COMUNE DI VIBO VALENTIA - Benvenuti · comune di vibo valentia lavori di messa in sicurezza dei versanti affaccio – cancello rosso – piscopio – triparni ex tracciato ferrovie

COMUNE DI VIBO VALENTIA

LAVORI DI MESSA IN SICUREZZA DEI VERSANTI

AFFACCIO – CANCELLO ROSSO – PISCOPIO – TRIPARNI

EX TRACCIATO FERROVIE CALABRO LUCANE E LONGOBARDI

Lavori nei limiti del finanziamento assentito di cui alla L.R. 9/2007

PROGETTO ESECUTIVO

RESPONSABILE DELLA PRESTAZIONE E COORDINATORE DELLA SICUREZZA - RESPONSABILE DEI RAPPORTI CON GLI ENTI E CON LE PP.AA LOCALI E NAZIONALI Ing. Dino Bonadies

RESPONSABILE DELL’INTEGRAZIONE DELLE PRESTAZIONI SPECIALISTICHE

Ing. Marco Rasimelli

RILIEVI TOPOGRAFICI, SOTTOSERVIZI E INTERFERENZE, PROCEDURE CATASTALI

Ing. Pasquale Lospennato

Geom. Danilo Bellavita Geom Gabriele Sorci

INDAGINI GEOGNOSTICHE, GEOTECNICHE E GEOLOGICHE

Geol. Stefano Piazzoli Geol. Arcangelo F. Violo

Geol. Felice Carrino

STUDIO DI FATTIBILITA’ AMBIENTALE

Arch. Enrica Rasimelli Arch. Massimiliano Venditti

STUDI GEOLOGICI ED IDROGELOGICI

Geol. Stefano Piazzoli Geol. Luigi Porta

Geol. Marianna Casavecchia

PROGETTAZIONE GEOTECNICA Ing. Enrico Coluzzi Ing. Marco Seghetta Ing. Monica Bruschini

PROGETTAZIONE IDRAULICA Ing. Daniele Azzaroli Ing. Nicola Arcelli Ing. Simone Pellegrini

PROGETTAZIONE STRUTTURALE

Ing. Luca Bragetta Ing. Giuseppina Paoni Ing. Valerio Mastroianni

PROGETTAZIONE IMPIANTISTICA

Ing. Luigi Spinozzi Ing. Maria Gabriela Sorci Ing. Marco Galazzo

CANTIERIZZAZIONE

Ing. Luigi Iovine Ing. Numa Tondini Ing. Gianfranco Vanni

ASPETTI ECONOMICI, CAPITOLATI E CONTRATTI

Dott. Maurizio Cirimbilli Geom. Carlo Rosi

MISURE ED ASSICURAZIONE QUALITA’

Ing. Luca Bonadies

Il Responsabile Unico del Procedimento del Comune di Vibo Valentia

ARCH. CLAUDIO DECEMBRINI

RELAZIONE DI CALCOLO OPERE DI SOSTEGNO TRIPARNI

P a g i n a

1 di 194

P r a t i c a

5311MI

I d e n t i f .

MIRS502A

E l a b o r a t o

R12

A DICEMBRE 2015 PRIMA EMISSIONE SEGHETTA SEGHETTA PIAZZOLI BONADIES

Rev. Data Motivazione Redatto Verificato Approvato Autorizzato

Questo documento é di proprietà esclusiva. È proibita la riproduzione anche parziale e la cessione a terzi senza la nostra autorizzazione

COMUNE DI VIBO VALENTIA LAVORI DI MESSA IN SICUREZZA DEI VERSANTI “AFFACCIO – CANCELLO ROSSO”

PISCOPIO – TRIPARNI EX TRACCIATO FERROVIE CALABRO LUCANE E LONGOBARDI

Lavor i ne i l im i t i de l f inanz iamento assent i to d i cu i a l l a L .R. 9 /2007

PROGETTO ESECUTIVO

Relazione di calcolo opere di sostegno Triparni

mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 2 di 194

INDICE

1 PREMESSA ......................................................................................................................... 4

2 NORMATIVA TECNICA DI RIFERIMENTO ............................................................................. 5

3 DOCUMENTI DI RIFERIMENTO ........................................................................................... 6

4 DESCRIZIONE DELLE OPERE ................................................................................................ 8

5 CARATTERISTICHE DEI MATERIALI .................................................................................... 22

6 QUADRO GEOTECNICO DI RIFERIMENTO ......................................................................... 23

7 TERRA RINFORZATA ......................................................................................................... 35

7.1 METODI DI ANALISI E CODICE DI CALCOLO.................................................................................... 35 7.2 APPROCCIO NORMATIVO ......................................................................................................... 46 7.3 AZIONI SISMICHE.................................................................................................................... 52 7.4 CARATTERISTICHE GEOTECNICHE DEI TERRENI ............................................................................... 54 7.5 SEZIONI DI VERIFICA E STRATIGRAFIA DI PROGETTO ........................................................................ 55 7.6 CARICHI ............................................................................................................................... 58 7.7 CARATTERISTICHE DEI RINFORZI ................................................................................................. 60 7.8 RISULTATI DELLE ANALISI ......................................................................................................... 64

8 PARATIA DI MONTE ......................................................................................................... 68

8.1 SEZIONE DI VERIFICA ............................................................................................................... 68 8.2 CODICE DI CALCOLO ................................................................................................................ 71 8.3 MODELLO GEOTECNICO ........................................................................................................... 77 8.4 APPROCCIO NORMATIVO ......................................................................................................... 80 8.5 CARICHI ............................................................................................................................... 82 8.6 RISULTATI DELLE ANALISI ......................................................................................................... 83

8.6.1 Verifica degli spostamenti ....................................................................................... 93 8.6.2 Verifica della lunghezza di infissione delle paratie .................................................. 93 8.6.3 Predimensionamento dei tiranti .............................................................................. 93

8.6.3.1 Lunghezza del tratto libero ......................................................................................... 94 8.6.3.2 Lunghezza del bulbo e verifica della resistenza degli ancoraggi ................................. 96

8.6.4 Verifica a flessione ................................................................................................. 100 8.6.5 Verifica a taglio ..................................................................................................... 101 8.6.6 Verifica delle travi di collegamento dei tiranti ...................................................... 101

9 PARATIA DI VALLE .......................................................................................................... 106

9.1 SEZIONE DI VERIFICA E MODELLO STRATIGRAFICO ........................................................................ 106 9.2 TIPOLOGIE DI VERIFICA .......................................................................................................... 107 9.3 APPROCCIO NORMATIVO ....................................................................................................... 107 9.4 METODO DI ANALISI E CODICE DI CALCOLO ................................................................................ 108 9.5 PARAMETRI DI CALCOLO ........................................................................................................ 119 9.6 RISULTATI DELLE ANALISI ....................................................................................................... 123




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 3 di 194

9.6.1 Verifica SLU a flessione del palo ............................................................................ 133 9.6.2 Verifica SLU a taglio del palo ................................................................................. 134 9.6.3 Verifica SLU al carico limite orizzontale del palo ................................................... 136 9.6.4 Verifica SLE delle tensioni in esercizio nel palo ...................................................... 146 9.6.5 Verifica SLE a fessurazione del palo ....................................................................... 150

10 VERIFICHE DI STABILITÀ GLOBALE .................................................................................. 153

10.1 TIPOLOGIE DI ANALISI ....................................................................................................... 153 10.2 APPROCCIO NORMATIVO .................................................................................................. 154 10.3 METODI DI ANALISI E CODICE DI CALCOLO ............................................................................. 156 10.4 AZIONI SISMICHE ............................................................................................................. 157 10.5 SEZIONI DI VERIFICA E STRATIGRAFIE DI PROGETTO ................................................................. 159 10.6 CARICHI......................................................................................................................... 161 10.7 RISULTATI DELLE ANALISI ................................................................................................... 162

11 PIANO DEI MONITORAGGI E DEI CONTROLLI.................................................................. 170

11.1 INTRODUZIONE ............................................................................................................... 170 11.2 MONITORAGGIO DELLA TERRA RINFORZATA E DELLA PARATIA DEFINITIVA DI VALLE ........................ 172 11.3 MONITORAGGIO DELLA PARATIA PROVVISIONALE DI MONTE .................................................... 173 11.4 METODOLOGIE DI RILIEVO ................................................................................................. 173 11.5 FREQUENZA DI LETTURA DELLA STRUMENTAZIONE DI MONITORAGGIO ........................................ 174 11.6 MODALITÀ DI INSTALLAZIONE E CARATTERISTICHE TECNICHE DEI SISTEMI DI MONITORAGGIO .......... 176

11.6.1 Inclinometri verticali ......................................................................................... 176 11.6.2 Piezometro tipo Casagrande............................................................................. 185 11.6.3 Mire Ottiche ...................................................................................................... 188 11.6.4 Stazione Totali Robotizzate .............................................................................. 189 11.6.5 Rete Geodetica ................................................................................................. 190 11.6.6 Modalità di rilievo ............................................................................................. 191 11.6.7 Elaborati di rilievo ............................................................................................. 192




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 4 di 194

1 PREMESSA

Nella presente relazione vengono descritti i calcoli di dimensionamento

strutturale e geotecnico delle opere previste per il ripristino delle condizioni di

sicurezza e funzionalità nell’area di Triparni, interessata da un dissesto.

Per il ripristino della sede stradale e della piazzola adiacente è prevista

l’esecuzione di un rilevato in terra rinforzata con geogriglie in materiale plastico,

stabilizzato al piede da una paratia di pali trivellati in c.a. di grande diametro,

avente lo scopo di migliorare la capacità portante del terreno di fondazione del

rilevato, di difendere l’intervento da potenziali cinematismi globali, infine di

proteggere il rilevato da fenomeni erosivi e di scalzamento procurati dal fosso

posto a valle.

Il contenimento dei terreni in fase di scavo per permettere la costruzione del

rilevato rinforzato è ottenuto tramite l’esecuzione di una paratia berlinese

provvisoria di micropali trivellati in c.a., tirantata su n.2 ordini di tiranti attivi a

trefoli.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 5 di 194

2 NORMATIV A TECNICA DI RIFERIMENTO

Il progetto dell’opera è stato redatto nel rispetto delle seguenti Norme e Leggi:

DM: 14.01.2008 –Norme tecniche per le costruzioni

CIRCOLARE n.617 del 2.2.2009 – Istruzioni per l’applicazione delle Norme

tecniche per le costruzioni di cui al DM.14.01.2008

Legge 05.11.1971 n. 1086, “Norme per la disciplina delle opere di

conglomerato cementizio armato, normale e precompresso, ed a struttura

metallica”.

D.M. 14.02.1992 “Norme tecniche per l'esecuzione delle opere in cemento

armato normale e precompresso e per le strutture metalliche”.

A.I.C.A.P. 1993 “Ancoraggi nei terreni e nelle rocce – Raccomandazioni”;

ENV 206 - Concrete, Performance, production, placing and compliance

criteria.

UNI-ENV 197/1 - Cemento, Composizione, Specificazioni e criteri di

conformità.

UNI 8520 - Aggregati per confezione di calcestruzzi - Definizione,

classificazione e caratteristiche.

UNI EN 10025 - Prodotti laminati a caldo di acciai non legati per impieghi

strutturali - Condizioni tecniche di fornitura.

ENI EN 10020 - Definizione e classificazione dei tipi di acciaio.

Leggi e decreti successivi. Se applicabili.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 6 di 194

3 DOCUMENTI DI RIFERIM ENTO

CODIFICA TITOLO SCALA IDENTIFICATIVO

R01 RELAZIONE GENERALE - mira505a

R02 RELAZIONE TECNICA - mira506a

R03 RELAZIONE GEOLOGICA - mirg506a

R04 RISULTATI DELLE INDAGINI GEOGNOSTICHE, GEOFISICHE E GEOTECNICHE – CAMPAGNA 2012-2013

- mirg507a

R05 RISULTATI DELLE INDAGINI GEOGNOSTICHE, GEOFISICHE E GEOTECNICHE – CAMPAGNE PRECEDENTI

- mirg508a

R07 RELAZIONE SISMICA - mirg510a

R08 RELAZIONE GEOTECNICA - mirh502a

R16 ALLEGATO D RELAZIONE DI CALCOLO TRIPARNI – OPERE DI SOSTEGNO

- mirs506a

B01 TRIPARNI CARTA GEOLOGICA CON UBICAZIONE INDAGINI

1:1000 midg521a

B02 TRIPARNI CARTA GEOMORFOLOGICA E DEI DISSESTI

1:1000 midg522a

B03 TRIPARNI SEZIONI GEOLOGICHE

1:500 midg523a

B04 TRIPARNI PLANIMETRIA GENERALE STATO ATTUALE

1:1000 midt502a

B05 TRIPARNI OPERE DI SOSTEGNO PLANIMETRIA DI PROGETTO E SEZIONE TIPOLOGICA

1:200 midh500a

B06 TRIPARNI OPERE DI SOSTEGNO SEZIONI DI PROGETTO 1÷8

1:200 midh501a

B07 TRIPARNI OPERE DI SOSTEGNO SEZIONI DI PROGETTO 9÷12

1:200 midh502a

B08 TRIPARNI TERRA RINFORZATA PLANIMETRIA, SVILUPPATA, SEZIONE TIPO E PARTICOLARI

Varie midh503a




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 7 di 194

COSTRUTTIVI

B09

TRIPARNI PARATIA DI MONTE PLANIMETRIA, SVILUPPATA, SEZIONE TIPO, ARMATURE TRAVE DI CORONAMENTO E PARTICOLARI COSTRUTTIVI

Varie midh504a

B10 TRIPARNI PARATIA DI VALLE PLANIMETRIA, SVILUPPATA E SEZIONE TIPO

Varie midh505a

B11 TRIPARNI PARATIA DI VALLE CARPENTERIA E ARMATURE

Varie midh506a

B12 TRIPARNI OPERE DI SOSTEGNO PIANTA SCAVI

1:100 midh507a

B13 TRIPARNI OPERE DI SOSTEGNO FASI COSTRUTTIVE

1:200 midh508a

B14 TRIPARNI OPERE DI SOSTEGNO MONITORAGGIO

Varie midh509a




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 8 di 194

4 DESCRIZ IONE DELLE OP ERE

Nella frazione Triparni, lungo Via Roma, un intero rilevato realizzato con terre

rinforzate e terra-mesh, che nelle intenzioni doveva rappresentare la piazza

principale dell’abitato, nel corso del mese di febbraio 2010 è stato interessato da

un fenomeno di dissesto, andando ad istaurare una situazione di pericolo per le

abitazioni, i sottoservizi e la fruibilità degli spazi pubblici.

