fornite dall’Eurocodice 7 EN 1997-1:2004(E)



La scelta dei valori caratteristici avviene in due fasi:

Prima fase: identificazione dei parametri geotecnici appropriati ai fini progettuali.

Seconda fase: valutazione dei valori caratteristici degli stessi parametri.

Prima fase

Identificazione dei parametri geotecnici appropriati ai fini progettuali

Molti parametri geotecnici non sono costanti materiali che possano essere determinati direttamente e univocamente con la sperimentazione, ma dipendono dallo stato tensionale e deformativo.

Per l’identificazione dei parametri geotecnici appropriati ai fini progettuali occorre considerare le possibili differenze fra i valori dei parametri stimati dai risultati sperimentali ed i valori che governano il comportamento della struttura geotecnica.



Esempio: la resistenza al taglio

L’inviluppo a rottura di un terreno sovra-consolidato è curvilineo. La linearizzazione produce valori di c’ e ’ dipendenti dall’intervallo di tensione.

L’angolo di resistenza al taglio mobilitato dipende dal livello deformativo.



Argilla di Todi: relazioni tensioni di taglio –spostamenti relativi in prove di taglio diretto, prima e dopo la rottura

[Calabresi, 1980].



Argilla di S. Barbara. Resistenza al taglio lungo i giunti in rapporto alla resistenza di picco e a quella residua del materiale nonfessurato [Calabresi e Manfredini,1973]



Influenza del rapporto fra dimensioni dei provini e spaziatura delle fessure sulla resistenza al taglio



Il valore misurato della resistenza al taglio dipende dal tipo di prova

Argilla di Londra: confronto tra valori di resistenza non drenata ottenuti da prove di carico su piastra (D = 865 mm) e valori misurati in laboratorio su campioni di (a) 98 mm e (b) 38 mm di diametro

[Marsland, 1974]



La Circolare Esplicativa esemplifica:

Per la verifica allo scorrimento della fondazione di un muro di sostegno di deve utilizzare l’angolo di resistenza al taglio a volume costante e trascurare il termine della coesione. Invece per il calcolo della capacità portante si deve utilizzare l’angolo di resistenza al taglio di picco e tenere conto della coesione efficace.

Altro esempio:

Nel progetto di opere di sostegno, per il calcolo della spinta attiva, che richiede deformazioni piccole, si può fare riferimento all’angolo di resistenza al taglio di picco, mentre per il calcolo della spinta passiva, che richiede deformazioni molto grandi, occorre riferirsi all’angolo di resistenza al taglio a volume costante.



Seconda fase

Valutazione dei valori caratteristici dei parametri geotecnici

occorre tenere conto di:

variabilità del terreno,

numerosità delle determinazioni sperimentali,

dispersione dei risultati,

tipo di verifica e delle condizioni costruttive,

volume di terreno coinvolto e stato limite considerato,

rigidezza della struttura e sua capacità di ridistribuire il carico.



La Circolare Esplicativa recita:

“Nelle valutazioni che il progettista deve svolgere per pervenire ad una scelta corretta dei valori caratteristici, appare giustificato il riferimento a valori prossimi ai valori medi quando nello stato limite considerato è coinvolto un elevato volume di terreno, con possibile compensazione delle eterogeneità o quando la struttura a contatto con il terreno è dotata di rigidezza sufficiente a trasferire le azioni dalle zone meno resistenti a quelle più resistenti.

Al contrario, valori caratteristici prossimi ai valori minimi dei parametri geotecnici appaiono più giustificati nel caso in cui siano coinvolti modesti volumi di terreno, con concentrazione delle deformazioni fino alla formazione di superfici di rottura nelle porzioni di terreno meno resistenti del volume significativo, o nel caso in cui la struttura a contatto con il terreno non sia in grado di trasferire forze dalle zone meno resistenti a quelle più resistenti a causa della sua insufficiente rigidezza.” (Istruzioni § C6.2.1).



