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Relazione Geotecnica e Geomeccanica R.GT-

- In.Co.Se.T. srl - Arch. Francesco Alfano - Arch Team Adinolfi Associati - Pica Ciamarra Associati - PCAint srl

CERTIFICATO ISO 9001:2000

PROGETTO ESECUTIVO

n° reg. IQ NET: IT- 29100

(capogruppo)

Strutture: Ing. Giampiero MartuscelliGeotecnica/idraulica: Prof.Ing.Carlo Viggiani Geologia: Prof.Geol.Domenico Calcaterra

Responsabile del Procedimento : Dirigente LLPP Comune di Salerno - ing. Domenico Barletta

ottobre 2010

0611/b1int

1° STRALCIO - 1° LOTTOSALERNO PORTA OVEST

Salerno Porta Ovest 1°Stralcio - 1° Lotto

R.T.P.

1 Premessa ..................................................................................................................2

2 Normativa di riferimento ............................................................................................2

3 Opere in progetto ......................................................................................................9

4 Osservazioni sulle indagini......................................................................................11

5 Caratterizzazione geotecnica ..................................................................................12

6 Verifica in condizioni di Stato Limite Ultimo delle spalle ..........................................19

6.1 Verifica statica della spalla in destra idraulica ......................................20

6.2 Carico limite della spalla in sinistra idraulica.........................................23

7 Sostegno temporaneo degli scavi ...........................................................................24

8 Muri di sostegno......................................................................................................25

9 Sostegno degli scavi lungo via Risorgimento ..........................................................28

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1 Premessa

Il progetto di riassetto viario dell’area di Salerno prevede la redistribuzione dei flussi di

circolazione autostradali ed urbani. In questo contesto il nodo di Cernicchiara, nei pressi

dell’attuale uscita autostradale “Salerno” dell’A3 Salerno- Reggio Calabria, si configura come il

punto di interconnessione tra l’autostrada, il porto e la città. Nel vallone Cernicchiara verranno

perciò realizzate numerose strutture (parcheggi, aree servizi e ristoro, linee tramviarie di

collegamento con il centro città) che trasformeranno l’area in un transit point, ovvero in un nodo

di scambio intermodale attrezzato. Il progetto prevede inoltre una profonda riqualificazione

dell’assetto viario dell’area, con la costruzione di nuovi tratti che colleghino il transit point alla

rete viaria esistente: in quest’ambito è prevista la realizzazione di tratti di strada in galleria, su

viadotto e in rilevato.

Il primo stralcio del primo lotto del progetto riguarda parte del riassetto viario dello

svincolo autostradale, e prevede la costruzione di un viadotto a campata unica che superi il

torrente Rafastia oltre che la realizzazione di alcune opere accessorie.

La presente relazione geotecnica riguarda il progetto definitivo delle opere di fondazione

e sostegno del viadotto in progetto e la verifica della sicurezza di alcuni costoni che saranno

oggetto di scavi. Essa si basa sui risultati di tutte le indagini geotecniche in sito disponibili per i

luoghi di interesse.

Si sottolinea che la presente relazione contiene informazioni sufficienti a definire anche il

“profilo geotecnico” richiesto tra gli elaborati che per questo motivo non verrà allegato.

2 Normativa di riferimento

Le verifiche sulla sicurezza delle opere geotecniche sono regolate essenzialmente dal

capitolo 6 e da parte del capitolo 7 delle Norme Tecniche sulle Costruzioni pubblicate il 4/2/08.

In questa relazione verranno affrontati problemi di verifica del comportamento di fondazioni

dirette e di pendii naturali, che sono trattati rispettivamente nei paragrafi 6.4 e 6.3 delle suddette

norme.

La Normativa Tecnica impone che le verifiche di una fondazione diretta devono

riguardare i seguenti Stati Limite Ultimi:

• collasso per carico limite dell’insieme fondazione- terreno;

• collasso per scorrimento del piano di posa;

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• la stabilità globale.

La stabilità globale deve essere verificata con riferimento alla combinazione dei

coefficienti di sicurezza parziali:

A2+M2+R2

riportati nelle Tab. 1, 2 e 3, sia in condizioni statiche sia in condizioni sismiche.

Tabella 1. Coefficienti di sicurezza parziali sui carichi applicati.

Tabella 2. Coefficienti di sicurezza parziali sulle caratteristiche meccaniche del terreno.

Tabella 3. Coefficiente di sicurezza parziale sulla resistenza alla stabilità globale

delle fondazioni dirette.

Il collasso per raggiungimento del carico limite e per scorrimento della fondazione sul

piano di posa può essere invece verificato scegliendo tra due approcci, che prevedono la

considerazione di diverse combinazioni di coefficienti di sicurezza parziali:

Approccio 1:

Combinazione 1: A1+M1+R1;

Combinazione 1: A2+M2+R2;

Approccio 2:

Combinazione 1: A1+M1+R3;

Anche in questo caso le combinazioni valgono sia in condizioni statiche sia in condizioni

sismiche.

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I coefficienti A e M indicati in queste combinazioni sono quelli riportati nelle tabelle 1 e 2

mentre i coefficienti sulla resistenza globale R sono quelli riportati in Tab. 4.

Tabella 4. Coefficiente di sicurezza parziale sulla resistenza globale

al collasso delle fondazioni dirette.

Le verifiche relative al collasso per raggiungimento del carico limite e per scorrimento

della fondazione delle spalle del viadotto oggetto di questa relazione sono state effettuate

utilizzando l’approccio n°2.

La stabilità dei fronti di scavo, regolata dal paragrafo 6.8 delle N.T.C. deve essere

verificata, in condizioni statiche e sismiche, nei confronti della combinazione di coefficienti di

sicurezza

A2+M2+R2

nella quale i coefficienti “A”,“M” ed R sono da dedurre dalle tabelle 1, 2 e 3.

Per quanto concerne i muri di sostegno la normativa impone di esaminare i seguenti stati limite

ultimi:

• stabilità globale;

• scorrimento sul piano di posa;

• raggiungimento del carico limite della fondazione;

• ribaltamento.

Le prime tre verifiche devono essere svolte con le stesse modalità e con le stesse

combinazioni di coefficienti di sicurezza parziali definite per le fondazioni dirette, con l’unica

eccezione del coefficiente di sicurezza R3 per la capacità portante della fondazione che vale:

R3= 1.4.

Lo stato limite di ribaltamento deve essere trattato come uno stato limite di equilibrio di

un corpo rigido, utilizzando per le amplificazioni dei carichi i coefficienti contenuti nella tabella

4b e riducendo le proprietà meccaniche del terreno attraverso i coefficienti M2 della tabella 2

per il calcolo delle spinte.