La soluzione progettuale proposta per la ricostruzione del piazzale prevede la

costruzione di un rilevato rinforzato mediante la presenza di geogriglie.

La realizzazione della terra rinforzata è subordinata all’esecuzione di un

intervento di bonifica nell’area di sedime del rilevato rinforzato tramite

asportazione del materiale a scadente comportamento geotecnico e sostituzione

con materiale da rilevato.

Al piede del rilevato è prevista la realizzazione di una paratia definitiva di pali di

grande diametro (“paratia di valle”), avente lo scopo di migliorare la capacità

portante del terreno di fondazione del rilevato, di introdurre elementi resistenti nel

pendio, in grado di aumentare i margini di sicurezza nello stesso rispetto alle

potenziali superfici di scorrimento che lo coinvolgano, in ultima analisi di

schermare il piede del rilevato da possibili fenomeni di scalzamento prodotti

dall’azione erosiva del fosso.

Figura 4.1 – Fenomeno di dissesto di Triparni.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 9 di 194

Il contenimento dei terreni in fase di scavo per permettere la costruzione del

rilevato rinforzato è ottenuto tramite l’esecuzione di una paratia berlinese

provvisoria di micropali trivellati in c.a., tirantata su n.2 ordini (“paratia di

monte”).

Nelle seguenti immagine vengono illustrate la planimetria e le sezioni tipologiche

degli interventi in progetto.

Figura 4.2 - Stralcio planimetrico dell’intervento.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 10 di 194

Figura 4.3 - Geometria dell’intervento.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 11 di 194

Figura 4.4 – Sviluppata della terra rinforzata.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 12 di 194

Figura 4.5 – Sezione tipo della paratia definitiva di valle.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 13 di 194

Figura 4.6 - Sviluppata della paratia definitiva di valle.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 14 di 194

Figura 4.7 – Sezione tipo della paratia provvisionale di monte.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 15 di 194

Figura 4.8 – Stralcio planimetrico della paratia provvisionale di monte.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 16 di 194

Il rilevato in terra rinforzata sarà realizzato con paramento a vista inclinato di

65° rispetto all’orizzontale, costituito da strati alternati di geogriglie estruse in

polietilene ad alta densità (HDPE) a giunzioni integrali e mono-orientate e di terre

fornite a piè d’opera con idonee caratteristiche geomeccaniche.

L’opera in terra rinforzata presenta uno sviluppo lineare del fronte di lunghezza

pari a circa 61m, valutati sul ciglio sommitale del paramento.

Il manufatto presenta altezze comprese tra 4.2 e 15.6 m, ed è costituito dalla

sovrapposizione di pacchetti rinforzati di spessore 60cm (finito dopo

costipamento). La massima altezza da sostenere corrisponde alla Sezione di

progetto 8, la cui traccia è individuabile nello stralcio planimetrico di Figura 4.2.

Lungo la totalità dello sviluppo, la terra rinforzata risulta ammorsata rispetto al

piano di scorrimento ipotizzato per almeno tre ordini di pacchetti rinforzati.

I rinforzi sono caratterizzati da lunghezze di ancoraggio variabili fra 9.0m e 22.0m

e da resistenze di picco comprese fra mkNRP /45 e mkNRP /120 .

La tecnica di realizzazione delle terre rinforzate in progetto è del tipo “Wrap

Around”, la quale prevede che la geogriglia di rinforzo venga risvoltata sul

paramento, in modo da prevenire spanciamenti in facciata. La lunghezza di

progetto del risvolto è di 1.5m.

Sul fronte delle terre rinforzata è prevista una biostuoia, con funzione di ritentore

della componente fine del terreno di riempimento e antierosiva fino alla crescita

delle essenze vegetali, ed un cassero di contenimento sagomato in rete

elettrosaldata, dotato di costolatura di irrigidimento, che garantisce la corretta

inclinazione e favorisce la compattazione in prossimità del paramento.

L’elemento metallico di casseratura è a perdere e rimane sul fronte della terra

rinforzata a fine lavoro.

Il rinverdimento finale del fronte dell'opera assume un’importanza notevole,

rendendo il manufatto sicuramente più omogeneo, gradevole e perfettamente

inserito nel contesto ambientale circostante, oltre a proteggere dal dilavamento

l'intero paramento frontale.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 17 di 194

Per la realizzazione del rilevato strutturale, interposto fra i teli di ancoraggio, è

previsto l’impiego di materiale da rilevato appartenente ai gruppi aA 1 , bA 1 ,

2 4A , 2 5A ,

3A della classifica CNR-UNI 10006/63.

Al fine di un ammorsamento efficace e stabile, si prevede la completa bonifica

degli spessori di frana nell’area di sedime del rilevato rinforzato tramite

asportazione del materiale a scadente comportamento geotecnico e sostituzione

con il materiale da costruzione della terra rinforzata.

L’attribuzione degli spessori di bonifica e, conseguentemente, delle quote di

progetto del piano di imposta del rilevato è identificata negli elaborati grafici

allegati al progetto e assegnata in base alle potenze di terreni non affidabili dal

punto di vista geotecnico, desumibili dalle sezioni geologiche di progetto.

Si procede alla sistemazione del piano di posa della bonifica a gradoni con

superfici di appoggio suborizzontali.

L’intervento di bonifica viene ottenuto secondo i profili di progetto, ricavando

gradoni di ammorsamento di alzata per lo più pari a 1.65m e ampiezza variabile.

Si affida alle verifiche in corso d'opera della Direzione Lavori il compito di

controllare la piena compatibilità delle condizioni di lavoro operative con

le attuali ipotesi progettuali, segnatamente di assicurare la completa

asportazione ed allontanamento di tutto il materiale del vecchio rilevato,

ancora in posto o franato, anche qualora esso dovesse rinvenirsi al di sotto

dei profili di progetto degli scavi.

Viene predisposto uno strato di diaframma anticapillare al di sotto del rilevato

rinforzato, eseguito con materiale drenante, in modo da garantire il confinamento

idraulico dell’opera.

La paratia interrata posta a protezione del piede della terra rinforzata (“paratia di

valle”) è costituita da pali trivellati in calcestruzzo armato C25/30, diametro

1000 mm, disposti ad interasse pari a 2.0metri.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 18 di 194

I pali presentano lunghezza mL 0.7 , costantemente mantenuta lungo l’intera

sviluppata dell’opera.

Essi saranno solidarizzati da un cordolo di coronamento in c.a. di dimensioni

1.4m x 1.2m.

Per l’armatura longitudinale viene impiegato acciaio tipo B450C in barre di

diametro pari a mm24 . Si dispone, inoltre, un’armatura a taglio costituita da

spirale cm20/12 .

L’allontanamento delle acque meteoriche dalla piattaforma del piazzale viene

ottenuto mediante la costruzione di una canalizzazione posizionata sul margine

esterno della terra rinforzata, interrotta dalla presenza di n.3 caditoie in lamiera

zincata, mediante le quali l’acqua di ruscellamento scende lungo il paramento del

rilevato, dove viene raccolta da una canaletta in c.a. che borda la palificata di

valle. Una volta convogliata fino alla zona più depressa, l’acqua di scolo viene poi

deviata verso il fosso esistente, che costituisce il recapito finale.

Il sostegno dei terreni in fase di scavo viene realizzato con una paratia di

micropali, atta a difendere le preesistenze contigue al luogo d’intervento

(“paratia di monte”).

La lavorazione si configura come un intervento di natura temporanea, in attesa

che, con la costruzione del rilevato rinforzato, le spinte confluenti da monte sulla

paratia si spengano nella risposta reattiva del terreno di riempimento.

Le massime altezze di scavo da sostenere in fase provvisionale, prima delle

operazioni di rinterro che configurano lo stato di progetto, sono pari a 4.0m

circa.

La berlinese è costituita da micropali di diametro di perforazione mm220 , armati

con profili tubolari metallici in acciaio 355S di diametro esterno pari a

mm7.139 , spessore di mms 8 , disposti a passo mi 4.0 e di lunghezza pari

a mL 6.14 , solidarizzati da un cordolo di coronamento in c.a. intirantato.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 19 di 194

Per la quasi totalità del suo sviluppo, la paratia sarà ancorata al terreno con

tiranti attivi a trefoli. Il sistema di vincolamento è ottenuto a mezzo di n. 2 ordini di

tiranti da n.4 trefoli a 7 cavi da 0,6”, pretesi al 50% del tiro massimo e inclinati di

30° rispetto all’orizzontale.

Il primo ordine di tiranti viene riscontrato nella trave di coronamento in c.a. di

dimensioni 0.8m x 0.8m, i tiranti del secondo ordine sono contrastati a mezzo di

due putrelle di ripartizione del tipo HEB 120.

L’interasse orizzontale dei tiranti hi è pari a 2.4m per il primo ordine, 2.0m per il

secondo.

L’impiego di pali di piccolo diametro è avvalorato dai limitati spazi a disposizione

e dalla difficoltà di operare nelle immediate adiacenze degli edifici che si

affacciano sul perimetro dello scavo: è necessario ottemperare alle soggezioni di

ingombro e limitare le interferenze con l’esistente con movimentazione di

attrezzature di ridotte dimensioni. L’utilizzo di pali di grande diametro, di

converso, avrebbe aumentato il potenziale disturbo arrecabile alle pre-esistenze,

a causa delle vibrazioni in fase di trivellazione, nonché le difficoltà di

accantieramento, in ragione delle disagevoli condizioni di accessibilità del sito.

La tecnologia con micropali, inoltre, risulta particolarmente appropriata al fine di

ridurre la possibilità di ulteriore logorio arrecabile al dissesto a valle, con il rischio

di riattivare il fenomeno.

Le suddette soggezioni esecutive, riassumibili in accessibilità del sito, difficoltà di

accantieramento, disturbo arrecabile alle pre-esistenze in fase di trivellazione,

concorrono tutte nell’affermare l’idoneità della soluzione tecnica prescelta.

Il regime delle pressioni interstiziali beneficia dell’installazione di dreni

suborizzontali atti a deprimere eventuali sovrappressioni neutre destatesi in

corrispondenza dell’opera. Essi hanno lunghezza pari a 7 m (5m di tratto

finestrato captante più 2m cieco di convogliamento oltre il fronte della berlinese),

inclinati di 5° verso l’alto, disposti su un’unica fila con passo pari a 2.0m.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 20 di 194

La soluzione progettuale individuata prevede, quindi, le fasi esecutive di seguito

descritte e riportate negli elaborati grafici di progetto allegati (cfr. B13 di cui al

§3):

esecuzione micropali della paratia provvisoria di monte;

costruzione della trave di coronamento in c.a della paratia provvisoria di

monte;

esecuzione del I ordine di tiranti della paratia provvisoria di monte,

impostato sulla trave di coronamento in c.a;

scavo per un’altezza massima pari a 4m da estradosso trave di

coronamento della paratia di monte;

esecuzione dreni sub-orizzontali;

esecuzione del II ordine di tiranti della paratia provvisoria di monte,

impostati a -3.5m a estradosso trave di coronamento;

riprofilatura a valle mediante sistemazione a gradoni; il materiale di scavo

viene accumulato in corrispondenza dell’unghia di valle del movimento

franoso, perseguendo il duplice intento di incrementare le condizioni di

sicurezza delle attività di sbancamento (contemporaneo alleggerimento

della testa della frana e banchinamento del piede) e di creare una pista di

lavoro per la realizzazione della paratia di pali di grosso diametro (paratia

definitiva di valle);

costruzione dei pali della paratia di valle dal piano di lavoro, tramite

perforazione a vuoto del tratto superficiale (dove necessario);

completamento dello scavo fino al piano di imposta della terra armata;

costruzione della trave di coronamento in c.a della paratia definitiva di

valle;

realizzazione del rilevato in terra rinforzata, previa predisposizione di uno

strato di materiale anticapillare;

sistemazione del piazzale e relative finiture.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 21 di 194

Si precisa, infine, che il comportamento delle opere verrà controllato durante la

realizzazione dei lavori e nella fase post-operam secondo il piano di monitoraggio

geotecnico e topografico illustrato al §11.

Per ulteriori dettagli si rimanda alla consultazione degli elaborati grafici di

progetto.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 22 di 194

5 CAR ATTERISTICHE DEI MATERI ALI




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 23 di 194

6 QUADRO GEOTECNICO DI RIFERIMENTO

Per gli aspetti geotecnici specifici dell’area entro cui ricadono le opere in progetto

il riferimento è costituito dalle valutazioni contenute nell’elaborato Relazione

Geotecnica (rif.: R08 di cui al §3) allegata al Progetto.