Ad esempio:

per la stima con formule analitiche della capacità portante in condizioni non drenate di un palo di fondazione in un terreno “omogeneo” a grana fine, il valore caratteristico della resistenza al taglio cu da utilizzare per il calcolo del termine laterale della capacità portante può essere poco inferiore al valore medio, poiché il volume di terreno interessato è grande,

mentre

per il valore caratteristico della resistenza al taglio da utilizzare per il calcolo del termine di punta è opportuno riferirsi ad un valore prossimo al minimo, poiché il volume di terreno interessato è modesto.

La traduzione in termini numerici delle parole “elevato volume di terreno” o “modesti volumi di terreno”, o anche di “valori prossimi ai valori medi” e “prossimi ai valori minimi” è comunque lasciata alla sensibilità e responsabilità del progettista.



Ove possibile la scelta dei valori caratteristici dovrebbe essere conseguente ad una analisi statistica.

Esempio

Scelta dei valori caratteristici della resistenza al taglio non drenata in base a risultati di prove di laboratorio da utilizzare nelle verifiche di capacità portante a breve termine di un palo trivellato in argilla.

Dati:

Lunghezza del palo L = 16 m

Diametro d = 0,6 m

Carico permanente verticale caratteristico: Gk = 400 kN

Carico variabile verticale caratteristico: Qk = 200 kN

Resistenza al taglio non drenata determinata con prove TxUU in laboratorio su campioni estratti a varie profondità da 3 sondaggi



S1 S2 S3

1,8 45 59 62

3,6 56 55 52

5,4 51 53 60

7,2 70 48 57

9 59 40 62

10,8 62 38 51

12,6 70 47 44

14,4 31 46 46

16,2 58 46 36

18 33 30 42

cu (kPa)z (m)

Terreno “omogeneo” senza un significativo trend di variazione con la profondità

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

0 20 40 60 80

cu (kPa)

z (m

)

S1

S2

S3



Per valore caratteristico di cu da utilizzare per il calcolo della capacità portante laterale (grande volume di terreno → valore caratteristico prossimo al valore medio) si stima quel valore che ha il 95% di probabilità di essere inferiore al valore medio. Si utilizzano i valori sperimentali di cu relativi ai campioni estratti a profondità comprese tra 0 m (p.c.) e 16 m (lunghezza del palo).

Per valore caratteristico di cu da utilizzare per il calcolo della capacità portante di base (piccolo volume di terreno → valore caratteristico prossimo al valore minimo) si stima il valore corrispondente al frattile inferiore del 5%. Si utilizzano i valori sperimentali di cu relativi ai campioni estratti a profondità comprese tra 13,6 m (L – 4d) e 16,6 m (L + d).



Si utilizza la relazione:

Xk = Xm (1 – kn COV)

in cui:

Xk valore caratteristico della variabile X da stimare,

Xm media campionaria di X,

COV coefficiente di variazione di X,

kn coefficiente statistico (tabulato) funzione del numero di determinazioni sperimentali (n), distanza di fluttuazione di X (e quindi volume di terreno grande o piccolo), livello di confidenza statistica richiesta

volume

grande

volume

piccolo

n kn kn

3 1,69 3,37

4 1,18 2,63

5 0,95 2,33

6 0,82 2,18

8 0,67 2,00

10 0,58 1,92

20 0,39 1,76

30 0,31 1,73

∞ 0,00 1,64



Nel caso in esame:

Per la portata laterale: Per la portata di base:

n = 27 n = 6

Xm = 52,0 kPa Xm = 43,8 kPa

COV = 18,8% COV = 21,4%

kn = 0,320 kn = 2,18

cu,k = 48,9 kPa cu,k = 23,4 kPa

Nei casi in cui la capacità o resistenza del sistema geotecnico non è indirettamente stimata (come nel caso precedente) ma direttamente misurata (ad es. capacità portante di pali e ancoraggi da prove di carico di progetto) le NTC 2008 specificano il metodo statistico da applicare per ottenere i valori caratteristici.