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Tabella 4b. Coefficienti di amplificazione del carico per la verifica a ribaltamento.

La verifica del comportamento delle opere in condizioni sismiche deve essere svolta

utilizzando le stesse combinazioni di coefficienti di sicurezza parziale utilizzate per le verifiche in

campo statico, aggiungendo alle eventuali azioni (statiche ed inerziali) provenienti dalla struttura

le azioni inerziali indotte sul terreno da un sisma di progetto opportunamente definito.

Le N.T.C. definiscono le azioni sismiche in base alla posizione, all’importanza e alla vita

nominale dell’opera, oltre che in funzione della natura dei terreni e all’orografia del luogo in cui

si trova l’opera stessa. Più nel dettaglio i parametri che caratterizzano l’azione del sisma nei

confronti del quale si progetta l’opera sono funzione della pericolosità sismica che è definita in

termini di accelerazione orizzontale massima attesa ag in condizioni di campo libero su sito di

riferimento rigido con superficie topografica orizzontale (di categoria A quale definita al § 3.2.2

del Testo Unico), …. Omissis… con riferimento a prefissate probabilità di eccedenza “PVR” ,

come definite nel § 3.2.1 del Testo Unico, nel periodo di riferimento VR , come definito nel § 2.4

della stessa normativa.

La scelta del periodo di ritorno del sisma, elemento necessario per individuare

l’accelerazione massima di progetto, è stata condotta sempre secondo le prescrizioni del

capitolo 3 del T.U. A tal fine è necessario definire:

• la classe d’uso dell’opera, in base alle descrizioni riportate nel paragrafo 2.4.2, per poter

definire il coefficiente di uso CU, secondo le indicazioni della Tab. 5;

• la vita utile dell’opera secondo le indicazioni della Tab. 6 per calcolare il periodo di

riferimento VR come prodotto di VN e CU;

• lo stato limite al quale si riferisce il calcolo (necessario per definire. la probabilità di

eccedenza “PVR” come definite in Tab. 7.

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Tabella 5. Coefficienti d’uso in funzione della classe d’uso dell’opera

Tabella 6. Vita Nominale dell’opera

Tabella 7. Probabilità di superamento dell’accelerazione attesa,

in funzione dello Stato Limite

Gli stati limite sotto azioni sismiche sono così definiti in normativa:

• Stato Limite di Operatività (SLO): a seguito del terremoto la costruzione nel suo

complesso, includendo gli elementi strutturali, quelli non strutturali, le apparecchiature

rilevanti alla sua funzione, non deve subire danni ed interruzioni d'uso significativi;

• Stato Limite di Danno (SLD): a seguito del terremoto la costruzione nel suo

complesso, includendo gli elementi strutturali, quelli non strutturali, le apparecchiature

rilevanti alla sua funzione, subisce danni tali da non mettere a rischio gli utenti e da non

compromettere significativamente la capacità di resistenza e di rigidezza nei confronti

delle azioni verticali ed orizzontali, mantenendosi immediatamente utilizzabile pur

nell’interruzione d’uso di parte delle apparecchiature.

• Stato Limite di salvaguardia della Vita (SLV): a seguito del terremoto la costruzione

subisce rotture e crolli dei componenti non strutturali ed impiantistici e significativi danni

dei componenti strutturali cui si associa una perdita significativa di rigidezza nei confronti

delle azioni orizzontali; la costruzione conserva invece una parte della resistenza e

rigidezza per azioni verticali e un margine di sicurezza nei confronti del collasso per

azioni sismiche orizzontali;

• Stato Limite di prevenzione del Collasso (SLC): a seguito del terremoto la

costruzione subisce gravi rotture e crolli dei componenti non strutturali ed impiantistici e

danni molto gravi dei componenti strutturali; la costruzione conserva ancora un margine

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di sicurezza per azioni verticali ed un esiguo margine di sicurezza nei confronti del

collasso per azioni orizzontali.

Lo scrivente ritiene corretto verificare la stabilità dei pendii interessati dalla costruzione

delle opere oggetto di questa relazione nei confronti dello Stato Limite di Collasso, per il quale il

tempo di ritorno T del sisma di riferimento vale:

T= 2475 anni.

ovvero il massimo previsto dalla normativa.

Le analisi del comportamento sotto sisma delle opere trattate in questa relazione sono

state condotte mediante il metodo pseudostatico che prevede di sommare alle forze di massa

del terreno delle forze equivalenti alle azioni inerziali generate da un sisma. Ad ogni elemento di

volume di terreno vengono idealmente applicate due forze:

Fh=dW·kh

Fv=dW·kv

In cui kh e kv sono dei coefficienti dipendenti dalla massima accelerazione attesa in sito e

dW il peso dell’elemento di volume. E’ giusto sottolineare che le verifiche devono essere

condotte considerando le forze verticali orientate sia verso il basso sia verso l’alto.

Il coefficiente kh può essere calcolato secondo l’espressione proposta dalla normativa:

kh= β· ag · S

mentre

kv= kh/2

In queste espressioni ag è la massima accelerazione attesa in sito, β un coefficiente

riduttivo dell’accelerazione che tiene conto del tipo di terreno in affioramento e può essere

determinato dalla Tab. 8, ed S è un coefficiente che invece tiene conto dell’amplificazione

dell’accelerazione determinata dall’orografia del pendio e, ancora una volta, dalla tipologia di

materiali presenti in affioramento. In particolare il coefficiente S vale:

S=SS·ST

I due coefficienti SS ed ST possono essere agevolmente dedotti dalle Tab. 9 e10.

Tabella 8. Coefficiente riduttivo β in funzione della tipologia di materiali affioranti.

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Tabella 9. Coefficienti SS ed ST in funzione della tipologia di materiali affioranti.

Tabella 10. Coefficiente ST in funzione della categorie topografica.

Le classi sismiche dei materiali e le categorie topografiche sono richiamate nelle Tab. 11

e 12.

Tabella 11. Coefficiente ST in funzione della categorie topografica

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Tabella 12. Coefficiente ST in funzione della categorie topografica

L’accelerazione massima attesa al substrato rigido può essere calcolata in base ai

risultati del “progetto S1” dell’ I.N.G.V., che fornisce questi valori nei nodi di una ideale maglia

che copre l’intero territorio nazionale. Il valore dell’accelerazione nei siti che non si trovano

esattamente sui nodi di questa maglia può essere calcolata interpolando i valori forniti nei

quattro nodi più prossimi.