Le informazioni relative al quadro complessivo dei risultati ottenuti a seguito delle

campagne d’indagini geognostiche succedutesi nel tempo e delle prove

geotecniche di laboratorio sono anch’esse tratte dal suddetto elaborato.

Di seguito si riferisce unicamente circa gli aspetti salienti della caratterizzazione

geotecnica ivi contenuta, rimandando alla consultazione del documento di

riferimento per ogni eventuale approfondimento. Si riportano, peraltro, delle

opportune puntualizzazioni circa le grandezze non esplicitamente quantificate

nell’ambito della Relazione Geotecnica e di diretto impiego nelle analisi

contenute nel presente documento.

Dal punto di vista generale, le elaborazioni contenute nella Relazione Geotecnica

si basano sui risultati del programma di indagini in sito ed in laboratorio attuato

nelle fasi di progettazione precedenti a quella in essere (Relazione Geologica del

Dott. Geol. Damiano Borello, febbraio 2004) e sugli esiti dell’integrazione di

indagine predisposta nel 2012/2013 nelle aree coinvolte dalla progettazione,

rappresentata da n. 1 sondaggio a carotaggio di profondità 16 m (S1i) con

installazione di un tubo inclinometrico, n. 1 sondaggio a distruzione di profondità

16 m (S2p) con installazione di n. 1 piezometro a tubo aperto, dall’esecuzione di

prove penetrometriche dinamiche di tipo SPT eseguite in avanzamento con la

perforazione, di n. 1 indagine sismica del tipo MASW (M4) e di prove di

laboratorio sui campioni prelevati nel sondaggio S1.

In Figura 6.1 viene riportato lo stralcio della planimetria geologica di Triparni

(geologia di superficie, rif. B01 di cui al §3).




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 24 di 194

Figura 6.1 – Stralcio planimetria geologica.

In corrispondenza dell’opera, l’ipotesi interpretativa geologica prevede la

presenza in superficie delle seguenti formazioni:

in copertura, l’accumulo di terreno di riporto di cui era costituita l’opera

franata (UNITÀ GEOLOGICA 1):

nella zona di valle, in corrispondenza del Fosso Gerdò, sono presenti

terreni prodotto di soliflusso e dilavamento, talora misti a materiale

alluvionale (UNITÀ GEOLOGICA 2);




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 25 di 194

nella zona di monte, affioramento del calcare evaporitico miocenico

(UNITÀ GEOLOGICA 3) su cui è impostato l’abitato di Triparni. La

formazione evaporitica si presenta alternativamente come una sabbia fine

debolmente limosa di colore giallastro o sotto forma di argilla limosa di

colore da giallastro a bruno-giallastro con sottili intercalazioni di calcari

evaporitici.

Il modello geologico e stratigrafico di riferimento è più compiutamente ricostrubile

a titolo esemplificativo sulla base della Sezione Geologica n.8 (cfr. Figura 6.2, rif.

B03), la cui traccia planimetrica è riportata in Figura 6.1.

La sezione conferma la suddetta distribuzione di litotipi. In aggiunta alle

formazioni individuate superficialmente, il modello geologico ha ricostruito più in

profondità la presenza di argille marnose di colore grigio-verdastro da consistenti

a molto consistenti, con intercalazioni decimetriche di marne argillose e calcaree

di colore grigio-biancastro, presenti fino alle massime profondità investigate.

Figura 6.2 – Sezione geologica n.8.

Nella sezione geologica, in particolare, è stato ricostruito il cinematismo del

movimento franoso che ha portato al collasso del rilevato in terra rinforzata.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 26 di 194

Risulta evidente come il rilevato sia scivolato sul substrato argilloso, incombendo

sul fosso. Dalla figura si evince, inoltre, come nella configurazione di progetto

venga operata la completa asportazione e sostituzione del materiale di frana.

Il modello del sottosuolo precedentemente delineato ha trovato conferma nei

risultati relativi alla perforazione di sondaggio a carotaggio continuo S1i.

Nella seguente figura viene riportato il rapporto di sondaggio (cfr. R04 di cui al

§3).

Figura 6.3 – Stratigrafia di sondaggio S1i.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 27 di 194

Nella successione stratigrafica evidenziata dal sondaggio, al di sotto del rilevato

stradale, è stata identificata superficialmente la presenza delle sabbie fini

evaporitiche fino alla profondità di circa -2.0m da quota boccaforo.

Al suddetto litotipo succede verticalmente fino alla profondità di -8.0 da p.c.

ancora la formazione evaporitica, sotto forma, però, di argille limose bruno-

giallastre.

Seguono da tale profondità fino a fondo foro le argille marnose consistenti, che

evidenziano condizioni meccaniche e di rigidezza decisamente superiori a quelle

proprie degli strati posti superiormente.

Dalla valutazione congiunta delle stratigrafie di sondaggio, delle informazioni

desumibili dalle indagini in situ e dai campioni analizzati in laboratorio, ai fini delle

analisi geotecniche contenute ne presente documento sono stati distinti n.2 tipi di

terreno in relazione alle loro litologie, caratteristiche granulometriche, di

resistenza al taglio e di deformabilità:

TERRENO 2 – Calcari evaporitici;

TERRENO 3 – Argille marnose.

Sono, dunque, da tenere in debita considerazioni le seguenti osservazioni:

la nomenclatura dei terreni impiegata nelle analisi geotecniche

differisce dalla numerazione utilizzata nello studio geologico;

le due diverse facies sotto le quali si presentano i calcari evaporitici

(sabbia fine debolmente limosa/argilla limosa) sono state accorpate

nella medesima unità geotecnica TERRENO 2. Tale assunzione è

resa lecita sia dal ridotto spessore mostrato dalle sabbie limose, sia

dall’aver comunque caratterizzato complessivamente il materiale

attribuendogli le proprietà geotecniche delle argille limose, più

scadenti;

le UNITÀ GEOLOGICA 1 e 2 (rispettivamente accumulo dell’opera franata

e depositi eluvio-colluvio-alluvionali) risultano di fatto poco influenti nelle

analisi geotecniche e, dunque, non vengono parametrizzate dal punto di




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 28 di 194

vista numerico. Come risulta dalla Figura 6.2 riportata in precedenza, l’

UNITÀ GEOLOGICA 1 non interferisce né con la paratia provvisoria di

monte in fase di scavo, né con le opere definitive, che risultano

approfondite in modo tale da superarne integralmente lo spessore. L’

UNITÀ GEOLOGICA 2 è posta al di fuori del volume “significativo”

dell’opera (volume di terreno che influenza il comportamento dell’opera e

dal quale l’opera ne risulta a sua volta influenzata).

In definitiva, per le verifiche sono stati impiegati i valori caratteristici kX dei

parametri geotecnici riepilogati in Tabella 6.1, con riferimento alle sole

grandezze interessate dalle verifiche in oggetto.

Essi, come detto, vengono desunti dall’apposita sezione di caratterizzazione

geotecnica contenuta nella Relazione Geotecnica (rif.: R08 di cui al §3),

integrando delle opportune precisazioni riguardo i parametri non direttamente

analizzati in quella sede.

Terreno Unità

(kN/m3)

c’k

(kPa)

’k

(°)

EVC

(MPa)

EUR

(MPa)

lim

(kPa)

2 Calcari

evaporitici

18.0 10;17 25 17 52

160

3 Argille

marnose

consistenti

19.0 30 24 50 150

Tabella 6.1 – Sintesi dei parametri geotecnici caratteristici Xk.

Tali valori, coerentemente con la normativa tecnica di riferimento NTC 2008,

vanno opportunamente ridotti nelle verifiche geotecniche a mezzo

dell’applicazione di coefficienti parziali di sicurezza M , in modo tale da

ottenere i parametri geotecnici di progetto dX.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 29 di 194

Con riferimento alla coesione efficace 'c del TERRENO 2, nelle verifiche in fase

costruttiva (dimensionamento della paratia berlinese di monte, analisi di stabilità

globale in fase di scavo) si è operata una riduzione del valore della coesione

efficace kPac k 17' individuato come rappresentativo dell’unità nella

Relazione Geotecnica, in modo da tener conto dei possibili detensionamenti

subiti dal terreno a seguito del rilascio della frana a valle.

Relativamente ai parametri di rigidezza, si distingue nelle analisi il modulo

elastico valutato lungo la retta di consolidazione vergine VCE , e la stessa

quantità determinata, però, nel tratto di scarico e ricarico URE , entrambi

variabili secondo il livello di sforzo corrente ed il livello deformativo.

È innanzitutto importante notare che, tenuto conto del comportamento fortemente

non lineare del terreno, il modulo elastico E dipende dal livello operativo di

deformazione.

In base alla teoria dell’elasticità, il modulo elastico a piccole deformazioni,

coincidente con il modulo tangente iniziale della curva sforzi-deformazioni, può

ottersi dalla relazione:

00 12 GE

con 0G modulo di taglio a piccole deformazioni e modulo di Poisson.

Per la valutazione delle rigidezze operative del terreno, si è assunta una

deformazione assiale di riferimento a pari a 0.1%. Tale deformazione unitaria è

quella più accreditata da un’ampia raccolta di dati sperimentali su cedimenti di

fondazioni superficiali come valore medio di deformazione nel volume

significativo di terreno interessato (equivalente ad un’ampiezza dello sforzo di

taglio %125.0 ). È importante notare che i livelli di deformazione tipici di

problemi di cedimenti di fondazioni sono tipicamente più elevati di quelli propri

delle paratie, conducendo dunque ad assunzioni in sicurezza circa i moduli

elastici.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 30 di 194

Da tipiche curve di decadimento del modulo di taglio normalizzato 0GG con il

livello di deformazione di taglio per il fuso di riferimento 3015PI (idoneo a

descrivere i terreni di interesse), al livello deformativo di 0.1% può assumersi

cautelativamente una rigidezza normalizzata 30.0/ 0 GG , cioè un decadimento

dalla rigidezza iniziale 0G del 70%.

Figura 6.4 - Curva di decadimento del modulo di taglio normalizzato G/G0 in

funzione della deformazione di taglio

Per la definizione dei parametri deformativi si sono utilizzati i dati derivanti dalla

prospezione geofisica MASW4, svolta nell’ambito della campagna d’indagine

2012-2013, i cui risultati vengono di seguito rappresentati graficamente.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 31 di 194

Figura 6.5 – M.A.S.W. 4.

Nella Tabella 6.2 sono riportati i valori della velocità delle onde trasversali SV , il

modulo di Poisson , il peso di volume , i valori del modulo elastico e di taglio

iniziali 0E e 0G e operativi E e G .

0G è determinato a partire dai valori delle velocità delle onde trasversali SV

impiegando la seguente relazione ricavabile dalla teoria dell’elasticità:

2

SVgG .




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 32 di 194

G/G0 0.30

MASW M4

prof.strato [m]

iniziali operativi

Strato da [m] a [m] media [m] Vs [m/s] [-] [t/mc] E0 [MPa] G0 [MPa] E [MPa] G [MPa]

1 0 2 1 145 0.35 1.8 104 39 31 12

2 2 8 5 205 0.35 1.8 208 77 62 23

3 8 18 13 310 0.35 1.9 503 186 151 56

4 18 30 24 380 0.35 2.0 795 294 238 88

Vs,30 281 m/s

Tabella 6.2 – Elaborazione dati della prospezione M.A.S.W. 4.

Risulta, dunque, per gli strati effettivamente connessi con le opere in progetto:

strato 1 (profondità 0÷2m) MPaE 1000 → MPaEEoperativo 303.0 0 ;

strato 2 (profondità 2÷8m) MPaE 2000 → MPaEEoperativo 603.0 0 ;

strato 3 (profondità >8m) MPaE 5000 → MPaEEoperativo 1503.0 0 .

Per il TERRENO 2, corrispondente agli strati 1 e 2, operando una media pesata

in funzione dello spessore dei sismostrati, risulta:

MPam

mMPamMPaEoperativo 52

8

660230

.

Per il TERRENO 3, corrispondente allo strato 3, risulta appunto:

MPaEoperativo 150 .

Tali valori del modulo elastico operativoE al livello deformativo di riferimento

possono assumersi pari al modulo elastico valutato nel tratto di scarico e ricarico

URE :

URoperativo EE (cfr. i valori riportati per URE in Tabella 6.1 di pag.28).

In terreni coesivi, inoltre, può assumersi 3/ VCUR EE , con VCE modulo elastico

valutato lungo la retta di consolidazione vergine.

Risultano, dunque, i valori di VCE indicati in Tabella 6.1 di pag.28.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 33 di 194

La tensione tangenziale di aderenza limite lim =160kPa di Tabella 6.1 di pag.28

viene fornita per i tiranti della paratia di monte allo scopo di valutare l’aderenza

fra la malta del tratto iniettato ed il terreno.

Essa viene stata stimata secondo il metodo di Bustamante e Doix (1985).

Il valore è stato desunto dagli abachi forniti dagli stessi Autori per terreni argillo-

limosi, facendo riferimento alla curva AL2 (iniezione di tipo I.G.U.).

Il valore di lim assunto per il progetto viene preso in corrispondenza del valore di

NSPT = 29 restituito dalla prova SPT eseguita alla profondità -7.0m nel sondaggio

S1i (cfr. l’apposita colonna nella stratigrafia del sondaggio in Figura 6.3 di

pag.26), che rappresenta in modo prudenziale la resistenza alla penetrazione

esibita dal TERRENO 2 e 3 nei primi 10÷15m di sottosuolo, alle profondità di

interesse correlabili ai bulbi iniettati dei tiranti in progetto.

Per le verifiche al carico limite orizzontale dei pali della paratia di valle è stato

necessario definire anche la resistenza al taglio in condizioni non drenate uS per

il TERRENO 3.

