Relazione Geologica Penstock

DOTT. EUGENIO COLLESELLI geologo 32100 BELLUNO - VIA MIER, 111 TEL. 0437.942881 - FAX 0437.956400 COD. FISC. CLL GNE 55C09 A757D e-mail: [email protected] PART. I.V.A. 00532100252

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Belluno, 21 maggio 2014

Spett.le ENCO Engineering Consultants S.r.l. via Feltre, 183 - Bribano 32036 SEDICO BL

alla c.a. dott. ing. Michele Reolon Oggetto: Lavori per la costruzione della centralina idroelettrica denominata “La Monta-

na 1”, in località Curicò, VII Region (Cile) Parere sulla stabilità del versante 1) PREMESSA

Su Vs. richiesta si valutano gli aspetti riguardanti la stabilità generale del versante interessato dai lavori in oggetto ed in particolare per la posa in opera della condotta forzata di adduzione.

Per questo parere sono stati forniti i rilievi di progetto, alcune immagini fotografiche e la “Relazione di verifica della stabilità del pendio” che richiama la “relazione geologica re-datta a supporto della progettazione dalla Terra Tek LTDA in data 09/03/2014, successi-vamente rielaborata dal dott. geol. Enrico Mosconi nello stesso mese di Marzo 2014”.

Questi lavori e rispettiva analisi di stabilità riguardano “… il solo tratto finale (lunghezza circa 380 m) della condotta forzata che sarà realizzata con tubazioni in acciaio saldate aventi diametro di 900 mm e 1000 mm e spessore variabile secondo quanto indicato ne-gli elaborati esecutivi allegati alla presente. La condotta è sostenuta da una serie di selle in calcestruzzo aventi funzione di supporto verticale dei vari tratti; tali selle sono integrate da n. 8 blocchi di ancoraggio principali ai quali è demandato il compito di assorbire le spinte statiche ed idrodinamiche della condotta stessa e della relativa acqua in essa con-tenuta …” .

Come si ricava dalla stessa documentazione, si tratta di un pendio piuttosto acclive “… sostanzialmente costituito da uno strato superficiale di materiale detritico di alterazione del substrato roccioso (Andesite) del tutto paragonabile a terra sciolta (clasti di roccia, roccia altamente fratturata), seguita a profondità variabile lungo il profilo della condotta da strati di consistenza via via crescente che, dal punto di vista geotecnico, possono es-sere inquadrati come rocciosi con grado di fratturazione decrescente con la profondità e, conseguentemente, con valori di RQD via via crescenti …”.

Di seguito vengono riprese ed implementate le verifiche di stabilità del pendio con il codice di calcolo Slide (ver. 5.0) della Rocscience

®, comprese alcune valutazioni sulla

sismicità dell’area e sulla presenza dell’acqua.

2) INQUADRAMENTO GEOGRAFICO

Il pendio in esame è situato in Provincia di Curicò (Regione del Maule - Cile) in sinistra orografica della valle interessata dai lavori in progetto, (Figura n° 1).

La stessa zona, in corrispondenza dell'intervento in progetto, ha i seguenti riferimenti geografici generali:

DOTT. EUGENIO COLLESELLI geologo

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Quota Coordinate Latitudine Longitudine

800 – 1.080 m s.l.m.

UTM Emisfero Sud Zona 19 N 6132500 E 334150

Geografiche (WGS 84) 70° 49’ 1,6” O 34° 56’ 8,4” S

Figura n° 1

Immagine dell’area tratta da Google Earth® (01/02/2014)

3) SISMICITÀ DELL’AREA

Visto il particolare assetto geologico-strutturale del Cile, l’intero paese risulta interessato da terremoti di notevole intensità.

A tale riguardo, la località oggetto dell’intervento è situata, come da citate coordinate geografiche, in prossimità del punto con accelerazione massima attesa al sito (PGA - Peak Ground Acceleration) con probabilità di superamento pari al 10% in 50 anni pari a PGA = 0,367 g.

In particolare, il valore della PGA è stato estrapolato dalla “Global Seismic Hazard Map” (Figura n° 2) e dai dati forniti dal GSHAP (Global Seismic Hazard Assessment Program).


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L’accelerazione massima orizzontale di progetto PGAmax è stata inoltre ottenuta amplificando l’accelerazione massima attesa PGA per degli effetti topografici (St) e stratigrafici (Ss) come riportato di seguito:

PGAmax = PGA x Ss x St

In riferimento a quanto descritto e applicando dei fattori di amplificazione cautelativi, si è assunta una PGAmax = 0,400 g.

Figura n° 2

Estratto della “Global Seismic Hazard Map”

4) CARATTERIZZAZIONE GEOMECCANICA DI MASSIMA

Gli interventi precedentemente descritti riguardano un pendio piuttosto acclive dove sono distribuite rocce vulcaniche.