Alle coordinate:

Longitudine = 14.76°

Latitudine = 40,69

prossime alla posizione del viadotto, l’interpolazione fornisce

ag= 0.162 g

I terreni presenti in tutta l’area rientrano sicuramente classificabili nella categoria sismica

“A” (ammassi rocciosi con VS,30 >800 m/s), e cautelativamente si può considerare una categoria

topografica T4.

Pertanto i coefficienti di spinta sismica valgono:

kh = 0.162 · 0.27·1.4= 0.06

kh=0.06 /2= 0.03

3 Opere in progetto

L’area oggetto degli interventi contenuti nel primo stralcio, indicata in rosso in Fig. 1,

nella quale si nota che l’opera di maggiore rilevanza è senz’altro il viadotto necessario a

superare il torrente Rafastia. La sezione longitudinale del viadotto è mostrata in Fig. 2.

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Il viadotto è a campata unica e collega versanti in cui la roccia fratturata è affiorante o

sottoposta a piccoli spessori di alluvioni o riporti.

La stratigrafia dell’area, le proprietà meccaniche dei materiali in sede (come si vedrà in

seguito) e le caratteristiche geometriche della spalle del viadotto consentono senz’altro di

adottare per le spalle fondazioni dirette poggianti sulla dolomia.

Gli scavi necessari alla realizzazione delle spalle saranno generalmente sostenuti da

paratie di micropali ancorati. Lo stesso tipo di opere di sostegno saranno sufficienti a prevenire

lo sviluppo di spostamenti eccessivi durante gli scavi vicini alle strade esistenti.

Si segnala che lungo via Risorgimento è previsto in futuro (cioè dopo la realizzazione

delle opere del 1° stralcio, 1° lotto) uno scavo di circa 3 m lungo il costone di roccia che

sovrasta la strada per permettere la realizzazione di una strada collegata ad uno svincolo.

Il capitolo 8, dedicato appunto a questo problema, chiarirà che le opere di sostegno

lungo questo scavo non hanno assolutamente la funzione di sostenere il costone, ma solo di

impedire piccoli fenomeni di instabilità locale.

Figura 1. Area interessata dalle opere del primo stralcio del primo lotto.

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13.28

6.887.32

12.70

14.20

1.50

1.601.308.90

1.00

4.52

12.003.00

0.70

.20

0.50

3.50

9.85

1.30

.50

15.00

1.50

3.00

7.84

11.49

QUOTA RINTERRATA

P.C. ESISTENTE

ASSE APPOGGI

ASSE APPOGGI

+79m

+85.5m

QUOTA SCAVO

55.61

55.50 12.00

12.02

12.02

S1

+82.2m

12.61

80.11

1.50

S2

+90m

GIUNTO DI

DILATAZIONE

4.38

3.50

CLS MAGRO=10 cm

CLS MAGRO=10 cm

.50

PARATIA DI MICROPALI

TIRANTATA

PALI Ø 200/250mm

TIRANTI A PASSO 5 m

Figura 2. Sezione longitudinale del viadotto e delle spalle.

4 Osservazioni sulle indagini

Come ben noto e già osservato nel corso delle indagini eseguite per il progetto

preliminare, la complessa natura delle rocce che compongono la stragrande maggioranza del

volume significativo delle opere in progetto rende l’esecuzione e l’interpretazione delle indagini

in sito abbastanza complessa. La presenza di un elevato grado di fratturazione rende

impossibile il carotaggio indisturbato, e di fatto alquanto problematico anche quello disturbato.

Pertanto, con l’uso di un carotiere semplice il risultato del carotaggio è rappresentativo

dell’ammasso roccioso solo dal punto di vista mineralogico, perchè la frantumazione causata

dalla manovra di prelievo non consente neanche il riconoscimento granulometrica del materiale

fratturato. Si tratta quindi di materiale di campionamento classificabile come Q1 (AGI, 1977) o C

(EC7), e quindi del tipo più scadente. Come è stato osservato in sito nel corso delle recenti

indagini geotecniche eseguite dalla INGE srl, l’uso del doppio carotiere e di particolare

attenzione nel corso delle manovre di perforazione consentono il prelievo di materiale di

pezzatura più grossolana, certamente più prossimo alla reale situazione del sito.

I sondaggi hanno quindi avuto la funzione primaria di dettagliare le profondità dei

passaggi stratigrafici, osservabili sulla base della diversa natura mineralogica dei materiali

prelevati. Per la caratterizzazione meccanica dei materiali, invece, ci si è rifatto ai risultati della

prova cross-hole eseguita nel foro di sondaggio SP3 e a parametri di resistenza ricavati in base

alle correlazioni empiriche disponibili in letteratura sulla base delle caratteristiche osservabili

della roccia, così come meglio descritto nel paragrafo successivo.

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5 Caratterizzazione geotecnica

Rispetto alla caratterizzazione fornita nella relazione del progetto preliminare, in questa

sede è stato possibile dettagliare e specificare maggiormente le caratteristiche dei materiali

interagenti con le opere.

Del resto la caratterizzazione preliminare muoveva da informazioni reperite in sondaggi

molto distanti tra loro ed aveva lo scopo di fornire una stima cautelativa delle proprietà di

materiali presenti in un’amplissima area. La descrizione presentata in questo capitolo si basa

invece su informazioni raccolte in un’area molto più limitata ed ha lo scopo di fornire un quadro

sempre cautelativo, ma in ogni caso realistico delle proprietà delle rocce che si trovano nei

pressi del vallone del torrente Rafastia.

La caratterizzazione di tutti i terreni è stata effettuata basandosi sia sulle informazioni di

carattere geologico fornite dal prof. Calcaterra, sia sui risultati dei sondaggi direttamente

eseguiti nella zona di interesse.

Questi sono il sondaggio SP3, appartenente alla prima campagna di indagini (utilizzata

per la stesura del progetto preliminare), ed i sondaggi SDLC1, SDLC2, SDLC3 ed SDLC4

eseguiti dalla INGE srl nel corso dei mesi di gennaio e febbraio del 2009 a corredo del progetto

definitivo. L’ubicazione di tutte queste prove è riportata in Fig. 3.

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Figura 3. Ubicazione delle indagini effettuate in sito.

Per la definizione del comportamento dei terreni a bassi livelli di deformazione e per la

stima delle proprietà medie dell’ammasso roccioso si sono anche utilizzati i risultati delle prove

down-hole a suo tempo eseguite nel foro di sondaggio SP3.

I sondaggi SDLC1 ed SDLC3 sono stati effettuati proprio in corrispondenza dell’area di

impronta delle due spalle del viadotto che scavalca il torrente Rafastia.