Non si dispone di determinazioni dirette eseguite nell’ambito del TERRENO 3 utili

a tale scopo.

Si è fatto, dunque, ancora riferimento all’interpretazione della prova SPT

effettuata nel sondaggio S1i alla profondità z=7.0m (NSPT = 29, come poc’anzi

illustrato). Essa, pur riconducibile a rigore al litotipo argillo-limoso del TERRENO

2, può cautelativamente rappresentare anche la resistenza alla penetrazione del

TERRENO 3. Tale identificazione, appunto, è da intendersi come conservativa,

data la maggior consistenza delle argille marnose del TERRENO 3. In ogni caso,

vengono adottate delle cautele aggiuntive nell’attribuzione finale del valore di

progetto.

uS è stata valutata impiegando la seguente correlazione:

kPaNkPaS SPTu 185294.64.6 (Terzaghi e Peck, 1948).




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 34 di 194

Tenuto conto di quanto detto, e nella consapevolezza che, per terreni a grana

fine, l’elaborazione dei dati SPT in termini di resistenza non drenata fornisce

valori largamente approssimati, che assumono il significato di caratteristiche di

riconoscimento del materiale e di stime di primo riferimento piuttosto che di

grandezze effettivamente rappresentative del comportamento dei terreni in sito,

come valore operativo di uS per il TERRENO 3 viene assunto kPaSu 100 .

Per quanto riguarda gli aspetti idrogeologici, dalle misurazioni dei livelli

piezometrici eseguite nel foro di sondaggio S2p, sono state osservate le

soggiacenze di falda sintetizzate in Tabella 6.3.

Livello di falda

(m da quota boccaforo)

Piezometro 28/01/2013 20/02/2013

S2P 6,12 m 6,17 m

Tabella 6.3 – Campagna di indagine 2012-2013, letture piezometriche.

Le soggiacenze misurate sono da intendersi come livelli idrici attesi nel

transitorio di cantiere, e non come "falda di progetto", livello futuro massimo

dell'acquifero sperimentabile durante la vita utile dei manufatti.

Analogamente, l’andamento della superficie libera della falda ipotizzato in

Figura 6.2 di pag.25 si riferisce alle condizioni di pendio attuale ante-operam,

precedentemente all’attuazione degli interventi di progetto.

L’attuazione degli interventi in progetto (sbancamenti, opere di sostegno,

drenaggi, ecc.) presuppone la modifica del regime delle pressioni neutre nel

pendio. Il livello piezometrico di progetto (i.e., "falda di progetto") è stato

pertanto modificato, in modo da tenere in conto della presenza delle opere,

dell’effetto indotto dagli scavi, dei sistemi di drenaggio previsti, ecc..

Le assunzioni adottate circa la "falda di progetto" vengono dettagliate di volta

in volta nei successivi paragrafi a seconda degli scenari di verifica analizzati.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 35 di 194

7 TERRA RINFORZAT A

7.1 Metodi di analisi e codice di calcolo

In generale, i potenziali meccanismi di rottura per pendii in terra rinforzata sono

quelli di seguito descritti (Figura 7.1):

rottura interna: la superficie di rottura passa attraverso gli elementi di

rinforzo;

rottura esterna: la superficie di rottura passa sotto e dietro il blocco in

terra rinforzata;

rottura composta: la superficie di rottura coinvolge contemporaneamente il

blocco in terra rinforzata ed il terreno non rinforzato.

Figura 7.1– Potenziali meccanismi di rottura per pendii in terra rinforzata.

Le verifiche interne accertano il non superamento delle resistenze offerte dai

rinforzi e dalle interfacce, secondo gli stati limite di rottura per:

scorrimento diretto lungo i piani individuati dal rinforzo sintetico;

rotazione;

sfilamento (pull out).

Le verifiche esterne accertano lo stato di equilibrio limite dell’ammasso privo di

elementi di rinforzo, secondo i cinematismi:




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 36 di 194

scorrimento orizzontale sul piano di posa;

equilibrio limite globale.

Si noti che nelle verifiche a scorrimento, interna ed esterna, la resistenza

tangenziale di interfaccia è generata da uno scorrimento relativo del terreno

rispetto al rinforzo ritenuto fisso, mentre nella verifica a sfilamento a muoversi è il

rinforzo rispetto al terreno considerato fisso.

Le verifiche di stabilità interna ed esterna delle opere di sostegno in terra

rinforzata sono state svolte mediante l’utilizzo del programma ReSSA 3.0 della

ADAMA ENGINEERING, sviluppato da FHWA (Federal Highway Administration).

Tale programma è stato sviluppato in maniera specifica per analizzare e studiare

i rilevati caratterizzati dall’inserimento di rinforzi orizzontali. ReSSA utilizza un

tradizionale programma di calcolo per la stabilità dei pendii (STABL, sviluppato in

origine all’Università di Purdue) modificato al fine di prendere in considerazione

l’effetto stabilizzante del rinforzo.

E’ dotato di un’interfaccia grafica che consente di visualizzare la sezione della

terra rinforzata, i rinforzi, il terrapieno a monte e a valle dell’opera, la stratigrafia

di progetto, la superficie piezometrica ed eventuali sovraccarichi esterni.

L’ipotesi di calcolo fondamentale è quella che considera il problema piano, ossia

presuppone che l’estensione dell’opera nella direzione ortogonale alla sezione

analizzata sia indefinita; in tale ipotesi si trascurano gli effetti causati da variazioni

di carico e di geometria nella direzione perpendicolare al piano.

I metodi utilizzati per il calcolo fanno riferimento alla teoria di Mononobe-Okabe

(estensione del metodo di Coulomb) per il calcolo della spinta attiva, in modo tale

da poter tenere in considerazione la spinta sismica (metodo pseudo-statico); per

lo studio della stabilità globale dell’opera di sostegno – terreno viene utilizzata la

teoria di Bishop.

Delle suddette verifiche il software fornisce esplicitamente i risultati in termini di

fattori di sicurezza in relazione a tutte le verifiche esterne ed interne

precedentemente elencate, fatta eccezione per la verifica a sfilamento, per la




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 37 di 194

quale il programma si limita a segnalare in fase di esecuzione del calcolo

l’eventuale insufficienza del rinforzo, senza però restituire nell’output la verifica a

pull-out in caso di soddisfacimento della stessa.

Il codice fa riferimento a versioni modificate dei classici metodi dell’equilibrio

limite utilizzati per valutare la stabilità dei pendii, come mostrato in Figura 7.2, e

si basa sui seguenti principi:

le potenziali superfici di rottura ipotizzate sono di forma circolare o a

cunei;

il fattore di sicurezza del pendio è dato dal rapporto tra le forze o i

momenti resistenti e le forze o i momenti destabilizzanti;

l’elemento di rinforzo è rappresentato da una forza concentrata che

interseca la potenziale superficie di rottura; aggiungendo la resistenza a

rottura fornita da questa forza alla resistenza già garantita dal terreno,

viene applicato al rinforzo un fattore di sicurezza pari al fattore di

sicurezza relativo alla verifica di stabilità a rotazione;

la resistenza a trazione di uno strato di rinforzo è assunta pari al minimo

tra la resistenza ammissibile a sfilamento dietro alla potenziale superficie

di rottura e la sua resistenza ammissibile di progetto a lungo termine.

Figura 7.2 – Metodo dell’equilibrio limite modificato per il dimensionamento dei

pendii rinforzati




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 38 di 194

Una grande varietà di potenziali superfici di rottura deve essere considerata,

incluse superfici di rottura profonde, passanti attraverso e dietro il volume di terra

rinforzata.

Il fattore di sicurezza critico per la stabilità del pendio si ottiene dalla superficie di

rottura del pendio non rinforzato che richiede il massimo rinforzo.

Questa è la superficie di rottura caratterizzata dal più grande squilibrio tra il

momento destabilizzante ed il momento resistente, ed equivale alla superficie di

rottura critica per il pendio rinforzato, caratterizzata dal fattore di sicurezza più

basso.

Il dimensionamento del pendio rinforzato avviene attraverso la determinazione

del fattore di sicurezza, e la sua successiva modifica fino a quando non viene

raggiunto il valore richiesto.

L’orientazione della forza di trazione del rinforzo ha influenza sul valore del

fattore di sicurezza del pendio.

In un approccio conservativo, non viene presa in considerazione la deformabilità

del rinforzo; ne consegue che le forze di trazione RT per unità di larghezza del

rinforzo sono sempre assunte orizzontali, nella direzione dei rinforzi stessi.

Il valore del fattore di sicurezza FS dipende da come il programma considera le

forze relative all’elemento di rinforzo all’interno dell’equazione di equilibrio dei

momenti. Il metodo di analisi utilizzato prevede che tali forze diano un contributo

al momento resistente:

D

SR

RM

RTMFS

dove:

RFS = fattore di sicurezza richiesto;

RM = momento resistente relativo alla resistenza del terreno;

DM = momento destabilizzante relativo al centro della superficie circolare di




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 39 di 194

rottura;

ST = somma delle forze di trazione richieste per unità di larghezza del rinforzo

(considerando rottura e sfilamento) in tutti gli strati di rinforzo che intersecano la

superficie di rottura;

Y = braccio della forza ST rispetto al centro del cerchio di rottura, come mostrato

in Figura 7.2.

Con questa ipotesi, RFS viene applicato sia al terreno che al rinforzo.

Il risultato è che il fattore di sicurezza applicato alla resistenza ultima ULTT , al fine

di ottenere la resistenza a trazione di progetto per unità di larghezza aT , è uguale

ad 1.00:

FS

TT ULT

a

aT è quindi uguale alla resistenza di progetto a lungo termine alT , ed il fattore di

sicurezza sul rinforzo è uguale a RFS .

Seguendo questo approccio, il dimensionamento del pendio in terra rinforzata

procede come segue:

stabilità del pendio non rinforzato;

stabilità interna (dimensionamento dei rinforzi al fine di ottenere un

pendio stabile: resistenza, spaziatura, lunghezza);

stabilità esterna (scivolamento, rottura lungo superfici profonde,

stabilità globale, rottura al piede per insufficiente capacità portante).

Stabilità del pendio non rinforzato

Devono essere innanzitutto calcolati, attraverso un’analisi di stabilità, i fattori di

sicurezza ed i momenti destabilizzanti relativi a potenziali superfici di rottura.

Si considerano a tal fine sia superfici di rottura circolari che superfici di

scivolamento a cunei; la rottura può avvenire in corrispondenza del piede del

pendio, attraverso la facciata (a diverse altezze) o lungo superfici profonde al di




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 40 di 194

sotto del piede del manufatto.

Tutte le potenziali superfici di rottura caratterizzate da UFS (FS non rinforzato)

≥RFS (FS richiesto) devono essere esaminate, e le superfici il cui fattore di

sicurezza uguaglia quello richiesto individuano approssimativamente i limiti della

zona critica che deve essere rinforzata.

Figura 7.3– Zona critica definita da superfici di rotazione e di scivolamento

Le superfici di rottura critiche che si estendono al di sotto del piede del pendio

sono indicative di problemi del terreno di fondazione o di capacità portante in

corrispondenza del piede.

Tali problemi dovranno essere affrontati prima di completare il dimensionamento.

Stabilità interna

L’analisi di stabilità interna deve assicurare che i rinforzi siano, ad ogni livello,

sufficientemente resistenti e immorsati nel terreno stabile per una adeguata

lunghezza, in modo tale da garantire il completo sviluppo della resistenza a

trazione di progetto della geogriglie.

Deve essere calcolata la forza di trazione totale richiesta per unità di larghezza

del rinforzo TS per ottenere il fattore di sicurezza richiesto RFS per ogni




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 41 di 194

potenziale superficie di rottura all’interno della zona critica, utilizzando la

seguente equazione:

D

MFSFST D

URS )(

dove:

ST = somma delle forze di trazione richieste per unità di larghezza del rinforzo

(considerando rottura e sfilamento) in tutti gli strati di rinforzo che intersecano la

superficie di rottura;

DM = momento instabilizzante relativo al centro della superficie circolare di

rottura;

D = braccio della forza ST rispetto al centro del cerchio di rottura;

UFS = fattore di sicurezza del pendio non rinforzato;

RFS = minimo fattore di sicurezza richiesto, applicato al terreno ed ai rinforzi.

Il più alto valore di ST calcolato ( MAXST ) definisce la resistenza totale di progetto.

Il fattore di sicurezza minimo di solito non determina la posizione di MAXST ; la

superficie più critica è quella che necessita di un maggiore rinforzo.

La seguente equazione può essere utilizzata per calcolare MAXST per ogni strato

di rinforzo, partendo da una determinata spaziatura verticale vS , o, se la

resistenza ammissibile di progetto dei rinforzi è nota, per calcolare la minima

spaziatura verticale ed il numero N di strati di rinforzo richiesti.

caMAXSvMAXS RT

N

T

H

STT

max




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 42 di 194

dove:

CR = rapporto di copertura dei rinforzi, pari al rapporto tra la larghezza del

rinforzo b e la spaziatura orizzontale hS ;

vS = spaziatura verticale dei rinforzi (in metri); per facilitare la posa in opera,

tale valore è un multiplo dello spessore dello strato di compattazione;

aT = alT ;

N = numero degli strati di rinforzo.

In ultimo deve essere calcolata la lunghezza di ancoraggio dei rinforzi.