Queste rocce, costituite principalmente da andesiti, sono state suddivise in quattro litotipi principali sulla base delle più o meno scadenti caratteristiche geomeccaniche, così come valutato dalla citata relazione.

Per i questi litotipi si possono quindi stimare le seguenti proprietà (tabella n° 1), utilizzan-do come criterio di rottura Hoek-Brown generalizzato, necessariamente su dati bibliogra-fici (è stata solo eseguita un’indagine geoelettrica e non di carattere geomeccanico) ed in particolare in riferimento alle tabelle n° 2, 3 e 4 di seguito riportate, come da correlazioni indicate dalla Rocscience

®:


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Tabella n° 1 - Parametri geomeccanici per i vari litotipi.

litotipo descrizione UCS (MPa) mi GSI peso di volume

1 Andesite molto fratturata 1 25 15 20 kN/m3

2 Andesite fratturata 15 25 30 22 kN/m3

3 Andesite debolmente fratturata 75 25 65 24 kN/m3

4 Andesite compatta 250 25 80 25 kN/m3

Tabella n° 2 - Valori di resistenza a compressione uniassiale (UCS).


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Tabella n° 3 - Valori della costante mi per rocce intatte.

Tabella n° 4 - GSI (Geological Strength Index).


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Non si hanno, con i pochi dati a disposizione, riscontri diretti dell’eventuale presenza d’acqua alla quota di imposta dei plinti di ancoraggio e, fatte salve le necessarie verifiche a questo proposito, si dovrà in ogni caso tener conto di possibili venute idriche e di conseguenza realizzare gli interventi di drenaggio suggeriti di seguito.

5) STABILITÀ DEL PENDIO

Criteri di analisi

Le verifiche, implementate come dette con con il codice di calcolo Slide (ver. 5.0) della Rocscience

®, sono state condotte utilizzando il metodo di Bishop semplificato (1955) ed

ipotizzando superfici di scorrimento non circolari, per la natura rocciosa del versante, con il materiale coinvolto nella rottura suddiviso in conci di larghezza b, per ognuna delle quali vengono valutati il momento stabilizzante Ms e il momento ribaltante Mr.

Nei casi in esame la verifica viene soddisfatta, considerando il fattore parziale γr sulla resistenza di progetto, se:

r

srdd

MMRE

per cui il rapporto tra Ms e Mr deve risultare ≥ γr, in questo caso assunto pari ad 1,1 (normativa italiana).

Le verifiche in condizioni sismiche sono state condotte mediante l’analisi di tipo pseudo-statico che considera un sistema di forze orizzontali e verticali applicate ai volumi di terreno coinvolti.

In prima analisi si è assunta, come da citata “Relazione di verifica della stabilità del pen-dio”, un’accelerazione massima attesa PGA = 0,300 g, per cui le forze orizzontali e verti-cali di inerzia, dovute all’azione sismica, risultano pari rispettivamente a Kh = 0,090 e Kv = 0,045.

Dopo un’analisi critica e sulla base di quanto valutato al paragrafo 3) in riferimento alla sismicità dell’area interessata dai lavori in progetto, è stata presa in considerazione, cau-telativamente, un’accelerazione massima orizzontale di progetto PGAmax pari a 0,400 g. In particolare le forze orizzontali e verticali di inerzia, dovute all’azione sismica, risultano pari rispettivamente a Kh = 0,120 e Kv = 0,060.

Per le verifiche di stabilità sono state assegnate alle rocce le caratteristiche geomeccani-che precedentemente riportate (§ 4).

Verifiche di stabilità

Per quanto riguarda la parte alta del versante, di inclinazione media prossima a 45°, è verificata la stabilità con i parametri ipotizzati, sia in condizioni non sismiche che simiche - PGA = 0,300 g - (analisi n° 1 e n° 2; Figure n° 3 e 4).

In riferimento alla parte bassa, di inclinazione prossima a 60°, è verificata la stabilità con i parametri geomeccanici ipotizzati, sia in condizioni non sismiche che simiche - PGA = 0,300 g (analisi n° 3 e n° 4; Figure n° 3 e 4).

In relazione a quanto esposto in precedenza, applicando quindi una PGA = 0,400 g, per lo stesso versante, sia nella parte alta che nella parte bassa, risulta verificata la stabilità con i parametri geomeccanici ipotizzati (analisi n° 5 e 6; Figura n° 5).

Particolare attenzione va data alla circolazione idrica nel sottosuolo, la quale, in concomi-tanza di eventi piovosi di forte intensità, può determinare la saturazione delle rocce attra-


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versate con il conseguente incremento del livello freatico. A tale scopo è stata condotta un’ulteriore analisi, i cui risultati non verificano la stabilità del pendio nella parte alta e bassa (analisi n° 7 e 8; Figura n° 6).