6.2.3 Verifiche della sicurezza e delle prestazioni

6.2.3.1 Verifiche nei confronti degli Stati Limite Ultimi (SLU)

Ed ≤ Rd

in cui Ed è il valore di progetto dell’azione o dell’effetto dell’azione:

ovvero

con E = F

Rd è il valore di progetto della resistenza del sistema geotecnico:



Ed e Rd sono funzione di:

F Fk azioni di progetto

Xk / M parametri geotecnici di progetto

ad geometria di progetto

N.B. il pedice k significa “caratteristico”, il pedice d significa “di progetto”, con si indicano i coefficienti di sicurezza parziali

La verifica della condizione Ed ≤ Rd deve essere effettuata impiegando diverse combinazioni di gruppi di coefficienti parziali, rispettivamente definiti per le azioni (A1 e A2), per i parametri geotecnici (M1 e M2) e per le resistenze (R1, R2 e R3).

I diversi gruppi di coefficienti di sicurezza parziali sono scelti nell’ambito di due approcci progettuali distinti e alternativi (Approccio 1 e Approccio 2).



Nel primo approccio progettuale (Approccio 1) sono previste due diverse combinazioni di gruppi di coefficienti:

la prima combinazione (A1+M1+R1) è generalmente più severa nei confronti del dimensionamento strutturale delle opere a contatto con il terreno, mentre

la seconda combinazione (A2+M2+R2) è generalmente più severa nei riguardi del dimensionamento geotecnico.

Nel secondo approccio progettuale (Approccio 2) (A1+M1+R3) è prevista un’unica combinazione di gruppi di coefficienti, da adottare sia nelle verifiche strutturali sia nelle verifiche geotecniche.



Si considerano 5 Stati Limite Ultimi:EQU – perdita di equilibrio della struttura, del terreno o dell’insieme

terreno-struttura, considerati come corpi rigidi;STR – raggiungimento della resistenza degli elementi strutturali,

compresi gli elementi di fondazione;GEO – raggiungimento della resistenza del terreno interagente con la

struttura con sviluppo di meccanismi di collasso dell’insieme terreno-struttura;

UPL – perdita di equilibrio della struttura o del terreno, dovuta alla sottospinta dell’acqua (galleggiamento);

HYD – erosione e sifonamento del terreno dovuta a gradienti idraulici.

Gli stati limite STR e GEO prevedono il raggiungimento della resistenza delle strutture o del terreno, rispettivamente.

Gli stati limite EQU, UPL e HYD non prevedono il raggiungimento della resistenza degli elementi strutturali. Per il terreno si utilizzano i coefficienti parziali del gruppo M2.



1. Piano campagna

2. Superficie freatica

3. Superficie del “blocco” su cui si sviluppa l’azione resistente Td

Stati Limite UPL (perdita di equilibrio della struttura o del terreno, dovuta alla sottospinta dell’acqua) di un gruppo di pali



Stati Limite GEO (raggiungimento della resistenza del terreno interagente con la struttura con sviluppo di meccanismi di collasso dell’insieme terreno-struttura) per la stabilità globale di strutture di sostegno



Stati Limite GEO (raggiungimento della resistenza del terreno interagente con la struttura con sviluppo di meccanismi di collasso dell’insieme terreno-struttura) per la stabilità della fondazione di strutture di sostegno



Stati Limite GEO (raggiungimento della resistenza del terreno interagente con la struttura con sviluppo di meccanismi di collasso dell’insieme terreno-struttura) per la stabilità alla rotazione di paratie



Stato Limite GEO (raggiungimento della resistenza del terreno interagente con la struttura con sviluppo di meccanismi di collasso dell’insieme terreno-struttura) per la stabilità alla traslazione verticale di paratie



Stati Limite STR (raggiungimento della resistenza degli elementi strutturali, compresi gli elementi di fondazione) di strutture di sostegno