Tutti i sondaggi mostrano che al di sotto di uno strato di modesto spessore di riporto

sono presenti rocce di natura dolomitica. Solo il sondaggio SDLC2 riporta un’anomalia

stratigrafica tra i 7 e gli 8 m di profondità dal p.c., rappresentata da materiale sciolto con

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presenza di contenuto organico definito nel rapporto della INGE srl come “materiale

alluvionale”. Non essendo questo dettaglio stratigrafico compatibile con la storia geologica dei

materiali in sede, esso con ogni probabilità identifica una conoide antica, così come osservato

in relazione geologica.

Alla profondità del piano di posa delle fondazioni del ponte, comunque, si trova senza

dubbio l’ammasso roccioso fratturato di base. Ciò è anche dimostrato dal fronte visibile, a valle

della spalla S1, direttamente inciso in roccia (Fig. 4), che rappresenta la sponda in destra

idraulica del Torrente Rafastia.

Figura 4. Foto della sponda in destra idraulica a valle della fondazione S1 del ponte.

La resistenza degli ammassi rocciosi dipende sia dalle caratteristiche della roccia intatta,

sia dalla posizione, dal numero e dall’orientazione delle discontinuità. L’importanza relativa di

questi due fattori è legata al rapporto tra la spaziatura delle discontinuità e l’estensione della

zona interessata dall’opera. Quando tale rapporto è piccolo, l’influenza delle discontinuità è

molto pronunciata; in caso contrario, divengono più rilevanti le proprietà intrinseche del

materiale roccioso. Nel caso in esame l’elevata estensione delle opere in progetto rende

imprescindibile la considerazione delle fratture della roccia nella definizione delle proprietà del

materiale.

Come già osservato, però, in questi materiali non è possibile determinare l’effettivo

grado di fratturazione della roccia in sito dall’osservazione delle carote estratte dai fori di

sondaggio, a causa dell’elevato disturbo arrecato al materiale dalle manovre di campionamento.

Pertanto, le valutazioni circa il grado e di fratturazione e le caratteristiche delle fessure verranno

effettuate sulla base dei risultati delle prove sismiche, dalle osservazioni sui fronti della roccia

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affiorante ed in base alla pregressa esperienza maturata dallo scrivente sui materiali presenti

nella zona.

La prova penetrometrica svolta nel sondaggio SP3 raggiunge valori di rifiuto già a 7 m

dal piano campagna, e quindi non è di grande ausilio per la quantificazione delle proprietà

meccaniche dell’ammasso.

Molto utile risulta invece la prova down hole effettuata nel foro del sondaggio SP3,

grazie alla misura delle velocità Vp e Vs di propagazione rispettivamente delle onde di

compressione (P) e di taglio (S). La misura di queste velocità consente infatti, oltre alla usuale

determinazione delle caratteristiche di rigidezza dell’ammasso a piccoli livelli di deformazione,

anche una classificazione del grado di fratturazione dell’ammasso stesso.

Ciò può essere fatto, ad esempio, attraverso la determinazione dell’Indice di velocità

(VI), definito come:

VI = (Vp/ V0)2

In cui V0 è la velocità delle onde di compressione (P) nella roccia integra. L’applicazione

di questo metodo, esposta in dettaglio per il sito in esame nella relazione del prof. Calcaterra,

consente di definire la qualità della roccia secondo la classifica proposta in Tab. 13. In

particolare, siccome nel sito in esame VI varia tra 0.1 e 0.6, l’ammasso può essere definito di

qualità da molto scadente a mediocre, con qualità che migliorano all’aumentare della profondità.

Indice di Velocità VI Qualità dell’ammasso roccioso

0-0.2 Molto scadente

0.2-0.4 Scadente

0.4-0.6 Mediocre

0.6-0.8 Buona

0.8-1.0 Molto buona

Tabella 13. Relazione tra indice di velocità e qualità dell’ammasso roccioso.

Questa informazione conferma la necessità di tenere in conto la presenza del sistema di

fratturazione nella caratterizzazione meccanica quantitativa dell’ammasso roccioso. Un

semplice criterio empirico utilizzabile a tal fine è quello proposto da Bieniawski (1989), sulla

base della definizione del ben noto Rock Mass Rating (Bieniawski, 1979, 1984).

Per calcolare l’RMR ci si deve riferire a cinque parametri che concorrono alla definizione

del comportamento meccanico della roccia fratturata: (R1) resistenza a compressione semplice

della roccia integra; (R2) Rock Quality Designation, RQD; (R3) spaziatura delle discontinuità;

(R4) condizione delle discontinuità; (R5) condizioni dell’acqua nell’ammasso. Dalla

combinazione dei valori stimati di queste variabili si risale ad un valore complessivo

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0<RMR<100, sulla base del quale si definisce una categoria di comportamento e un intervallo di

valori di coesione ed angolo di attrito.

Gli elementi forniti dalle indagini effettuate permettono di stimare con sufficiente

affidabilità i valori dei parametri Ri del RMR per le dolomie.

R1: cautelativamente, la resistenza a compressione semplice è stato ricavata in funzione

della rigidezza dell’ammasso (misurata nelle prove down hole), come valore minimo tra

quelli indicati in Fig. 5 (σci min = 60 MPa). Pertanto, R1= 7.

Figura 5. Rapporti tipici tra resistenza a compressione e rigidezza delle rocce

(da Deere e Miller 1966).

R2: Il valore di RQD è sempre molto modesto, per cui si assume il valore minimo

suggerito R2= 3.

R3: Le osservazioni in sito effettuate circa la spaziatura delle fratture sui materiali

affioranti indicano che è cautelativo assumere R3= 5 (spaziatura centimetrica).

R4: Assumendo fratture alterate, si stima R4= 20.

R5= 15 (falda assente alla profondità di interesse)

Si ha pertanto che: RMR= 50. Secondo la classifica proposta da Bieniawski, questo

valore corrisponde ad un ammasso roccioso di III e quindi di proprietà mediocri (vedi Tab. 14).

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RMR CLASSE Qualità dell’ammasso roccioso

≤20 V Molto scadente

21÷40 IV Scadente

41÷60 III Mediocre

61÷80 II Buona

81÷100 I Molto buona

Tabella 14. Relazione tra RMR e qualità dell’ammasso roccioso.

Per tale tipo di ammasso, Bieniawski indica intervalli i seguenti intervalli dei parametri di

resistenza al taglio: c=200÷300 kPa, φ’=25°÷35°.