L’immorsamento eL di ciascun rinforzo al di là della superficie di scivolamento

critica (cerchio trovato per MAXST ) deve essere tale da fornire una sufficiente

resistenza allo sfilamento. L’equazione utilizzata è la seguente:

CRF

FSTL

cv

e

2'*

max

dove:

CLe = area totale, per unità di larghezza del rinforzo, nella zona

resistente dietro la superficie di rottura;

eL = immorsamento nella zona resistente dietro la superficie di rottura;

C = perimetro unitario effettivo del rinforzo ( C = 2 per le geogriglie);

*F = coefficiente di resistenza allo sfilamento;

FS = coefficiente di sicurezza allo sfilamento, assunto pari a 1.5;

a = coefficiente di correzione di scala che tiene conto di una riduzione non

lineare degli sforzi nella parte immorsata Le per rinforzi molto estensibili; si basa

su dati di laboratorio;




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 43 di 194

'

v = sforzo verticale efficace all’interfaccia tra terreno e rinforzo.

Il minimo valore di eL è 1.00 m.

La lunghezza del rinforzo di base è controllata dalla lunghezza richiesta in

seguito alla verifica di stabilità a scivolamento lungo la base stessa del

manufatto.

Le lunghezze degli strati inferiori devono estendersi almeno fino ai limiti della

zona critica. Rinforzi di lunghezza maggiore possono essere necessari al fine di

risolvere problemi di instabilità lungo superfici profonde.

Non è invece necessario che i rinforzi della parte più alta si estendano fino ai

limiti della zona critica, a patto che negli strati inferiori i rinforzi siano sufficienti a

garantire il fattore di sicurezza RFS a tutte le superfici di rottura all’interno della

suddetta zona.

Figura 7.4 – Determinazione della lunghezza dei rinforzi

Scorrimento interno

Il blocco di terreno rinforzato deve avere geogriglie di lunghezza tale da resistere,

ad ogni quota, allo scivolamento.

Al fine di valutare la stabilità a scivolamento, viene analizzata una superficie di




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 44 di 194

rottura delimitata da una linea spezzata (superficie costituita da cunei) definita

dalle estremità dei rinforzi; la parte posteriore del cuneo dovrebbe avere

un’inclinazione pari a 245 ' , oppure essere parallela alla linea definita dalle

code dei rinforzi.

Si sceglie l’inclinazione minore tra le due, poiché, affinché l’analisi non sia troppo

conservativa, il cuneo non deve attraversare gli elementi di rinforzo.

Si esegue quindi una semplice analisi utilizzando il metodo di scivolamento di un

blocco: si ipotizza che il cuneo di spinta dietro il blocco di terra rinforzata abbia

un’inclinazione rispetto all’orizzontale pari a 245 ' .

Partendo da questa ipotesi, la forza instabilizzante è pari alla spinta attiva del

terreno e la forza resistente è la resistenza a taglio minima tra quelle relative al

terreno di fondazione, al terreno di riempimento o all’interfaccia tra terreno e

rinforzo.

Vengono utilizzate le seguenti relazioni:

Forza resistente = FS x Forza di scivolamento

''

min

' costansin baba PFSPW

con:

rrLW tan21 2 per HL

rHHLW tan22

per HL

aba KHP 221

dove:

L = lunghezza del rinforzo;

H = altezza del pendio;

FS = fattore di sicurezza a scivolamento;

aP = spinta attiva del terreno;




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 45 di 194

minf = angolo d’attrito minimo tra quello del terreno di fondazione, del

terreno di riempimento e quello tra terreno ed elementi di rinforzo;

= inclinazione del pendio;

br e = peso specifico del terreno di riempimento e del terreno a tergo del

blocco rinforzato;

'

b = angolo d’attrito del terreno a tergo.

Figura 7.5 – Analisi di stabilità a scivolamento.

Stabilità globale lungo superfici profonde e scorrimento esterno

I tradizionali metodi di stabilità della meccanica dei terreni vengono utilizzati

anche per la valutazione della stabilità globale del pendio in terra rinforzata.

Vengono considerate superfici di scivolamento circolari e superfici a cunei che si

estendono dietro e sotto il manufatto in terra rinforzata.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 46 di 194

Figura 7.6 – Stabilità globale lungo superfici profonde.

7.2 Approccio normativo

Le verifiche vengono condotte in ottemperanza al Decreto Ministeriale 14

Gennaio 2008, “Norme Tecniche per le Costruzioni” (NTC2008).

Nel presente capitolo vengono condotte verifiche di sicurezza in condizioni di

stato limite ultimo, che si riferiscono allo sviluppo di meccanismi di collasso

determinati dalla mobilitazione della resistenza del terreno e al raggiungimento

della resistenza degli elementi strutturali che compongono le opere stesse.

La norma tratta le strutture di tipo misto, fra le quali sono da ricomprendere

anche le opere in terra rinforzata, alla stregua dei muri di sostegno (cfr. §6.5 di

NTC2008, in particolare §6.5.3).

Sono state condotte due differenti serie di analisi, statiche e pseudostatiche.

La valutazione del grado di sicurezza è avvenuta, quindi, con riferimento a

quanto disposto da NTC 2008 al § 6.5 per le analisi statiche SLU e al § 7.11.6

per le verifiche sismiche, eseguite nello scenario SLV.

La verifica allo SLU, statico e sismico, è soddisfatta se avviene il rispetto della

condizione d dE R, con dE

valore di progetto dell’azione o del suo effetto e dR

valore di progetto della resistenza del sistema geotecnico.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 47 di 194

Al materiale i-esimo e all’azione j-esima devono essere associati opportuni

coefficienti parziali di sicurezza iM , e jF ,

che tengono in conto la variabilità

delle rispettive grandezze e le incertezze relative alle tolleranze geometriche e

alla affidabilità del modello di calcolo.

Per i muri di sostegno, in generale, le verifiche da effettuarsi sono:

SLU di tipo geotecnico (GEO) e di equilibrio di corpo rigido (EQU)

o stabilità globale del complesso opera di sostegno-terreno;

o scorrimento sul piano di posa;

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

o ribaltamento.

SLU di tipo strutturale (STR)

o raggiungimento della resistenza negli elementi strutturali.

Nel caso delle terre rinforzate, la verifica esterna allo stato limite di ribaltamento,

trattato al pari di uno stato limite di equilibrio come corpo rigido ( EQU ), è

ritenuta non significativa ai fini della valutazione della sicurezza delle opere in

oggetto: questa, infatti, risulta sempre soddisfatta per blocchi in terra rinforzata,

sia in condizioni statiche che in condizioni sismiche, in ragione della posizione del

baricentro e della geometria del rilevato rinforzato. A seguito di tale osservazione,

non vengono eseguite verifiche a ribaltamento EQU .

Anche la verifica di portanza nel caso in esame risulta poco significativa.

Per superfici di rottura che dal piano di fondazione della terra rinforzata si

sviluppano lato valle, esse risultano efficacemente contrastate dalla paratia di pali

posta a valle.

Per superfici di rottura che dal piano di fondazione della terra rinforzata si

sviluppano lato monte, inoltre, è certamente da tenere in conto il notevole

contributo dovuto dal sovraccarico stabilizzante dovuto al terreno disposto

lateralmente alla fondazione, nonché la resistenza al taglio mobilitabile nel tratto

compreso fra il piano di fondazione stesso del rilevato rinforzato e la superficie




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 48 di 194

del piazzale, elementi che vanno ulteriormente ad incrementare i margini di

sicurezza nei confronti del collasso.

Sulla base di tali considerazioni, non si rendono necessarie le verifiche di carico

limite dal punto di vista numerico.

Per opere in terra rinforzata, la verifica “scorrimento sul piano di posa” va

integrata dalla verifica a scorrimento lungo uno degli strati di rinforzo.

La verifica di stabilità globale dell’opera di sostegno–terreno deve essere

effettuata secondo l’Approccio Progettuale 1, Combinazione 2 (A2+M2+R2 per il

caso statico SLU, M2+R2 per quello sismico SLV, in cui i coefficienti amplificativi

delle azioni sono unitari).

Le rimanenti verifiche, invece, vengono effettuate secondo l’Approccio 2

(A1+M1+R3 per il caso statico SLU, M1+R3 per quello sismico SLV).

In accordo con quanto sopra e quanto al §7.1, sono state svolte analisi di

stabilità interne (scorrimento diretto lungo i piani individuati dal rinforzo

sintetico, rotazione, sfilamento) ed esterne (scorrimento orizzontale sul

piano di posa, stabilità globale) del rilevato in terra rinforzata.

Si fa notare, in particolare, che la verifica di stabilità globale “esterna” verrà

condotta anche nello specifico capitolo (§10) con un diverso software,

conducendo peraltro a risultati praticamente coincidenti.

Di seguito si dettagliano i valori dei coefficienti parziali di sicurezza previsti nelle

verifiche.

V e r i f i c h e i n c o n d i z i o n i s t a t i c h e

o Verifica Scorrimento Interna/Esterna, Verifica interna di tipo Strutturale

(Sfilamento), Verifica Rotazionale Interna




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 49 di 194

Combinazione SLU A1+M1+R3

CARICHI EFFETTO Coeff.Parziali f A1

(GEO)

Permanenti

(peso proprio

struttura e terreno,

acqua)

Favorevole

G1

1.0

Sfavorevole 1.3

Permanenti non

strutturali

(peso proprio

elementi non strutturali)

Favorevole

G2

0.0

Sfavorevole 1.5

Variabili

(di breve e lunga

durata)

Favorevole

Q1

0.0

Sfavorevole 1.5

PARAMETRO

Grandezza alla quale

applicare il coeff.

parziale

Coeff.Parziali m M1

Tg dell’angolo di

resistenza al taglio tanf’k f’ 1.0

Coesione efficace c’k c’ 1.0

Peso dell’unità di

volume 1.0

VERIFICA/RESISTENZA Coeff. Parziale (R3)

Scorrimento R = 1.1

Stabilità Interna R = 1.1

Sfilamento (Pull-Out) R = 1.5

o Verifica Rotazionale Esterna (Stabilità Globale)

Combinazione SLU A2+M2+R2

CARICHI EFFETTO Coeff.Parziali f A2




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 50 di 194

(GEO)

Permanenti

(peso proprio

struttura e terreno,

acqua)

Favorevole

G1

1.0

Sfavorevole 1.0

Permanenti non

strutturali

(peso proprio

elementi non strutturali)

Favorevole

G2

0.0

Sfavorevole 1.5

Variabili

(di breve e lunga

durata)

Favorevole Q1

0.0

Sfavorevole 1.5

PARAMETRO


applicare il coeff.

parziale

Coeff.Parziali m M2

Tg dell’angolo di




volume 1.00

VERIFICA/RESISTENZA Coeff. Parziale

(R2)

Stabilità Globale R = 1.1

V e r i f i c h e i n c o n d i z i o n i s i s m i c h e

o Verifica Scorrimento Interna/Esterna, Verifica interna di tipo Strutturale

(Sfilamento), Verifica Rotazionale Interna




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 51 di 194

Combinazione SLV M1+R3

PARAMETRO


applicare il coeff.

parziale

Coeff.Parziali m M1

Tg dell’angolo di




volume 1.0


Scorrimento R = 1.1

Stabilità Interna R = 1.1

Sfilamento (Pull-Out) R = 1.5

o Verifica Rotazionale Esterna (Stabilità Globale)

Combinazione SLV M2+R2

PARAMETRO


applicare il coeff.

parziale

Coeff.Parziali m M2

Tg dell’angolo di




volume 1.00


Stabilità Globale R = 1.1




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 52 di 194

7.3 Azioni sismiche

L’accertamento delle condizioni di stabilità è avvenuto anche con riferimento alle

“azioni sismiche”, secondo le prescrizioni contenute al § 7.11.6.2.1 di NTC 2008.

Le azioni indotte dal sisma, tipicamente dinamiche, sono state simulate

attraverso forze statiche equivalenti all‘azione inerziale (“metodo pseudo-

statico”), a mezzo dei coefficienti sismici orizzontale hk e verticale hv kk 5.0 ,

che operano da moltiplicatori per il peso dell’ammasso rinforzato, del terreno di

riempimento a tergo del rilevato strutturale, dei carichi esterni (Figura 7.7).

Figura 7.7 – Schema delle azioni sismiche applicate.

In particolare, per l’azione sismica verticale, si è valutato il solo caso in cui essa

sia rivolta nel senso opposto alla gravità ( 0vk ), visto che l’assunzione di vk

positivo conduce a risultati per lo più meno gravosi o, comunque, poco discosti

dal caso 0vk .




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 53 di 194

Si riportano in Tabella 7.1 i valori delle principali grandezze sismiche per il sito di

progetto relativamente allo stato limite di salvaguardia della vita SLV e nel caso

dei muri di sostegno.

Classe Stato limite VN CU VR PVR TR ag Ss ST S amax m kh kv

- - anni - anni - anni g - - - g - - -

II SLV 50 1.0 75 10% 475 0.266 1.314 1.2 1.577 0.419 0.28 0.12 -0.06

Tabella 7.1 – Parametri sismici.

dove:

o VN vita nominale;

o CU coefficiente d’uso;

o VR vita di riferimento;

o PVR probabilità di superamento nel periodo di riferimento;

o ag accelerazione sismica massima attesa di un sito di riferimento

rigido con superficie topografica orizzontale;

o Ss coefficiente di amplificazione stratigrafica;

o ST coefficiente di amplificazione topografica;

o S= SS·ST;

o amax= SS·ST·ag;

o m coefficiente di riduzione dell’accelerazione massima attesa al sito

per muri;

o hk coefficiente pseudostatico orizzontale;

o vk coefficiente pseudostatico verticale.

In definitiva si sono utilizzati i coefficienti pseudostatici 12.0hk e 06.0vk .