In tutti i casi analizzati si è applicato un carico uniformemente distribuito pari a 12 kN/m2

riferito al peso della condotta in esercizio.

Figura n° 3

Profilo di progetto in condizioni non sismiche

Figura n° 4

Profilo di progetto in condizioni sismiche (PGA = 0,300 g)


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Figura n° 5

Profilo di progetto in condizioni sismiche (PGA = 0,400 g)

Figura n° 6

Profilo di progetto in condizioni sismiche (PGA = 0,400 g) e livello freatico prossimo al p.c.

Per ovviare all’instabilità dovuta alla simultanea presenza dei due fattori scatenanti, ovve-ro all’incremento del livello freatico e al sisma caratterizzato dai parametri descritti, si suggerisce, per la realizzazione dei blocchi di ancoraggio di progetto, la posa in opera di n° 4 barre filettate autoperforanti tipo “DYWI

® Drill” con punte di perforazione di diametro

pari a Ø 51 mm, diametro esterno pari a Ø 32 mm e lunghezza pari a 4 metri per blocco, e la messa in opera di una serie di drenaggi lungo il versante interessato dalla condotta.

I risultati delle verifiche sono riepilogati nella tabella a pagina seguente:


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Tabella n° 5 - Coefficienti di sicurezza delle analisi di stabilità effettuate.

analisi sezione sisma coefficiente di sicurezza

n° 1 Profilo parte alta in condizioni non sismiche 1,375

n° 2 Profilo parte alta in condizioni sismiche (PGA =0,3 g) X 1,155

n° 3 Profilo parte bassa in condizioni non sismiche 1,328

n° 4 Profilo parte bassa in condizioni sismiche (PGA =0,3 g) X 1,213

n° 5 Profilo parte alta in condizioni sismiche (PGA =0,4 g) 1,104

n° 6 Profilo parte bassa in condizioni sismiche (PGA =0,4 g) X 1,172

n° 7 Profilo parte alta in condizioni sismiche (PGA =0,4 g) e falda 0,795

n° 8 Profilo parte bassa in condizioni sismiche (PGA =0,4 g) e falda X 1,143

6) INTERVENTI DI ANCORAGGIO RELATIVI ALLA CONDOTTA

Il progetto prevede la realizzazione di selle in calcestruzzo e di n° 8 blocchi di ancoraggio con funzione di sostegno dei vari tratti e di assorbimento delle spinte statiche e idrodi-namiche della condotta forzata dell’impianto idroelettrico in esame. Per il consolidamento di ogni singola fondazione, si suggerisce la realizzazione di n° 4 ancoraggi, con la posa in opera di barre autoperforanti tipo “SIRIVE

® o tipo “DYWI

® Drill” con punte di perfora-

zione di diametro pari a Ø 51 mm, diametro esterno pari a Ø 32 mm e lunghezza pari a 4 metri. Gli stessi ancoraggi hanno, altresì, lo scopo di stabilizzare il versante interessato così come descritto al paragrafo precedente.

Per il calcolo della resistenza allo sfilamento del bulbo di fondazione si sono utilizzati i criteri esposti nelle Raccomandazioni AICAP – AGI 2012.

In particolare, per una stima della resistenza allo sfilamento della fondazione si può far riferimento, in via preliminare, agli abachi proposti da Bustamante e Doix (1985) 1 (ripresi dalle norme vigenti in Francia) dove sono riportati, in base alla litologia del terreno, alla tecnologia di iniezione e alla resistenza alla penetrazione (NSPT) o in base ai risultati di prove pressiometriche, i valori limite di resistenza unitaria allo sfilamento della fondazio-ne. Il valore della resistenza caratteristica a sfilamento del bulbo Rak viene determinato riducendo il valore della resistenza ottenuta dal calcolo Rac attraverso il fattore di

correlazione che tiene conto del numero di verticali di indagine (pari a 1.8 nel caso in esame):

Rak = Rac /

Secondo il metodo e gli abachi proposti da Bustamante, il valore della resistenza di cal-colo Rac viene determinato come segue:

Rac = x α x D x L x qs

1 Bustamante M. e Doix B. (1985), "Une methode pour la calcul des tirants et des micropieux

injectès, Bulletin Ponts et Chaussées", 140.


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dove:

– D è il diametro di perforazione pari a 51 mm;

– α indica un coefficiente di maggiorazione per determinare il diametro reso rispetto a quello teorico di perforazione;

– L la lunghezza del bulbo di ancoraggio;

– qs la resistenza unitaria allo sfilamento della fondazione, determinata secondo gli abachi di Bustamante, in funzione delle caratteristiche geotecniche del terreno e del-le modalità esecutive.