Un’altra possibile alternativa, per la caratterizzazione della resistenza al taglio degli

ammassi rocciosi, è l’impiego del criterio di resistenza di Hoek e Brown (1997), espresso in

funzione dei tre parametri:

• σci, ovvero la resistenza a compressione uniassiale della roccia intatta, per

caratterizzare la resistenza del materiale lapideo

• m ed s, che tengono conto del grado di fatturazione del volume di materiale

interagente con l’opera

Nel piano delle tensioni principali il criterio di resistenza di Hoek e Brown è espresso

dall’equazione:

5,0

331

++= sm

cicici σ

σ

σ

σ

σ

σ

I parametri m ed s possono essere correlati all’RMR secondo le espressioni:

−=

α

100exp

RMRmm i

−=

β

100exp

RMRs

Nelle espressioni proposte, per rocce disturbate (da azioni antropiche o naturali) α e

β valgono rispettivamente 14 e 6. I valori di mi sono invece tabellati in funzione del tipo di

roccia, e per la dolomia in questione si assume sulla base delle informazioni disponibili m=10.

E’ così possibile stimare i seguenti valori assunti dai parametri del criterio di Hoek e

Brown:

σci= 60 MPa

m = 0.28

s = 0

I risultati ottenuti possono essere espressi anche in termini di angolo di attrito,

ovviamente variabile con lo stato tensionale.

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L’angolo di attrito può essere infatti calcolato come:

( )[ ]{ } 2/12/32 1

3130cos4arctan'

−− −+= harcsenhϕ

in cui h può essere calcolato con l’espressione:

( )

ic

ic

m

smh

σ

σσ23

'161

++=

La coesione del materiale può essere stimata ricordando che, sull’inviluppo di rottura nel

piano di Mohr, per il criterio di Hoek e Brown, ad una fissata σ, τ vale:

8)cos(cot cimσ

φφτ −=

Con semplici considerazioni geometriche si può dimostrare che la coesione relativa alla

stessa σ vale:

c= τ-σ tan(ϕ)

Lo stato tensionale verticale medio all’interno del volume significativo per la rottura al di

sotto delle fondazioni delle spalle è fortemente condizionato dalla tensione verticale media

trasmessa al terreno dalla sovrastruttura, che come si vedrà in seguito vale circa 300 kPa.

Per stati tensionali di quest’ordine di grandezza, il criterio di Hoek e Brown fornisce i

seguenti parametri di resistenza: ϕ= 33°, c=1,2 MPa.

Questo valore di coesione è a parere dello scrivente troppo elevato. Cautelativamente,

si assumerà nel prosieguo un valore ridotto, e pari a c=250 kPa, valore medio dell’intervallo

suggerito da Bieniawski prima citato. In Tab. 15 è riportata una sintesi dei risultati ottenuti e dei

valori di progetto scelti (in rosso).

APPROCCIO γ

[kN/m3]

c

[kPa]

ϕ

[kN/m3]

Bieniawski 200÷300 25÷35

Hoek e Brown 1200 33

Scelta di progetto

20

250 33

Tabella 15. Sintesi dei risultati delle interpretazioni effettuate

e scelta dei parametri di resistenza al taglio.

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6 Verifica in condizioni di Stato Limite Ultimo delle spalle

La relazione strutturale permette di individuare 3 condizioni di carico alle quali sono

soggette le spalle del viadotto:

1. condizione statica;

2. condizione sismica con sisma in direzione “x” (cioè verso l’alveo);

3. condizione sismica con sisma in direzione “y” (ortogonale ad x).

Per le particolari condizioni di vincolo delle spalle, le tre condizioni di carico hanno

caratteristiche ben distinte le une dalle altre ed in particolare:

• nella condizione 1) le spalle siano sostanzialmente soggette a carichi

verticali eccentrici;

• nella condizione 2) le spalle siano sostanzialmente soggette a carichi

eccentrici inclinati in direzione x;

• nella condizione 2) le spalle siano sostanzialmente soggette a carichi

eccentrici inclinati in direzione y;

E’ perciò agevole individuare, anche in funzione della posizione delle spalle, i

meccanismi preferenziali di rottura del complesso fondazione – terreno.

La sezione longitudinale del viadotto che supera il torrente Rafastia, mostrata nella

Fig.2, permette di apprezzare che la posizione delle spalle rispetto al versante dell’alveo è ben

diversa: il piano di posa della spalla in destra idraulica (indicata con “S1”) si trova a pochi metri

dall’alveo mentre la spalla in sinistra idraulica (indicata con “S2”) si trova ben distante dalla

scarpata del letto del fiume.

Questa diversità di posizione implica essenzialmente una differenza del meccanismo di

rottura preferenziale del complesso fondazione terreno.

La fondazione della spalla “S2” tenderà infatti a rompersi secondo il classico

meccanismo di scorrimento lungo una superficie mistilinea, senza coinvolgere il versante

dell’alveo. In ogni caso, visto che la distanza lunghezza della zona passiva è maggiore della

distanza tra la fondazione e l’alveo e verranno effettuate sia le verifiche di stabilità globale sia le

verifiche nei confronti della rottura per raggiungimento del carico limite.

La vicinanza della spalla “S1” all’alveo del torrente Rafastia induce invece un

meccanismo di rottura preferenziale caratterizzato dalla traslazione di un cuneo di terreno al di

sotto della fondazione (Fig. 6). Nei casi 1) e 2) verrà pertanto effettuata la sola verifica di

stabilità globale.

Per entrambe le spalle la stabilità globale nel caso 3)risulta sicuramente verificata visto

che il piano campagna si presenta orizzontale in direzione parallela all’alveo.

Pagina 20 di 31

q

cuneo considerato

nelle verifiche

Figura 6. Meccanismo di rottura a cuneo.

6.1 Verifica statica della spalla in destra idraulica

Come detto nell’introduzione di questo capitolo, in questo caso il meccanismo di rottura

preferenziale del complesso fondazione terreno nei casi 1 e 2 può essere ben schematizzato

immaginando una traslazione verso l’alveo di un cuneo di terreno al di sotto della fondazione.

L’ipotesi sicuramente più cautelativa è quella che il cuneo di rottura sia delimitato dal

piano di posa della fondazione dalla scarpata più prossima alla fondazione e dal piano passante

dal piede della scarpata e dal “tacco” della spalla.

In queste condizioni il coefficiente di sicurezza globale del cuneo può essere espresso

come rapporto tra la resistenza disponibile e la resistenza mobilitata lungo la superficie di

scorrimento, ovvero attraverso il rapporto:

[ ] }{[ ]α⋅+−⋅α⋅+δ+α⋅

ϕ⋅δ+α⋅+α⋅⋅−δ+α+−α++=

cosk)k1()(senW)(senF

'tan)cos(FsenWk)cos(F)k1)(cos(WL'cFS

hv

hv

nella quale c’ e ϕ’ sono la coesione efficace e l’angolo di attrito del materiale, W il peso

proprio del cuneo,α è l’inclinazione rispetto al piano orizzontale della superficie di scivolamento,

kv e kh sono i coefficienti di spinta sismica pseudostatica; F il modulo della forza (per unità di

lunghezza) applicata dalla fondazione, δ l’inclinazione della forza stessa rispetto alla verticale.