Stati Limite GEO (raggiungimento della resistenza del terreno interagente con la struttura con sviluppo di meccanismi di collasso dell’insieme terreno-struttura) per lo sfilamento degli ancoraggi



Stati Limite UPL (perdita di equilibrio della struttura o del terreno, dovuta alla sottospinta dell’acqua)

a) Sollevamento di una struttura cava interrata

b) Sollevamento di un rilevato leggero durante un evento alluvionale

1. Superficie di falda

2. Superficie impermeabile

1. Superficie di falda


3. Rilevato costituito da materiale leggero




c) Sollevamento del fondo di uno scavo

d) Esecuzione di un solettone sotto il livello di falda

4. Superficie originaria del terreno

5. Sabbia

6. Argilla

7. Ghiaia

1. Livello di falda e del terreno


5. Sabbia

6. Sabbia

8. Sabbia iniettata




e) Struttura ancorata per resistere al galleggiamento

1. livello di falda

5. sabbia

9. ancoraggi




1. Livello dell’acqua libera2. Livello piezometrico nel sottosuolo permeabile3. Terreno a bassa permeabilità4. Sottosuolo permeabile5. Possibile venuta d’acqua; luogo di inizio del

sifonamento6. Possibile percorso di filtrazione



Stato Limite HYD (erosione e sifonamento del terreno dovuta a gradienti idraulici)

1. Piano di scavo (sinistra), livello d’acqua (destra)

2. Acqua3. Sabbia



Esempio di verifica UPL

perdita di equilibrio della struttura o del terreno, dovuta alla sottospinta dell’acqua (galleggiamento)

Bi x LiBe x Le

Hw Hi

He

Pw

Pv

U

T

Dati:

Be = 5m Bi = 4m

Le = 10m Li = 9m

He = 3,5m Hi = 2,8m

Hw = 2,5m

c.a.= 25 kN/m3

w = 10 kN/m3

Valori caratteristici delle proprietà geotecniche:

sat,k = 18 kN/m3

’k = 32°



Per la verifica di stabilità al sollevamento si deve verificare la seguente diseguaglianza (§ 6.2.3.2):

Vinst,d = Ginst,d + Qinst,d ≤ Gstb,d + Rd

con il seguente significato dei simboli:

Vinst,d valore di progetto dell’azione instabilizzante

Ginst,d valore di progetto dell’azione permanente instabilizzante

Qinst,d valore di progetto dell’azione variabile instabilizzante

Gstb,d valore di progetto dell’azione permanente stabilizzante

Rd valore di progetto della resistenza

I coefficienti parziali da applicare alle azioni sono indicati in Tab. 6.2.III

I coefficienti parziali da applicare alle proprietà geotecniche sono M2 di Tab. 6.2.II



Area di base Ab = Be x Le = 5 x 10 = 50m2

Area laterale As = 2 x (Be + Le) x He = 2 x (5+10) x 3,5 = 105m2

Valori di progetto delle proprietà geotecniche (Tabella 6.2.II – Colonna M2):Peso di volume sat,d = sat,k x = 18 x 1 = 18 kN/m3

Angolo di resistenza al taglio ’d = arctan(tan’k / ’) = arctan(tan(32°)/1,25) = 26,56°

Azioni:

Peso della vasca (Azione permanente favorevole)Pv = 25 x (5 x 10 x 3,5 – 4 x 9 x 2,8) = 1855 kN

Peso dell’acqua (Azione variabile favorevole)Pw = 10 x 4 x 9 x 2,5 = 900 kN

Sottospinta idraulica (Azione permanente sfavorevole)U = 10 x 3,5 x 5 x 10 = 1750 kN

Azioni di progettoGinst,d = U x G1 = 1750 x 1,1 = 1925 kNQinst,d = 0 kNVinst,d = Ginst,d + Qinst,d = 1925 + 0 = 1925 kN