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 54 di 194

7.4 Caratteristiche geotecniche dei terreni

Le analisi sono state condotte in condizioni di lungo termine utilizzando i

parametri di resistenza al taglio drenati contenuti al §6.

Come legame costitutivo viene adottato il criterio di rottura di Mohr-Coulomb in

termini di tensioni efficaci.

Nella Tabella 7.2 è riepilogato il quadro di sintesi dei valori dei parametri

geotecnici in funzione dello stato limite preso in esame, sia per i valori

caratteristici kX delle proprietà del terreno che per i valori di progetto dX

.

STABILITÀ

ROTAZIONALE INTERNA,

SCORRIMENTO INTERNO

ED ESTERNO

STABILITÀ

ROTAZIONALE

ESTERNA (GLOBALE

“LOCALE”)

SLU A1+M1+R3, SLV

M1+R3 SLU A2+M2+R2, SLV

M2+R2

Unità Colore

(kN/m3)

c’k

(kPa) ’ k

(°)

c’d

(kPa) ’ d

(°)

TERRENO 2 18.0 17 25 13.6 20.5

TERRENO 3 19.0 30 24 24 19.6

RILEVATO 20.0 0 35 0 29.3

Tabella 7.2 – Caratteristiche geotecniche (valori caratteristici Xk e di progetto Xd).

In particolare, dunque, secondo le considerazioni effettuate al §6, nelle analisi al

TERRENO 2 viene assegnato il valore caratteristico kPac k 17' , proprio delle

verifiche svolte nella configurazione definitiva.

Ai fini delle verifiche contenute nel presente capitolo, la paratia di valle è stata

modellata come una regione “impenetrabile” per le superfici di scivolamento

grazie all’apposito comando “Exclusion zone”.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 55 di 194

7.5 Sezioni di verifica e stratigrafia di progetto

Ai fini della definizione delle sezioni di verifica, è stato condotto un esame di

dettaglio delle condizioni geometriche (geometria del rilevato in terra rinforzata e,

quindi, altezze di progetto; inclinazione del pendio a valle), della configurazione

delle geogriglie, delle caratteristiche stratigrafiche (condizioni geotecniche dei

terreni di imposta e spessore dei litotipi coinvolti), delle condizioni idrauliche

(profondità della falda), dei carichi sollecitanti e della loro distanza dall’opera di

sostegno.

Tenuto conto della sostanziale costanza per gran parte dello sviluppo dell’opera

delle condizioni di carico, della topografia a valle, del modello stratigrafico,

meccanico e idraulico ipotizzato, l’elemento di maggior criticità è risultato essere

l’altezza del paramento dell’opera.

Le analisi di dimensionamento della terra rinforzata, dunque, sono state

effettuate riferendosi alla sezione di progetto n.8, caratterizzata dalla massima

altezza fuoriterra dell’opera, pari 15.0m.

Le condizioni prese a riferimento per la sezione di verifica sono quelle

complessivamente più critiche per la stabilità: essa risulta rilevante e

dimensionante per l’intero rilevato rinforzato ed i risultati delle analisi, dunque,

sono da intendersi applicabili ed estrapolabili per garantire condizioni di sicurezza

per l’opera nel suo complesso.

Il profilo geotecnico di riferimento in corrispondenza della Sezione di progetto n.8

di verifica è già stato illustrato in Figura 6.2 di pag.25.

In Figura 7.8 esso viene riproposto schematizzato da input di calcolo.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 56 di 194

Figura 7.8 – Sezione di progetto n.8: stratigrafia di progetto.

Con una linea blu è rappresentato l’andamento della superficie piezometrica, che

si ipotizza venga abbattuta quando viene intercettata dallo strato di diaframma

anticapillare, predisposto alla base del materiale da rilevato con cui viene

realizzata la bonifica ed il rilevato.

In Figura 7.9 e Figura 7.10 sono graficati, rispettivamente, i domini di ricerca delle

superfici di rottura con meccanismi rotazionali interni/esterni e delle superfici di

rottura con meccanismi traslativi interni/esterni per la Sezione 8.

In Figura 7.11 è illustrata la procedura di ricerca dei meccanismi traslativi.

Vengono, pertanto, investigate numerosi superfici bilineari, costituite da un tratto

orizzontale corrispondente a porzioni crescenti di ognuno degli strati di rinforzo e,

per ogni tratto orizzontale, da un tratto inclinato con diverse angolature.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 57 di 194

Figura 7.9 – Sezione 8: dominio di ricerca dei cinematismi rotazionali.

Figura 7.10 – Sezione 8: dominio di ricerca per scorrimento diretto interno/esterno.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 58 di 194

Figura 7.11 – Procedura di ricerca delle superfici bilineari di scorrimento

interno/esterno.

7.6 Carichi

Le verifiche realizzate includono la presenza degli edifici a monte, schematizzate

attraverso carichi permanenti, e della possibile presenza di carichi accidentali sul

piazzale.

In Tabella 7.3 vengono riassunti i valori caratteristici kq e di progetto dq dei

sovraccarichi considerati nelle analisi. I carichi sono stati amplificati secondo i

coefficienti parziali di sicurezza iF , riportati al §7.2.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 59 di 194

STABILITÀ ROTAZIONALE

INTERNA, SCORRIMENTO

INTERNO ED ESTERNO

STABILITÀ ROTAZIONALE

ESTERNA (GLOBALE

“LOCALE”)

SLU

A1+M1+R3 SLV M1+R3

SLU

A2+M2+R2 SLV M2+R2

Carico qk

(kPa) Tipo

qd

(kPa)

qd

(kPa)

qd

(kPa)

qd

(kPa)

Edifici 40 Permane

nte 52 40 40 40

Piazzale 20 Variabile 30 4 26 4

Tabella 7.3 – Sovraccarichi (valori caratteristici qk e di progetto qd).

Per tener conto delle azioni variabili sul piazzale, si è considerato un valore

caratteristico del sovraccarico agente pari a kPaqk 20 , uniformemente

distribuito sull’intera larghezza della piazza.

Relativamente alle verifiche statiche SLU, tenuto conto della natura temporanea

del carico, l’intensità caratteristica del carico è stata opportunamente amplificata

nelle analisi secondo il coefficiente parziale per azioni variabili sfavorevoli

1.5Qi per le combinazioni A1+M1+R3 ( kPakPaqd 30205.1 ), 1.3Qi

per le combinazioni A2+M2+R2 ( kPakPaqd 26203.1 ), senza tener conto,

invece, di un coeffiente di combinazione 0i con le altre azioni, coerentemente

con la combinazione “fondamentale” delle azioni (cfr.§2.5.3 di NTC 2008).

Per quanto attiene le verifiche sismiche SLV, invece, coerentemente con la

combinazione “sismica” (cfr.§2.5.3 di NTC 2008), l’azione veicolare viene presa

col suo valore caratteristico, riducendone il valore, però, a mezzo del cofficiente

di combinazione i2, il quale evita che la struttura venga impegnata dalla

contestuale applicazione di carichi di natura evidentemente accidentale con

bassa probabilità di occorrenza simultanea.

E’ utile ricordare che per strutture “sensibili” quali i ponti, la normativa indica al

§3.2.4 un valore di 2i pari a 0.2 per i carichi dovuti al transito dei mezzi: in




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 60 di 194

considerazione di quanto sopra, si è ritenuto tale valore definitivamente

rappresentativo anche per le analisi in oggetto, che porta a considerare un

sovraccarico kPakPaqd 4202.0 .

7.7 Caratteristiche dei rinforzi

Le geogriglie di rinforzo previste sono di tipo mono-orientato (cioè caratterizzate

da una resistenza a trazione maggiore in una direzione), prodotte per estrusione

in polietilene ad alta densità (HDPE), e successivamente stirate in direzione

longitudinale.

Ai fini del calcolo, le resistenze di progetto possono essere ottenute come

suggerito dalla normativa americana GRI (Geosynthetic Research Institute) GG1,

GG2 e GG3.

In particolare, secondo la suddetta normativa, la resistenza ammissibile è

determinata applicando opportuni Fattori di Sicurezza parziali alla resistenza di

progetto a lungo termine (LTDS).

P

LTDS

FS FS FS FSamm

giunzione chimico biologico danni ambientali

La Resistenza di Progetto a Lungo Termine ( LTDS ) è ricavata in base a prove

accelerate di creep di trazione eseguite a 10°, 20° e 40°C mediante

estrapolazione dei risultati a 120 anni.

I valori delle resistenze a lungo termine per le geogriglie possono essere ricavate

applicando un opportuno fattore di sicurezza per il creep alla resistenza di picco

delle geogriglie stesse, valutata a breve termine.

I valori previsti nel progetto sono indicati nella tabella di seguito riportata.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 61 di 194

Resistenza di picco (kN/m)

Resistenza a lungo Termine (kN/m)

45 18.45

60 24.60

90 36.90

120 49.20

Tabella 7.4 – Resistenza a lungo termine delle geogriglie.

I fattori di sicurezza chimico e biologico per le geogriglie previste sono pari a

1.00, in quanto la tecnologia costruttiva ed i materiali sono tali da garantire contro

il rischio di danneggiamento a seguito di aggressione chimica o biologica (le

geogriglie in HDPE sono chimicamente e biologicamente inerti).

I risultati di prove eseguite dal Laboratorio Geosyntec (1991) in U.S.A., su

geogriglie estruse in HDPE, in accordo agli Standard di prova E.P.A. 9090

dall’Environmental Protection Agency con esposizione delle geogriglie estruse

Tenax a un percolato sintetico aggressivo mostrano chiaramente come esse non

siano soggette ad attacco chimico. Inoltre le geogriglie estruse in HDPE sono

risultate essere resistenti all’attacco di micro organismi (batteri aerobi ed

anaerobi, funghi ed alghe) e macro organismi (roditori e termiti).

Dal momento che le geogriglie sono progettate sulla base della loro LTDS , esse

non saranno mai soggette a forze di trazione maggiori della LTDS stessa.

Pertanto la Resistenza delle Giunzioni jR deve essere uguale perlomeno alla

LTDS moltiplicata per un opportuno Fattore di Sicurezza GIUNZIONEFS :

GIUNZIONEj FSLTDSR

dove:

GIUNZIONEFS può essere ragionevolmente assunto pari a 1.50.

Per le geogriglie previste, le resistenze delle giunzioni sono indicate in Tabella




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 62 di 194

7.5.

Resistenza di picco

(kN/m) Resistenza delle giunzioni

(kN/m)

45 36

60 50

90 80

120 110

Tabella 7.5 – Resistenza delle giunzioni delle goegriglie.

Le prove di trazione vengono eseguite “attraverso le giunzioni”, ossia inserendo

l’intera giunzione nei morsetti del tensiometro; se è verificata l’equazione sopra

evidenziata il Fattore di Sicurezza per la resistenza delle giunzioni, come

prescritto dalla normativa GRI-GG4, può essere assunto uguale a 1.00.

Quando il materiale di riempimento, specialmente se caratterizzato da elementi a

spigolo vivo, viene sparso sulle geogriglie e compattato, le geogriglie possono

subire danneggiamenti dovuti al punzonamento e all’abrasione da parte

dell’aggregato. Ogni tipo di geogriglia subisce un diverso livello di

danneggiamento, che può essere valutato per mezzo di prove di trazione

eseguite su campioni danneggiati e non danneggiati.

Un esteso programma di prove su questo argomento è stato coordinato in UK per

valutare la resistenza residua di differenti geosintetici dopo essere stati sottoposti

a una procedura di danneggiamento a scala reale. La procedura di

danneggiamento è stata eseguita dal TRRL (Transport Road Reseach

Laboratory), seguendo le direttive fissate da Watts & Brady (1990); i test di

trazione sono poi stati svolti al laboratorio BTTG (British Textile Technology

Group). In base ai risultati di tale campagna di indagini, che dimostrano come le

geogriglie in polietilene, sottoposte a prove di danneggiamento con diversi tipi di

terreno, ritengano pressoché completamente la resistenza iniziale, il Fattore di

Sicurezza contro i danni ambientali può essere assunto come indicato in Tabella

7.6.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 63 di 194

Tipo di terreno Dimensioni granuli FS danni

ambientali

limo ed argilla < 0.06 mm 1.00

ceneri di combustione variabile 1.00

Sabbie fini e medie 0.06 – 0.6 mm 1.00

Sabbie grosse e ghiaietto 0.6 – 6 mm 1.00

Tabella 7.6 – Fattore di sicurezza per i danni ambientali per vari tipi di terreno

In base a queste considerazioni, considerata la natura del terreno che si prevede

di impiegare, è possibile assumere come unitari tutti i fattori di sicurezza parziali,

ed ammettere come tensione ammissibile di progetto la resistenza a lungo

termine delle geogriglie stesse.

I parametri di progetto impiegati e i principali fattori di sicurezza relativi ai rinforzi

possono essere definiti nel modo seguente:

- Lunghezza minima risvolti: 1,00 m;

- Fattore di Sicurezza per la resistenza a trazione delle geogriglie: 1,30;

- Fattore di Sicurezza per la resistenza a sfilamento delle geogriglie: 1,50;

- Fattore di Sicurezza per la durabilità della geogriglia: 1,00;

- Fattore di Sicurezza per il danneggiamento meccanico della geogriglia: 1,00.

Di seguito si riporta lo schema di rinforzo adottato, con le caratteristiche principali

delle geogriglie di rinforzo in termini di lunghezze di ancoraggio e resistenze a

trazione.