Nel capitolo 2 di questa relazione è stato segnalato che la verifica nei confronti della

stabilità globale per le fondazioni dirette deve essere svolta utilizzando la combinazione di

coefficienti di sicurezza parziali.

A2+M2+R2

Le verifiche sono state pertanto svolte utilizzando i parametri di resistenza

opportunamente ridotti, che hanno condotto a determinare i valori richiamati in Tab. 16.

Pagina 21 di 31

Il carico limite verticale della fondazione spalla indicata con S2 nella Fig. 7 può essere

calcolato con la classica “formula trinomia”:

γγγ ξζγξζξζγ ⋅⋅⋅⋅+⋅⋅⋅⋅+⋅⋅⋅⋅=2

'lim

BNDcNDNq cccqqq 1)

Nella quale γ è il peso per unità di volume del terreno, c’ è la coesione efficace, B’ è la

larghezza equivalente della fondazione, opportunamente calcolata per tener conto

dell’eccentricità del carico, D è la profondità del piano di posa.

I coefficienti

• Nq, Nc ed Nγ dipendono dall’angolo di attrito;

• ζq, ζc e ζγ tengono conto della forma della fondazione;

• ξq, ξc e ξγ tengono conto dell’inclinazione dei carichi.

Di seguito si riportano le espressioni con le quali questi coefficienti sono stati calcolati.

ϕπ

ϕ

ϕ tan

1

1e

sen

senNq

−

−= ;

( ) ϕcot1−= qc NN ;

( ) ϕγ tan1+= qNN ;

ϕζ tan'

'1

L

Bq += (nella quale B’ rappresenta la dimensione minore della fondazione);

c

q

cN

N

L

B+= 1ζ (nella quale B’ rappresenta la dimensione minore della fondazione);

L

B4,01 −+=γζ (nella quale B’ rappresenta la dimensione minore della fondazione);

m

v

hq

cq

q

⋅+−=

ϕξ

cot1 ;

ϕ

ξξξ

tan

1

⋅

−−=

c

q

qcN

;

1

cot1

+

⋅+−=

m

v

hq

cq

q

ϕξ .

Nelle espressioni relative ai coefficienti ζi, B’ ed L’ sono le dimensioni della fondazione

opportunamente ridotte per tener conto dell’eccentricità del carico, mentre nelle formule di

calcolo dei coefficienti ξi, qh e qv rappresentano rispettivamente il carico orizzontale e quello

verticale agente in fondazione sull’area di carico opportunamente ridotta per tener conto

dell’eccentricità del carico, e l’esponente m vale:

Pagina 22 di 31

'/'1

'/'2

BL

BLm

+

+= quando la forza orizzontale agisce lungo L e

'/'1

'/'2

LB

LBm

+

+= quando la forza orizzontale agisce lungo b.

La resistenza allo scorrimento della fondazione può essere calcolata come:

ϕtan' vh qcq +=

Le verifiche sono state svolte secondo l’approccio 2 di Normativa ovvero con la

combinazione di coefficienti di sicurezza parziali:

A1+M1+R3.

Le proprietà meccaniche caratteristiche delle rocce che costituiscono il terreno di

fondazione sono perciò quelle riportate in rosso nella Tab. 15.

Le sollecitazioni applicate alla fondazione, opportunamente amplificate secondo le

prescrizioni di normativa (ovvero secondo i coefficienti riportati in Tab. 5) sono indicate nelle

tabelle presentate nell’allegato di questa relazione, così come i valori assunti dai coefficienti

presenti nell’espressione del carico limite sono riportati nel tabulato di calcolo allegato a questa

relazione.

Con le procedure esposte sono stati calcolati i coefficienti di sicurezza riepilogati in

Tab.17, che risultano essere sempre maggiori del minimo richiesto da normativa.

Si sottolinea che per “coefficiente di sicurezza” nei confronti del carico limite e dello

scorrimento si intende in questa relazione il rapporto tra il carico di progetto (ovvero della

quantità qd=qlim/R3) ed il carico applicato.

Le verifiche sono tutte soddisfatte.

TERRENO γ

[kN/m3] c

[kPa] ϕ

[°]

DOLOMIA 20 200 27.4

Tabella 16. Parametri meccanici di resistenza del terreno nelle verifiche di stabilità globale.

STABILITA' GLOBALE

CASO FS

STATICO 2,0

SISMICO (KV+) 2,0

SISMICO (KV-) 2,0

CARICO LIMITE

CASO FS

SISMICO (DIREZIONE Y) 9

SCORRIMENTO LUNGO Y

CASO FS

SISMICO (DIREZIONE Y) 8 Tabella 17 Coefficienti di sicurezza della spalla in destra idraulica.

Pagina 23 di 31

6.2 Carico limite della spalla in sinistra idraulica

La Fig. 7 permette di apprezzare che la spalla in sinistra idraulica è fondata direttamente

10,2 m al di sotto del piano campagna, alla stessa quota alla quale è prevista anche la

costruzione di alcuni parcheggi. Per questo motivo, le verifiche saranno condotte sia nell’ipotesi

che il piano di fondazione si trovi appunto a 9.4 m di profondità, sia nell’ipotesi che il benefico

sovraccarico agente sul terreno circostante venga completamente rimosso.

Il progetto prevede che la spalla poggi su una superficie a pianta quadrata larga 13,2 m

e lunga 15.

13.28

6.887.32

12.70

14.20

1.50

1.601.308.90

1.00

4.52

12.003.00

0.70

.20

0.50

3.50

9.85

1.30

.50

15.00

1.50

3.00

7.84

11.49

QUOTA RINTERRATA

P.C. ESISTENTE

ASSE APPOGGI

ASSE APPOGGI

+79m

+85.5m

QUOTA SCAVO

55.61

55.50 12.00

12.02

12.02

S1

+82.2m

12.61

80.11

1.50

S2

+90m

GIUNTO DI

DILATAZIONE

4.38

3.50

CLS MAGRO=10 cm

CLS MAGRO=10 cm

.50

PARATIA DI MICROPALI

TIRANTATA

PALI Ø 200/250mm

TIRANTI A PASSO 5 m

Figura 7. Sezione longitudinale dell’impalcato e delle spalle.

Le verifiche sono state condotte secondo le procedure esposte al precedente paragrafo.