Gstb,d = Pv x G1 + Pw x Q = 1855 x 0,9 + 900 x 0 = 1669,5 kN



tensione verticale efficace media di progetto’v,m,d = (sat,d – w) x He / 2 = (18 – 10) x 3,5 / 2 = 14 kPa

coefficiente di spinta a riposo di progetto K0,d = 1 – sen’d = 0,553

coefficiente di attrito parete-terreno di progetto tand = tan(0,75 ’d) = 0,362

tensione d’attrito media di progettom,d = K0,d x tand x ’v,m,d = 0,553 x 0,362 x 14 = 2,80 kPa

Resistenza di progetto Rd = m,d x As = 2,80 x 105 = 294,5 kN

Gstb,d + Rd = 1669,5 + 294,5 = 1964 kN > 1925 kN = Vinst,d

La verifica è soddisfatta



Esempio di verifica HYD

erosione e sifonamento del terreno dovuta a gradienti idraulici

Dati: condizione più sfavorevolehw,m = 3m Dm = 8mhw,v = 2m Dv = 5m

w = 10 kN/m3

sat,k = sat,d = 18 kN/m3

Per la verifica di stabilità al sifonamento si deve verificare la seguente diseguaglianza (§ 6.2.3.2):

uinst,d ≤ stb,d

Con il seguente significato dei simboliuinst,d valore di progetto della pressione interstiziale instabilizzante

stb,d valore di progetto della tensione totale stabilizzante

I coefficienti di sicurezza parziali sono indicati in Tab. 6.2.IV

Sabbia

Acqua

Acqua

hw,m

Dm

hw,v

Dv

A



La verifica è eseguita con riferimento al punto A di figura

Perdita di caricoh = (Dm + hw,m) – (Dv + hw,m) = (8+3) – (5+2) = 4 m

Lunghezza di filtrazione L = Dm + Dv = 8+5 = 11 m

Gradiente idraulico i = h / L = 4 / 11 = 0,308

Valore caratteristico della pressione interstiziale instabilizzanteuinst,k = w x [hw,v + Dv (1 + i)] = 10 x [2 + 5 x (1 + 0,308)] = 85,4 kPa

Valore caratteristico della tensione verticale totale stabilizzantestb,k = w x hw,v + sat,k x Dv = 10 x 2 + 18 x 5 = 110 kPa

Valore di progetto della pressione interstiziale instabilizzanteuinst,d = uinst,k x G1 = 85,4 x 1,3 = 111 kPa

Valore di progetto della tensione verticale totale stabilizzantestb,d = stb,k x G1 = 110 x 0,9 = 99 kPa

uinst,d > stb,d la verifica non è soddisfatta



Cap. 7: Progettazione per azioni sismiche. . . . . .

§ 7.11.2 Caratterizzazione geotecnica ai fini sismici. . . . . . . .

“Nella caratterizzazione geotecnica è necessario valutare la dipendenza della rigidezza e dello smorzamento dal livello deformativo.”



In assenza di una sperimentazione diretta, si può fare riferimento a quanto suggerito dall’Eurocodice 8 Parte 5

Per condizioni locali di terreno di tipo C o D con livello di falda prossimo alla superficie e senza alcun materiale con indice di plasticità IP > 40, in assenza di dati specifici, si può fare riferimento ai coefficienti di riduzione per Vs indicati della tabella seguente. Per profili di terreno più rigidi e livello di falda più profondo l’entità della riduzione dovrebbe essere proporzionalmente più piccola.

Vs,max è il valore medio di Vs per piccole deformazioni (< 10-5) non maggiore di 360 m/s



§ 7.11.2 Caratterizzazione geotecnica ai fini sismici. . . . . . . .

“Nelle analisi di stabilità in condizioni post-sismiche si deve tener conto della riduzione di resistenza al taglio indotta dal decadimento delle caratteristiche di resistenza per degradazione dei terreni e dall’eventuale accumulo di pressioni interstiziali che può verificarsi nei terreni saturi.