Sezione di

calcolo

Numero di

strati

massimo

Tipo di geogriglia Resist. di picco

(Rp) [Kn/m]

Lunghezza d’ancoraggio

[m]

8 (H=15.6 m)

6 Rp>=45.0kN/m Var.

4 Rp>=60.0kN/m Var.

7 Rp>=90.0kN/m Var.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 64 di 194

Sezione di

calcolo

Numero di

strati

massimo

Tipo di geogriglia Resist. di picco

(Rp) [Kn/m]

Lunghezza d’ancoraggio

[m]

9 Rp>=120.0kN/m 9.0

Tabella 7.7 – Classi di altezza e caratteristiche dei rinforzi.

7.8 Risultati delle analisi

Di seguito vengono riassunti i risultati più significativi delle analisi di stabilità.

Il fattore di sicurezza dd ERFS è da intendersi come margine di sicurezza

presentato dalla resistenza di calcolo del sistema dR nei confronti delle azioni di

progetto dE .

Sezione Scenario

dd ERFS

RadmFS Risultato

Verifica Verifica Rotazionale Verifica a Scorrimento

Interna Esterna Interna Esterna

8

SLU

A1+M1+R3 1.63 - 1.58 >1.58 1.1 ok

SLV

M1+R3 1.38 - 1.30 >1.30 1.1 ok

SLU

A2+M2+R2 1.32 >1.32 - - 1.1 ok

SLV

M2+R2 1.10 >1.10 - - 1.1 ok

Tabella 7.8 – Terra rinforzata: risultati verifiche di stabilità.

In Tabella 7.8, la presenza del simbolo “-“ sta a indicare che la particolare

combinazione di calcolo non è rilevante ai fini della verifica in esame (es.: la

combinazione SLU A1+M1+R3 non è rilevante ai fini della verifica rotazionale




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 65 di 194

esterna di stabilità globale in condizioni statiche, in quanto per tale meccanismo

di collasso la norma prescrive l’impiego della combinazione SLU A2+M2+R2).

Laddove viene riportato il simbolo di “>”, si deve intendere che la ricerca di

meccanismi di rottura interni ed esterni ha individuato come critico l’altro rispetto

a quello di valutazione e che, quindi, il soddisfacimento della verifica è da

considerarsi indirettamente conseguito. Ad esempio, per la “Verifica rotazionale”

SLU A2+M2+R2, il codice di calcolo, indagando cinematismi interni ed esterni, ha

individuato come critico uno interno, al quale è associato il coefficiente di

sicurezza 10.1FS . A meccanismi rotazionali esterni, dunque, competono

fattori di sicurezza più elevati.

A sintesi dei risultati, si osserva che in tutti i casi analizzati il coefficiente di

sicurezza dd ERFS dedotto numericamente risulta superiore agli standard di

sicurezza fissati, che per tutte le verifiche in parola è pari a 10.1 admR FS .

In Figura 7.12 e Figura 7.13 è riportata la Safety Map rispettivamente per

meccanismi di collasso rotazionali e di scorrimento nelle condizioni governanti,

che sono quelle sismiche SLV. Nella Safety Map tutte le potenziali superfici di

scorrimento vengono raggruppate in bande contigue ad omogeneo fattore di

sicurezza, ognuna delle quali caratterizzata da un range di ampiezza pari a 0.1.

Ad ogni banda viene abbinato un colore diverso: in particolare le tonalità del

rosso sono associate ai fattori di sicurezza più bassi, che vanno aumentando in

corrispondenza delle zone in blu.

Le superfici di rottura critiche sono evidenziate in bianco per i cinematismi

rotazionali e in nero per le bilatere di scorrimento.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 66 di 194

Figura 7.12 – Sezione 8, SLV M2+R2, verifiche rotazionali: Safety Map.

Figura 7.13 – Sezione 8, SLV M1+R3, verifiche a scorrimento: Safety Map.

Per le verifiche a sfilamento (“pull-out”), come anticipato in §7.1, il programma si

limita a segnalare in fase di esecuzione del calcolo l’eventuale insufficienza del

rinforzo, senza però restituire esplicitamente nell’output i risultati della verifica a

pull-out in caso di soddisfacimento della stessa.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 67 di 194

Tenuto conto che per il pull-out si è adottato un coefficiente di sicurezza

50.1 admR FS e che in fase di esecuzione del calcolo non sono stati

visualizzati messaggi di non verifica , le verifiche di pull-out sono da intendersi

soddisfatte.

Per maggiori dettagli si rimanda agli allegati di calcolo contenuti nell’elaborato

“Allegato D - Relazione di calcolo Triparni – Opere di sostegno” (rif:. R15 di cui al

§3).




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 68 di 194

8 P ARATI A DI MONTE

Il presente capitolo contiene le analisi di dimensionamento della paratie di micropali

provvisionale posta a protezione degli scavi da eseguirsi per la rimozione del rilevato

rinforzato franato e per la costruzione del nuovo rilevato.

8.1 Sezione di verifica

Ai fini della definizione delle sezioni di verifica, è stato condotto un esame di dettaglio

delle condizioni geometriche (altezza degli scavi da sostenere, gradonatura a valle di

preparazione per l’ammorsamento della terra rinforzata), delle caratteristiche

stratigrafiche (spessore e tipologia delle formazioni), delle condizioni idrauliche

(profondità della falda), dei carichi sollecitanti e della loro distanza dall’opera di

sostegno.

Tenuto conto della sostanziale costanza per gran parte dello sviluppo dell’opera delle

condizioni geometriche, del modello stratigrafico, meccanico e idraulico ipotizzato,

l’elemento di maggior criticità è risultato la presenza dell’edificato esistente nelle

immediate vicinanze dell’opera.

Le analisi di dimensionamento della paratia di micropali, dunque, è stata effettuata

riferendosi alla Sezione di progetto n.8 già analizzata nei precedenti capitoli, ma

prendendo a riferimento la Sezione di progetto n.4 per quanto concerne la distribuzione

dei carichi, presso la quale risulta minima l’interdistanza asse paratia-edifici esistenti

(circa 3.5m).

Le condizioni prese a riferimento nei calcoli sono quelle complessivamente più critiche

ai fini della sicurezza e della funzionalità tanto dell’opera in sé che nei confronti delle

pre-esistenze che si affacciano sul perimetro di scavo, dunque dimensionanti anche

nei confronti delle sezioni non direttamente soggette a verifica, caratterizzate da

altezze inferiori, maggiori distanze reciproche opera di sostegno-edifici, ecc. (tali fattori

possono occorrere disgiuntamente o contemporaneamente).

In corrispondenza della Sezione di progetto n.8, in particolare, l’altezza fuoriterra risulta

pari a H 4.0m.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 69 di 194

Nel seguito va tenuto debitamente in conto che nell’attribuire il valore dell’altezza

fuoriterra di calcolo, si è tenuto conto della presenza della gradonatura di valle secondo

il criterio indicato in Figura 8.1 (Fleming et. al, 1992).

Figura 8.1 – Modellazione della gradonatura (Fleming et. al, 1992).

Nel caso in esame dall’applicazione di tale metodo, risulta calcoloH 6.5m.

Nelle tabelle seguenti sono riportate le principali caratteristiche della sezione

analizzata, dei micropali e dei tiranti attivi impiegati. Le altezze di scavo considerate si

intedono sempre da estradosso trave di coronamento.

Altezza totale

paratia

Lunghezza micropali

Altezza fuoriterra

max paratia

Odine tirante

Quota da estradosso

cordolo

[m] [m] [m] [#] [m]

15.0 14.6 6.5

1 -0.4

2 -3.5

Tabella 8.1 – Paratia di monte: tipologico di calcolo.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 70 di 194

D PERFORO

(mm)

D ESTERNO

(mm)

S

(mm)

I PALI

(m)

LTOTALE

(m)

ACCIAIO

220 139.7 8.0 0.4 14.6 S355

Tabella 8.2 – Paratia di monte: caratteristiche micropali.

CARATTERISTICHE TIRANTI

ORDINE

TIRANTE INTERASSE

N° DI

TREFOLI

DIAMETRO

TREFOLI

DIAMETRO

PERFORO

LUNGHEZZA

LIBERA

LUNGHEZZA

BULBO

LUNGHEZZA

TOTALE INCLINAZIONE

- m - “ mm m m m °

1 2.4 4 0.6 150 9 10 19 30

2 1.6 4 0.6 150 7.5 11 18.5 30

ORDINE

TIRANTE iP TIRO IN

ESERCIZIO

TIRO

AMMISSIBILE

IN ESERCIZIO

dR adR cP

- kN kN kN kN kN kN

1 300

(50%) 300 600 807 419 360

2 300

(50%) 315 600 807 461 378

Tabella 8.3 – Paratia di monte: caratteristiche dei tiranti impiegati.

In particolare:

il pretiro iP (o forza di pretesatura o tiro di bloccaggio) è il valore del tiro al quale

l’ancoraggio va bloccato a mezzo degli organi di serraggio a seguito delle

operazioni di tesatura della prova di collaudo;

il tiro in esercizio (indicato di sovente anche come QP “valore teorico della forza

di utilizzazione”) è il tiro previsto dai calcoli di progetto in condizioni di esercizio,

nel seguito indicato SLEtN , ;

il tiro ammissibile in esercizio è il massimo tiro che il tirante è in grado di

assorbire in condizioni di stato limite di esercizio, nel seguito indicato SLEadmN ,




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 71 di 194

( kNnN tSLEadm 150, , con tn numero dei trefoli); per i tiranti in progetto risulta

SLEadmi NP ,50.0 ;

dR è la resistenza di progetto al limite di snervamento del tratto libero;

adR è la resistenza di progetto allo sfilamento del bulbo;

2.1cP SLEtN , è il tiro di collaudo.

Per la quantificazione di alcune delle grandezze sopra introdotte si rimanda al §8.6.3.

8.2 Codice di calcolo

Il dimensionamento delle paratie è avvenuto mediante il codice di calcolo agli elementi

finiti PARATIE – PLUS 2012.

La struttura viene schematizzata mediante elementi finiti di tipo trave, definiti nel piano

da un nodo iniziale ed uno finale, e dalle caratteristiche inerziali della sezione

trasversale. Ogni nodo dell’elemento possiede due gradi di libertà: la traslazione in

direzione orizzontale e la rotazione intorno ad un asse ortogonale al piano di

riferimento.

Per i terreni è stato assunto un comportamento elasto-plastico ideale con criterio di

resistenza di Mohr-Coulomb.

Nel modello di calcolo, il terreno viene rappresentato mediante elementi

monodimensionali tipo molla, connessi alla paratia in ogni suo nodo. Il comportamento

meccanico della molla è di tipo elasto-plastico: essa reagisce elasticamente fino ai

valori limiti della resistenza, raggiunta la quale, a seconda del verso dello spostamento,

assume un valore pari alla spinta attiva o alla spinta passiva del terreno. Il criterio di

resistenza adottato è quello di Mohr-Coulomb.

La deformabilità della molla è funzione dello stato tensionale a cui risulta sottoposta: in

campo elastico essa è definita dall’espressione della rigidezza della molla:

K = E*D/L

dove E è il modulo di elasticità del terreno, L la lunghezza della molla e D l’interasse tra

le singole molle.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 72 di 194

La lunghezza della molla L è variabile in funzione delle dimensioni della zona di terreno

coinvolta nel movimento, sia in condizioni di spinta attiva sia di spinta passiva.

Lo stato tensionale iniziale della molla, nelle condizioni che precedono le operazioni di

scavo e/o all’applicazione di qualsiasi azione esterna sulla paratia, è funzione della

tensione verticale litostatica secondo la relazione:

'

0

'

vh K

in cui 0K è il coefficiente di spinta a riposo.

A seguito delle operazioni di scavo, o dell’applicazione di azioni esterne sulla struttura,

la reazione offerta dalla molla aumenta o diminuisce (a seconda del verso della

deformazione) raggiungendo al limite le tensioni corrispondenti alle condizioni di spinta

attiva o passiva, rispettivamente per decrementi o incrementi di tensione.

Per la valutazione del 0K si utilizza l’espressione:

'sin10 K .

Per i coefficienti di spinta attiva e passiva AK e PK in condizioni statiche sono state

utilizzate rispettivamente le espressioni fornite da Coulomb e Caquot-Kerisel,

ipotizzando un angolo di attrito tra terreno e struttura 2' per lo stato limite attivo

e per lo stato limite passivo.

Le analisi sono state eseguite in condizioni drenate di lungo termine.

Il cordolo di testata in calcestruzzo armato previsto in sommità, di spessore maggiore

rispetto ai pali, a favore di sicurezza è stato considerato nei calcoli come parte dei pali

stessi.

Le analisi sono state effettuate con riferimento a diverse fasi di calcolo che simulano le

reali fasi di costruzione, di seguito commentate.

Come premesso, nelle analisi si è tenuto conto della presenza di berme/gradonature

secondo il criterio di Fleming (cfr. §8.1).

La Fase 0 simula la condizione geostatica, coincidente con la configurazione a riposo

nella quale viene riprodotto lo stato tensionale supposto esistente nel terreno prima di

ogni intervento. In tale fase vengono eseguiti gli elementi verticali. Si suppone in

pratica che l’inserimento della parete, prima dello scavo, perturbi di poco lo stato

tensionale nel terreno.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 73 di 194

La Fase 1 simula la condizione iniziale: rispetto alla quota di scavo reale

preventivabile per tale fase, da ubicarsi ad intradosso trave di coronamento (-0.8m

da estradosso cordolo), dall’applicazione del metodo di Fleming (cfr. §8.1) risulta

un’altezza di calcolo dello scavo pari a calcoloH 2.3m.

Figura 8.2 – Fase 1: modellazione della gradonatura (Fleming et. al, 1992).

La Fase 2 simula la messa in tensione dei tiranti del I ordine, impostati nella trave di

coronamento.