La Tab. 18 riporta i coefficienti di sicurezza calcolati per le varie combinazioni di carico

elencate nel capitolo 5. Si può notare che questi valori sono sempre superiori ai limiti imposti

dalla normativa e che quindi la fondazione è verificata.

Tutte le verifiche risultano soddisfatte.

STABILITA' GLOBALE

CASO FS

STATICO 7,4

SISMICO (KV+) 4,3 D=0 m

SISMICO (KV-) 4,3

CARICO LIMITE

CASO FS

STATICO 19

SISMICO (DIREZIONE X) 16 D=10,2 m

SISMICO (DIREZIONE Y) 24

STATICO 12

SISMICO (DIREZIONE X) 11 D=0 m

SISMICO (DIREZIONE Y) 16

Pagina 24 di 31

SCORRIMENTO LUNGO X

CASO FS

STATICO INFINITO

SISMICO (DIREZIONE X) 6 D=10,2 m

SISMICO (DIREZIONE Y) INFINITO

STATICO INFINITO

SISMICO (DIREZIONE X) 6 D=0 m

SISMICO (DIREZIONE Y) INFINITO

SCORRIMENTO LUNGO Y

CASO FS

STATICO INFINITO

SISMICO (DIREZIONE X) INFINITO D=10,2 m

SISMICO (DIREZIONE Y) 14

STATICO INFINITO

SISMICO (DIREZIONE X) INFINITO D=0 m

SISMICO (DIREZIONE Y) 14 Tabella 18. Coefficienti di sicurezza nei confronti del collasso e della stabilità globale

della spalla in sinistra idraulica.

7 Sostegno temporaneo degli scavi

Entrambe le spalle del viadotto si approfondiscono al di sotto del piano campagna per

oltre 12 metri, e richiedono sicuramente la costruzione di sostegni alle pareti scavate che

dovranno essere definitivi, visto che due blocchi su cui poggia il viadotto non sono collegati al

banco di roccia retrostante.

Sarà pertanto necessario realizzare paratie di micropali lungo tutto il perimetro dello

scavo della spalla “S1” e lungo 3 dei quattro lati della spalla “S2”. Dette paratie dovranno poi

essere ancorate a tiranti, a meno di quella della spalla “S1” prossima all’alveo. Per la spalla

“S1”, in cui la paratia si chiude completamente su una pianta rettangolare, sarà anche realizzato

un cordolo di coronamento chiuso. Per la spalla “S2”, questo cordolo riguarderà solo i tre lati

con paratia.

Nella zona prossima alla spalla “S2” nella quale è prevista la futura costruzione dei

parcheggi sarà invece effettuato uno sbancamento, che successivamente verrà reinterrato.

Per roccia classificabile di categoria III secondo Bieniawski, così come è l’ammasso

roccioso in fondazione (ed ampiamente commentato nel paragrafo sulla caratterizzazione

geotecnica dei materiali), Romana (1985) fornisce utili indicazioni anche sulle condizioni di

stabilità tipiche dei fronti di scavo. Questo aspetto è importante per la scelta delle procedure di

sostegno da adottare sia per gli scavi provvisori sia per quelli definitivi. In particolare, per

ammassi di classe III Romana segnala problemi di instabilità minori (ammassi parzialmente

Pagina 25 di 31

stabili), meccanismi di instabilità da verificare di tipo essenzialmente lungo superfici piane o

cunei di distacco, e suggerisce l’uso sistematico di opere di sostegno. Pertanto, lo scavo lungo

pareti verticali sarà sostenuto da berlinesi composte da micropali del diametro di 200 m, posti

ad interasse di 250 mm, con una fila di tiranti ogni 5 m di scavo, e distanza tra i tiranti della

stessa fila pari a 2 m.

8 Muri di sostegno

Il riassetto della viabilità nei pressi del viadotto richiede la costruzione di alcuni

muri di sostegno, tutti da fondarsi sulla roccia dolomitica, che serviranno al sostegno dei

nuovi rilevati stradali in materiale sciolto. La realizzazione dei rilevati e dei muri renderà

localmente necessaria la risagomatura dei pendii lungo i quali correranno i rilevati.

Le proprietà dei materiali costituenti i rilevati sono sicuramente dipendenti dalle

operazioni di posa in opera, in particolar modo dal grado di costipamento ottenuto per il

materiale: cautelativamente le verifiche di seguito riportate sono state condotte

ipotizzando che i rilevati siano costituiti da una sabbia avente le caratteristiche riportate

in Tab.19.

Materiale γ [kN m3] c [kPa] ϕ [°]

sabbia rilevato 17 0 33

Tabella 19. Caratteristiche del materiale costituente il rilevato.

L’altezza dei muri è variabile in funzione della quota del piano di posa e del piano

strada, così come è variabile l’inclinazione del pendio a valle del muro.

Si può però affermare con certezza che le condizioni più gravose per la stabilità

globale dell’opera e per il raggiungimento del carico limite si verificano nei pressi della

spalla “S1” dove verrà costruito un muro alto 6.1 m nei pressi di una scarpata con una

pendenza piuttosto elevata (33 ° rispetto all’ orizzontale): una sezione schematica del

muro è riportata nella Fig 8.

Si nota che il paramento interno è inclinato di circa 84 ° rispetto all’orizzontale e

che la fondazione è costituita da una soletta in calcestruzzo armato di 1.1 m di spessore

e 5 m di lunghezza.

Pagina 26 di 31

Figura 8. Sezione longitudinale del muro in condizioni più gravose

La stabilità di questo particolare muro garantisce ovviamente la stabilità di tutti gli

altri muri che si trovano in condizioni meno gravose.

La spinta in condizioni statiche è stata calcolata come

S= ½ ·KMB· γterreno· H2+ka·q

in cui H è l’altezza del muro e KMB è il coefficiente di spinta attive calcolato

secondo la teoria di Muller e Breslau (1906), che consente di tener conto sia dell’

inclinazione del paramento di monte, sia dell’attrito terreno-muro, sia dell’inclinazione

del terrapieno. Nelle analisi presentate in questa relazione si è ipotizzato che l’attrito tra

il terreno ed il muro valga:

δ = ϕ/3.

Il secondo termine è costituito dal prodotto del coefficiente di spinta attiva per il

carico stradale applicato, che,secondo le indicazioni di normativa, si può porre pari a:

q=20 kPa.