Nei terreni saturi si assumono generalmente condizioni di drenaggio impedito. In tal caso, nelle analisi condotte in termini di tensioni efficaci, la resistenza al taglio è esprimibile mediante la relazione

f = c’ + (’n – u) tan’ (7.11.1)

dove ’n è la tensione efficace iniziale normale alla giacitura di rottura, u è

l’eventuale sovrappressione interstiziale generata dal sisma e i parametri c’ e ’ tengono conto della degradazione dei terreni per effetto della storia ciclica di sollecitazione.

Nei terreni a grana fina, le analisi possono essere condotte in termini di tensioni totali esprimendo la resistenza al taglio mediante la resistenza non drenata, valutata in condizioni di sollecitazione ciclica

f = cu,c (7.11.2)

dove cu,c include gli effetti di degradazione dei terreni.”



I parametri efficaci di resistenza al taglio c’ e ’ dei terreni argillosi sono poco influenzati dall’applicazione di una storia di carico ciclico (degradazione per fatica). In prima approssimazione è lecito riferirsi ai valori statici, anche tenendo conto che si trascura l’aumento di c’ con la velocità di applicazione dei carichi.

L’incremento della pressione interstiziale nei terreni a grana fine, u, dipende da:

grado di sovraconsolidazione, OCR indice di plasticità IP

ampiezza dello sforzo di taglio ciclico, cyc

entità della deformazione raggiunta, c

numero dei cicli di carico, N

La riduzione di resistenza al taglio (efficace e totale) in condizioni sismiche e post-sismiche è dovuta al possibile incremento delle pressioni interstiziali, u.



ANDAMENTO DEL RAPPORTO DI SOVRAPPRESSIONE INTERSTIZIALE IN PROVE DINAMICHE CICLICHE A DEFORMAZIONE CONTROLLATA PER DIVERSI VALORI DI OCR

- nei provini normalconsolidati (OCR = 1) le pressioni sono, al crescere dei livelli deformativi e al crescere del numero dei cicli N, sempre positive e aumentano progressivamente

- nei provini debolmente sovraconsolidati (OCR = 2) le sovrappressioni, per valori bassi del numero di cicli, sono sempre negative e decrescenti, mentre per un numero di cicli più

elevato, si passa da sovrappressioni inizialmente negative a valori positivi (per c > 1%)

- nei terreni molto sovraconsolidati, anche a livelli deformativi elevati, i valori della sovrappressione interstiziale possono restare negativi



La riduzione di resistenza al taglio e l’incremento di pressione interstiziale per carichi ciclici possono essere approssimativamente stimati attraverso l’Indice di degradazione ciclica, :

'0u

ut

1

N u1

)1(c

)N(cN

G

G

in cui:G1 modulo di taglio al primo ciclo,

GN modulo di taglio al ciclo N,

t parametro di degradazione,cu(1) resistenza al taglio non drenata al primo ciclo,

cu(N) resistenza al taglio non drenata al ciclo N,

u incremento di pressione interstiziale

’0 tensione efficace media iniziale,

esponente funzione di OCR



Stima del numero di cicli equivalenti N per terremoti di diversa Magnitudo (Seed et al. 1975)

Magnitudo M 6 6,5 7 7,5 8Numero di cicli N 5 8 12 15 20

Stima del parametro di degradazione, t

rvcst

in cui:

c deformazione ciclica, funzione di G, amax, v e z (profondità)

v deformazione di soglia volumetrica, funzione del tipo di terreno,

s e r parametri di adattamento del modello ai valori sperimentali, correlati con IP e OCR

t = 1 per c < v



Stima della deformazione ciclica, c

Stima della deformazione di soglia volumetrica, v, e dei parametri s e r

OCR=1 OCR=2 OCR=4IP = 0 IP = 15 IP = 30 IP = 50 IP = 50 IP = 50

v 0.01 0.04 0.07 0.1 0.1 0.1s 0.069 0.195 0.095 0.075 0.054 0.042r 0.440 0.600 0.600 0.495 0.480 0.423