Il coefficiente , con iniezione unica dell’intero bulbo di fondazione (IGU) può essere valutato pari a 1,1 come da tabella seguente:

Tabella n° 6

Valori del coefficiente

Dagli abachi di Bustamante (Figura n° 4) è possibile stimare il valore di qs per la roccia andesitica (qs = 350 ÷ 450 kPa).

Figura n° 7


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Abaco per la stima di qs per rocce alterate e fratturate; curva di riferimento R.2 per iniezioni a bassa pressione

Il valore della resistenza di progetto Rad si ottiene quindi applicando alla resistenza

caratteristica Rak il coefficiente sulle resistenze Ra che, per ancoraggi definitivi, vale Ra,p

= 1.2.

Rad = Rak /Ra,p = Rac /( x Ra,p)

In questo contesto, con bulbo di fondazione all’interno della roccia andesitica (qs = 350 kPa) con lunghezza L = 4 m, la resistenza di progetto risulta Rad = 114,17 kN.

Per quanto riguarda il dimensionamento strutturale delle barre, la resistenza di progetto al limite di snervamento del tratto libero Rtd deve sempre risultare maggiore della resistenza a sfilamento della fondazione dell’ancoraggio.

A tale riguardo si deve verificare che sia soddisfatta la seguente condizione:

Rtd ≥ Rak x Rd

dove

– Rak è il valore della resistenza a sfilamento dell’ancoraggio determinato con il meto-do di Bustamante;

– Rd è il coefficiente di sovraresistenza dell’ancoraggio, in questo caso pari a 1;

– Rtd è il valore di progetto della resistenza strutturale delle barre a trazione, il cui valo-re è dato da:

Rtd=(fpyk/s) Aacciaio

con s coefficiente di sicurezza del materiale pari a 1.15.

Nell’ipotesi di utilizzare barre tipo “SIRIVE® o tipo “DYWI

® Drill” con diametro esterno D =

51 mm (sezione media A = 530 mm2) in acciaio minimo tipo 1080/1230 caratterizzato da

tensione caratteristica all’1% di deformazione totale fpyk > 1080 MPa, risulta Rtd = 433 kN, maggiore della resistenza di progetto massima allo sfilamento del bulbo Rad,max = 114,17 kN. Tale verifica delle barre di acciaio è quindi soddisfatta in via preliminare.

Anche i dispositivi di trasmissione del carico dalle barre in acciaio al plinto di fondazione dovranno essere dimensionati in modo tale da soddisfare le verifiche strutturali.

In ogni caso è necessario programmare specifiche indagini preventive di verifica, con campo prove, per accertare l’effettivo carico ammissibile delle barre di acciaio (secondo quanto previsto dalle Raccomandazioni AICAP 2012) e prove di carico in sede esecutiva e di collaudo.

7) CONCLUSIONI

Come illustrato nei paragrafi precedenti, l’intervento in esame riguarda un pendio piutto-sto acclive, caratterizzato nel complesso da sufficienti condizioni di stabilità a livello ge-nerale, dove sono distribuiti (dopo un primo strato di terreno vegetale e/o di riporto) depositi più o meno grossolani seguiti a breve profondità dai litotipi del substrato roccio-so, con giacitura degli strati a “franapoggio”.

Lo stesso pendio, come si evince dalla documentazione messa a disposizione, è co-munque soggetto a progressivi distacchi di volumi rocciosi dai livelli di alterazione super-ficiale, causati principalmente dagli agenti atmosferici, in particolare dall’acqua, senza escludere le consistenti sollecitazioni sismiche della zona.


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Si suggerisce di prestare la necessaria attenzione di tale situazione di instabilità solo su-perficiale della pendice nel corso dei lavori di posa in opera della condotta, per la sicu-rezza delle maestranze e delle aree sottostanti, compreso l’edificio della centrale, preve-dere adeguate opere di difesa provvisionale per trattenere la caduta di massi, ed in ogni modo con l’accorgimento di proteggere con teli impermeabili i fronti di scavo lasciati temporaneamente liberi.

In relazione alla citata possibile azione di pressioni neutrali e, visto che l’esecuzione dello sbancamento in progetto può rappresentare una via di cattura preferenziale anche delle sole acque di scorrimento superficiale, oltre quelle del versante, si raccomanda anche di prevedere opere di drenaggio (ad es. tubi microfessurati avvolti in teli di geotessile con frequenti scarichi) finalizzate ad allontanare eventuali ristagni idrici dal fondo della trincea di scavo.

Infine si dovrà anche garantire, con diretto controllo in sede esecutiva, che le tubazioni vadano ad appoggiare su terreni di buone caratteristiche meccaniche, oltre che addensati e in ogni caso non a diretto contatto con i blocchi di dimensioni maggiori.

Distinti saluti.

dott. geol. Eugenio Colleselli

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