La spinta in condizioni dinamiche è stata calcolata con il metodo di Mononobe-

Okabe, i quali consigliano di calcolare un coefficiente di spinta attiva K in condizioni

sismiche, valutato mediante la seguente relazione:

( )

( ) ( )2p2

2

R1coscoscos

cosK

+⋅θ+β+δ⋅β⋅θ

θ−β−ϕ=

con ( ) ( )( ) ( )βεθβδ

θεϕδϕ

−⋅++

−−⋅+=

coscos

sensenR p

Gli angoli che appaiono nelle relazioni assumono i seguenti significati:

Pagina 27 di 31

• β: inclinazione del paramento dell’opera rispetto alla verticale;

• δ: angolo d’attrito terra – diaframma;

• ε: inclinazione del piano campagna a monte dell’opera;

• ϕ: angolo d’attrito del terreno

• θ: angolo legato alla sollecitazione sismica

Le verifiche delle fondazioni e della stabilità globale sono state condotte con le

procedure chiarite nel precedente capitolo.

Nel secondo capitolo è stato chiarito che le verifiche a ribaltamento devono

essere condotte considerando le proprietà del terreno ridotte per i coefficienti M2 e

amplificando i carichi per i coefficienti contenuti in tabella 4b.

Si trova in queste ipotesi che:

KMB=0.385

Ka=0.385

K=0.437

In condizioni statiche il momento stabilizzante vale pertanto:

Mstab,stat= 1544 kN m/m.

e quello instabilizzante

Min,stat= 829 kN m/m.

In condizioni sismiche invece:

Mstab,stat= 1554 kN m/m.

e quello instabilizzante

Min,stat= 901 kN m/m.

Anche le altre verifiche sono soddisfatte come chiarisce la Tab. 20.

Si sottolinea che per le verifiche a carico limite e scorrimento, condotte con le

combinazione di carico:

A1+M1+R3

i coefficienti di spinta valgono

KMB=0.315

Ka=0.294

K=0.360

Pagina 28 di 31

STABILITA' GLOBALE

CASO FS

STATICO 3,8

SISMICO (KV+) 3,6

SISMICO (KV-) 3,5

CARICO LIMITE

CASO FS

STATICO 1,19

SISMICO 1,17

SCORRIMENTO

CASO FS

STATICO 8

SISMICO 8 Tabella 20. Risultati delle verifiche effettuate sul muro di sostegno.

9 Sostegno degli scavi lungo via Risorgimento

Lungo via Risorgimento è prevista la realizzazione di una strada che correrà fino ad un

massimo di circa 3 metri al di sotto dell’attuale piano strada, e che si raccorderà ad un futuro

svincolo. Per realizzare questa strada sarà necessario uno scavo al di sotto di un costone di

roccia dolomitica sub verticale alto circa 11 m.

Le opere inserite nel 1° stralcio del 1° lotto non contengono lo scavo e la realizzazione di

questo svincolo, ma includono gli interventi di sostegno che la renderanno possibile. Per

dimensionare e verificare queste opere è necessario verificare quale sia la condizione di

stabilità degli scavi secondo le procedure esposte nel capitolo 2.

Per calcolare il coefficiente di sicurezza attuale e futuro del costone è stato utilizzato il

codice di calcolo GEOSLOPE, che utilizza i metodi “delle strisce” per risolvere il problema

dell’equilibrio limite.

La geometria del modello implementato nel codice di calcolo è riportata in Fig 9. In

accordo con le prescrizioni di normativa si è ipotizzato che il costone fosse costituito da un

materiale omogeneo avente le caratteristiche riportate in Tab. 16.

Congruentemente a quanto osservato in precedenza, sulla base delle indicazioni di

Romana (1985) relative alla forma delle superfici di scivolamento in questo tipo di ammassi

rocciosi, si sono considerate superfici costituite da insiemi di tratti lineari, utilizzando nelle

verifiche il metodo di Morgestern e Price (1996). Le verifiche effettuate hanno fornito i

coefficienti di sicurezza riportati in Tab. 21, relativi alle superfici di scorrimento “a blocchi”

indicate nelle Fig. dalla 10 alla 15.

Pagina 29 di 31

Si sottolinea che le verifiche della condizione iniziale di stabilità del pendio svolte

riducendo le proprietà meccaniche del terreno non trovano riscontro nelle procedure proposte

dalla normativa e sono state condotte solo per consentire un confronto agevole ed omogeneo

dei valori del coefficiente di sicurezza prima e dopo lo scavo.

I risultati dell’analisi evidenziano valori dei coefficienti di sicurezza molto elevati, ed

indicano quindi che le opere di sostegno da realizzare dovranno avere l’unica funzione di

impedire meccanismi di instabilità localizzati all’interno dello scavo relativi a piccoli volumi di

roccia, dal momento che dopo la realizzazione dello sbancamento il costone possiede un

coefficiente di sicurezza molto elevato anche in condizioni sismiche.

Pertanto, a sostegno di questo scavo è prevista la realizzazione di una paratia di

micropali trivellati identica a quella utilizzata per il sostegno della zona perimetrale delle spalle.

1

0 10 20 30 40 5010

20

30

40

Figura 9. Sezione del costone esaminato implementata nel codice di calcolo

GEOSLOPE.

STABILITA' FRONTE DI SCAVO

CASO FS

STATICO 5,0

SISMICO (KV+) 4,2 PRIMA DELLO SCAVO

SISMICO (KV-) 4,4

STATICO 3,6

SISMICO (KV+) 3,2 DOPO LO SCAVO

SISMICO (KV-) 3,4 Tabella 21 Coefficienti di sicurezza del costone prossimo a via Risorgimento.

Pagina 30 di 31

1

0 10 20 30 40 5010

20

30

40

Figura 10. Superficie di scorrimento critica in condizioni statiche del costone prima dello

scavo. FS=5.0.

1

0 10 20 30 40 5010

20

30

40

Figura 11. Superficie di scorrimento critica in condizioni sismiche (Ip. kv verso l’alto) del

costone prima dello scavo. FS=4.2.

1

0 10 20 30 40 5010

20

30

40

Figura 12. Superficie di scorrimento critica in condizioni sismiche (Ip. kv verso il basso)

del costone prima dello scavo. FS=4,4.

Pagina 31 di 31

1

0 10 20 30 40 5010

20

30

40

Figura 13. Superficie di scorrimento critica in condizioni statiche del costone dopo lo

scavo. FS=3.6

1

0 10 20 30 40 5010

20

30

40

Figura 14. Superficie di scorrimento critica in condizioni sismiche (Ip. kv verso l’alto) del

costone dopo lo scavo. FS=3.2

1

0 10 20 30 40 5010

20

30

40

Figura 15. Superficie di scorrimento critica in condizioni sismiche (Ip. kv verso il basso)

del costone dopo lo scavo. FS=3.4.

Napoli, marzo 2009 Prof. ing. Carlo Viggiani