OCR=1 OCR=2 OCR=4IP = 0 IP = 15 IP = 30 IP = 50 IP = 50 IP = 50

v 0.01 0.04 0.07 0.1 0.1 0.1s 0.069 0.195 0.095 0.075 0.054 0.042r 0.440 0.600 0.600 0.495 0.480 0.423

z015,01

ga

65,0G1

vmax

c



Per l’esponente le indicazioni di letteratura sono scarse. Valori orientativi sono:

= 0,6 per OCR = 1 = 1 per OCR = 4

Tutto ciò premesso:

- in Italia,- per opere di ordinaria importanza,- nei terreni a grana fine,- in condizioni sismiche e post-sismiche,- il problema della riduzione di resistenza al taglio e

dell’incremento di pressione interstiziale

è un falso problema



EsempioSi vuole stimare il possibile incremento di pressione interstiziale per effetto sismico per il calcolo di una fondazione superficiale a Pistoia

DatiD = 1,5 m (profondità del piano di fondazione)B = 1,2 m (larghezza della fondazione)Zw = 5 m (profondità della falda)

Terreno di fondazione: Argilla saturaValori caratteristici delle proprietà geotecniche:OCR = 4 (grado di sovraconsolidazione)cu = 100 kPa (resistenza al taglio non drenata)

c’ = 20 kPa (coesione efficace)

’ = 20° (angolo di resistenza al taglio)

wL = 60 (limite di liquidità)

wP = 28 (limite di plasticità)

IP = 32 (indice di plasticità)

w = 30 (contenuto naturale in acqua)

= 19 kN/m3 peso di volume

VS,30 = 410 m/s

= /g = 1,937 kN s2/m4

G0 = VS,302 = 325,68 MPa

Zona pianeggiante



Pericolosità sismica del Comune di Pistoia

dal sito del Consiglio Superiore LL.PP.:

Periodo di ritorno TR = 475 anni

Accelerazione orizzontale massima al sito: ag/g = 0,153

Valore massimo del fattore di amplificazione: F0 = 2,404

Da “Indirizzi e criteri per la microzonazione sismica” del Dip. Protezione Civile

Zona sismogenetica per la provincia di Pistoia: 916

Magnitudo attesa: M = 6,14

Categoria di sottosuolo: B (360 < VS,30 < 800 m/s) (Tab. 3.2.II)

1,40 – 0,40 F0 ag/g = 1,4 – 0,40 x 2,404 x 0,153 = 1,25 > 1,2

Coefficiente di amplificazione stratigrafica: SS = 1,20 (Tab. 3.2.V)

Coefficiente di amplificazione topografica: ST = 1

Coefficiente di amplificazione: S = SS ST = 1,20 x 1 = 1,20

Accelerazione massima attesa al sito: amax/g = S ag/g = 1,20 x 0,153 = 0,184



Stima della deformazione volumetrica di soglia:

In assenza di determinazione sperimentale diretta, da indicazioni di letteratura (ved. Tabella precedente) si assume:

v = 0,07%

Stima del numero di cicli equivalente:

In assenza di accelerogramma di progetto, da indicazioni di letteratura (ved. Tabella precedente) si assume:

N = 5,6

Stima del modulo di taglio operativo:

In assenza di sperimentazione diretta, da indicazioni di letteratura (ved. Tabella precedente) si assume:

G/G0 = 0,6 G = 0,6 x 325,68 = 195,41 MPa



Stima della deformazione ciclica:

In assenza di analisi di risposta sismica locale, da indicazioni di letteratura si assume:

z015,01

ga

65,0G1

vmax

c

Ipotesi cautelative per la stima di c con la precedente equazione:

1. z = D (la profondità media della superficie di rottura è maggiore di D),

2. v = D (si trascura la pressione esercitata dalla fondazione)

c = 10x[0,65x0,184x19x5x(1–0,015x5)] / 195,41 = 0,0017%

Poiché risulta c < v l’indice di degradazione ciclica è = 1

Ovvero non vi sarà incremento di pressioni interstiziali né riduzione della resistenza al taglio.



Altro esempioSi ripete l’esempio precedente considerando condizioni del terreno più sfavorevoli e un sito a massima sismicità per l’Italia, Reggio Calabria

DatiD = 1,5 m (profondità del piano di fondazione)B = 1,2 m (larghezza della fondazione)Zw = 5 m (profondità della falda)

Terreno di fondazione: Argilla limosa saturaValori caratteristici delle proprietà geotecniche:OCR = 2 (grado di sovraconsolidazione)cu = 80 kPa (resistenza al taglio non drenata)

c’ = 10 kPa (coesione efficace)

’ = 16° (angolo di resistenza al taglio)

wL = 49 (limite di liquidità)

wP = 22 (limite di plasticità)

IP = 27 (indice di plasticità)

w = 28 (contenuto naturale in acqua)

= 19 kN/m3 peso di volume

VS,30 = 185 m/s

= /g = 1,937 kN s2/m4

G0 = VS,302 = 66,31 MPa

Zona pianeggiante



Pericolosità sismica del Comune di Reggio Calabria

dal sito del Consiglio Superiore LL.PP.:

Periodo di ritorno TR = 475 anni

Accelerazione orizzontale massima al sito: ag/g = 0,270

Valore massimo del fattore di amplificazione: F0 = 2,414

Da “Indirizzi e criteri per la microzonazione sismica” del Dip. Protezione Civile

Zona sismogenetica per la provincia di Reggio Calabria: 929

Magnitudo attesa: M = 7,29

Categoria di sottosuolo: C (180 < VS,30 < 360 m/s) (Tab. 3.2.II)

1,70 – 0,60 F0 ag/g = 1,7 – 0,60 x 2,414 x 0,270 = 1,31 < 1,5

Coefficiente di amplificazione stratigrafica: SS = 1,31 (Tab. 3.2.V)

Coefficiente di amplificazione topografica: ST = 1

Coefficiente di amplificazione: S = SS ST = 1,31 x 1 = 1,31

Accelerazione massima attesa al sito: amax/g = S ag/g = 1,31 x 0,0,270 = 0,353



Stima della deformazione volumetrica di soglia:

In assenza di determinazione sperimentale diretta, da indicazioni di letteratura (ved. Tabella precedente) si assume:

v = 0,061%

Stima del numero di cicli equivalente:

In assenza di accelerogramma di progetto, da indicazioni di letteratura (ved. Tabella precedente) si assume:

N = 14

Stima del modulo di taglio operativo:

In assenza di sperimentazione diretta, da indicazioni di letteratura (ved. Tabella precedente) si assume:

G/G0 = 0,22 G = 0,22 x 66,31 = 14,59 MPa



Stima della deformazione ciclica:

In assenza di analisi di risposta sismica locale, da indicazioni di letteratura si assume:

z015,01

ga

65,0G1

vmax

c

Ipotesi cautelative per la stima di c con la precedente equazione:

1. z = D (la profondità media della superficie di rottura è maggiore di D),

2. v = D (si trascura la pressione esercitata dalla fondazione)

c = 10x[0,65x0,353x19x5x(1–0,015x5)] / 14,59 = 0,044%

Poiché risulta c < v l’indice di degradazione ciclica è = 1

Ovvero non vi sarà incremento di pressioni interstiziali né riduzione della resistenza al taglio.



GRAZIE PER L’ATTENZIONE

Corso di aggiornamento professionale Progettazione geotecnica secondo le NTC 2008.

Documents

Transcript of Corso di aggiornamento professionale Progettazione geotecnica secondo le NTC 2008.