La Fase 3 simula lo scavo parziale di approccio per l’esecuzione dei tiranti del II

ordine (-3.5m da testa paratia, cfr. §8.1): è stato cautelativamente considerato uno

scavo più profondo di 0.5m rispetto alle quote previste per tali elementi, risultando,

dunque, calcoloH 4.0m.

La Fase 4 simula la messa in tensione dei tiranti del II ordine, alla quota di

esecuzione -3.5m da estradosso trave di coronamento.

La Fase 5 configura la geometria di scavo finale, simulando la realizzazione della

gradonatura a valle: dall’applicazione del metodo di Fleming (cfr. §8.1) risulta

un’altezza di calcolo dello scavo pari a calcoloH 6.5m, ritenendo influenti per la

costruzione geometrica i soli 2 gradoni prospicienti la paratia.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 74 di 194

Figura 8.3 – Fase 5: modellazione della gradonatura (Fleming et. al, 1992).

Figura 8.4 – Paratia di monte, Fase 0: condizione geostatica.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 75 di 194

Figura 8.5 – Paratia di monte, Fase 1: condizione iniziale.

Figura 8.6 – Paratia di monte, Fase 2: esecuzione tiranti I ordine z=-0.5m.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 76 di 194

Figura 8.7 – Paratia di monte, Fase 3: scavo H=-4.0m.

Figura 8.8 – Paratia di monte, Fase 4: esecuzione tiranti II ordine z=-3.5m.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 77 di 194

Figura 8.9 – Paratia di monte, Fase 5: geometria finale di scavo H=-6.5m (realizzazione

gradonatura di valle).

Nelle Fasi 1÷4, in cui lo scavo risulta fuori falda, si è considerata la presenza di falda

alla quota -5.5m da testa paratia, in accordo con la quota assoluta della superficie

piezometrica prevista localmente nel modello geologico.

Nella Fase 5, in cui lo scavo si approfondisce al di sotto del livello di falda originario, la

falda idrica è stata posizionata alla quota di fondo scavo lato valle, mentre lato monte

viene mantenuta come nelle fasi precedenti, originando un battente idraulico

sollecitante la struttura di sostegno.

Le verifiche di stabilità globale sono contenute nell’apposito §10.

8.3 Modello geotecnico

L’attribuzione della stratigrafia di progetto è avvenuta congruentemente con le sezioni

geologico-geotecniche elaborate per la corrente fase progettuale.

Nella seguente figura viene riportato il modello stratigrafico utilizzato, desunto dalla

sezione geologico-geotecnica n.8.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 78 di 194

Figura 8.10 – Modello stratigrafico: sezione geologico-getecnica n.8.

I parametri geotecnici impiegati nei calcoli di verifica delle opere sono quelli riportati al

§6, riepilogati in Tabella 8.4 per semplicità di lettura.

Unità Formazione

(kN/m3)

c’k

(kPa)

’k

(°)

EVC

(MPa)

EUR

(MPa)

lim

(kPa)

2

Argilla con

limo con

intercalazioni

di calcare

evaporitico

18.0 10 25 17 52

160

3 Argille

marnose 19.0 30 24 50 150

Tabella 8.4 – Parametri geotecnici.

Tali valori sono da intendersi come valori caratteristici kX delle proprietà del terreno,

ovvero senza applicazione di coefficienti di sicurezza ed in modo da rappresentare una

cauta stima del valore che influisce sul verificarsi dello stato limite preso in esame.

Tali valori, coerentemente con la normativa tecnica di riferimento NTC 2008, vanno

opportunamente ridotti nelle verifiche geotecniche a mezzo dell’applicazione di




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 79 di 194

coefficienti parziali di sicurezza M , in modo tale da ottenere i parametri geotecnici di

progetto dX.

In riferimento alle caratteristiche di deformabilità, si distingue nelle analisi il modulo

elastico valutato lungo la retta di consolidazione vergine VCE , e la stessa quantità

determinata, però, nel tratto di scarico e ricarico URE .

La geometria finale considerata, valutata dopo le varie fasi di scavo e di

posizionamento dei tiranti, viene raffigurata di seguito.

Figura 8.11 – Paratia di monte: stratigrafia di progetto.

L’attribuzione dei livelli di falda nelle diverse fasi di ribasso dello scavo è avvenuto

secondo quanto evidenziato al §8.2 e utilizzando come base di partenza l’andamento

ricostruito in Figura 8.10.

Il regime idraulico del sottosuolo è stato ivi schematizzato attraverso l’introduzione

della linea piezometrica, che implica un andamento idrostatico delle pressioni

interstiziali con la profondità.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 80 di 194

Va innanzitutto osservato come la superficie libera della falda rappresentata si riferisca

alle condizioni di pendio attuale ante-operam, precedentemente all’attuazione degli

interventi di progetto.

La costruzione delle opere presuppone la modifica del regime idraulico del pendio.

Pertanto nel posizionamento della piezometrica in fase costruttiva si è tenuto conto

dell’effetto geometrico dovuto alla riprofilatura del pendio, che già di per sé attenua il

livello piezometrico individuato in in Figura 8.10.

Come già argomentato in §8.2, in previsione di un possibile approfondimento degli

sbancamenti al di sotto del livello di falda misurato, nelle fasi in cui lo scavo risulta fuori

falda, si è considerata la presenza della falda lato monte e valle alla quota misurata;

nelle fasi in cui lo scavo si approfondisce al di sotto del livello di falda originario, la

falda idrica è stata posizionata alla quota di fondo scavo lato valle, mentre lato monte

viene mantenuta nella posizione originaria, originando un battente idraulico sollecitante

la struttura di sostegno.

Tale schematizzazione risulta conservativa, in quanto, di fatto, il regime delle pressioni

interstiziali beneficia dell’installazione dei dreni suborizzontali atti a deprimere eventuali

sovrappressioni neutre destatesi in corrispondenza dell’opera.

Va inoltre tenuto conto che la paratia ha capacità auto-drenanti, essendo costituita da

elementi discreti e non da una parete continua impermeabile, e dunque determina la

possibilità di filtrazioni e di passaggio di portate idriche fra palo e palo.

Dunque, nella realtà, la berlinese garantisce l’instaurarsi di una condizione di

bilanciamento idrostatico, con falda ubicata alla stessa quota sia a valle che a monte

della struttura, senza battenti idraulici sollecitanti la struttura di sostegno.


Le analisi di dimensionamento sono state eseguite conformemente al D.M. 14 Gennaio

2008 (NTC 2008), con il metodo degli stati limite ultimi SLU (sicurezza nei confronti

della rottura) e degli stati limite di esercizio SLE (deformazioni compatibili con la

destinazione d’uso).




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 81 di 194

La paratia non è stata verificata nei confronti delle “azioni sismiche”, assodatone il

carattere provvisionale: come esplicitato dalla normativa al § 2.4.1, infatti, le

verifiche sismiche di opere provvisorie possono omettersi quando la relativa vita

nominale sia inferiori a 2 anni. Per le paratie sono, quindi, sufficienti le sole analisi

statiche.

In particolare, si fa riferimento a quanto riportato al §6.5.3.1.2 di NTC2008 e a quanto

precisato nell’ambito della Circolare 2 febbraio 2009, n. 617 del Ministero delle

Infrastrutture e dei Trasporti approvata dal Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici

"Istruzioni per l'applicazione delle "Nuove norme tecniche per le costruzioni" al

§C6.5.3.1.2 per gli stati limite ultimi SLU e §6.5.3.2 di NTC2008 e §C6.5.3.2 della

Circolare esplicativa per gli stati limite di esercizio SLE.

Le verifiche allo SLU sono soddisfatte se avviene il rispetto della condizione d dE R,

con dE valore di progetto dell’azione o del suo effetto e dR

valore di progetto della

resistenza del sistema geotecnico.

La verifica di tale condizione deve essere effettuata impiegando diverse combinazioni

di gruppi di coefficienti parziali definiti rispettivamente per la azioni (A1 e A2), per i

parametri geotecnici (M1 e M2) e per le resistenze (R1).

Di seguito, limitatamente al caso delle opere flessibili, si riassumono i valori numerici

dei coefficienti parziali in accordo con NTC 2008.

ANALISI

AZIONI - F

PROPRIETÀ

TERRENO - M

PERMANENTI VARIABILI TAN

'

'c

SFAVOREVOLI FAVOREVOLI SFAVOREVOLI FAVOREVOLI

1 SLE Base model

1.0 1.0 1.0 0 1.0 1.0 1.0

2A SLU

A1+M1+R1

0: DM08_ITA: Comb. 1:

A1+M1+R1

1.3 1.0 1.5 0 1.0 1.0 1.0

2B SLU

A2+M2+R1


A2+M2+R1

1.0 1.0 1.3 0 1.25 1.25 1.0

Tabella 8.5 – Approcci di calcolo e coefficienti parziali di sicurezza per opere di sostegno

flessibili.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 82 di 194

Il coefficiente di sicurezza parziale R che opera direttamente sulla resistenza del

sistema, coerentemente con il set R1, va assunto pari a 1.0.

Ciò sta a significare che, una volta amplificate le azioni e parzializzate le caratteristiche

geotecniche dei terreni nei modi sopra precisati, nelle Analisi 2A e 2B si adotta un

coefficiente di sicurezza minimo pari a FSadm=R=1.0.

L’Analisi 1 consente di verificare i seguenti aspetti:

o LATO STRUTTURA:

- verifica della deformabilità della paratia;

- verifica delle tensioni di esercizio sui tiranti.

Le Analisi 2A e 2B consentono di verificare i seguenti aspetti:

o LATO GEOTECNICO (ANALISI 2B):

- verifica lunghezza di infissione della paratia garantendo che il rapporto tra la

lunghezza di progetto e la lunghezza limite di incipiente collasso ottenuta con i

parametri abbattuti sia superiore ≥ 1 (FS≥1);

o LATO STRUTTURA (ANALISI 2A):

- verifica di resistenza delle sezioni della paratia (Flessione e Taglio);

- verifica di resistenza degli elementi strutturali (travi di ripartizione, ecc.);

- verifica di resistenza dei tiranti: snervamento del tratto libero e sfilamento della

fondazione.

8.5 Carichi

In Tabella 8.6 vengono riassunti il valore caratteristico kq e di progetto dq dei

sovraccarichi considerati nelle analisi.

qd

(kPa)

Carico qk

(kPa) Tipo 1 - SLE

2A - SLU

A1+M1+R1

2B - SLU

A2+M2+R1

Traffico

veicolare/Macchine

operatrici

10 Variabile 10 15 13

Edifici 40 Permanente 40 52 40

Tabella 8.6 - Sovraccarichi: valori caratteristici qk e di progetto qd.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 83 di 194

Relativamente alle verifiche SLU, per i carichi temporanei, l’intensità caratteristica del

carico è stata opportunamente amplificata nelle analisi secondo il coefficiente parziale

per azioni variabili sfavorevoli 1.5Qi

per la combinazione A1+M1+R1, 1.3Qi

per

la combinazione A2+M2+R1, senza tener conto, invece, di un coefficiente di

combinazione 0i con le altre azioni, coerentemente con la combinazione

“fondamentale” delle azioni di cui al §2.5.3 di NTC2008.

Per i carichi permanenti con cui è stata simulata la presenza degli edifici a monte,

l’intensità caratteristica del carico è stata opportunamente amplificata nelle analisi

secondo il coefficiente parziale per azioni permanenti sfavorevoli 3.11 G per la

combinazione A1+M1+R1, 0.11 G per la combinazione A2+M2+R1, senza tener

conto, invece, di un coefficiente di combinazione 0i con le altre azioni,

coerentemente con la combinazione “fondamentale” delle azioni di cui al §2.5.3 di

NTC2008.


Si riporta in Tabella 8.7 un quadro di sintesi dei risultati ottenuti.

In particolare, da sinistra verso destra sono riportati l’approccio di calcolo esaminato, lo

spostamento massimo registrato in seno alla paratia, i valori massimi delle

sollecitazioni nelle paratie (momento flettente e taglio), i tassi di sfruttamento massimi

(rapporto azioni di progetto-resistenze di progetto, la verifica risulta soddisfatta per un

valore minore di uno), le massime reazioni nei vincoli, i tassi di sfruttamento massimi TSF dei

vincoli (rapporto azioni di progetto-resistenze di progetto, la verifica risulta soddisfatta per

un valore minore di uno), il fattore di sicurezza nei confronti dell’infissione critica.

Di seguito si riporta il dettaglio del significato delle colonne in Tabella 8.7.

o Spostamento paratia: valore dello spostamento massimo in seno alla paratia.

o Momento paratia (kNm/m): momento massimo riscontrato sul singolo palo,

distribuito su un metro di sviluppo.

o Momento paratia (kNm): momento massimo sul singolo palo.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 84 di 194

o Taglio paratia (kN/m): taglio massimo riscontrato sul singolo palo, distribuito su un

metro di sviluppo.

o Taglio paratia (kN): taglio massimo sul singolo palo.

o Verifica presso-flessione (TSF): verifica paratia soggetta a presso-flessione; valore

peggiore tra N costante ed eccentricità costante in termini di tasso di sfruttamento.

o Verifica taglio (TSF) paratia: tasso di sfruttamento della paratia soggetta a taglio.

o Max reazione vincoli (kN/m): massima reazione vincolare distribuita su un metro di

sviluppo della paratia

o Max reazione vincoli (kN): massima reazione vincolare del singolo vincolo.

o Verifica STR vincoli: tasso di sfruttamento dei trefoli costituenti la parte libera dei

tiranti. In dettaglio, rappresenta il rapporto tra la reazione vincolare di progetto e

l’azione resistente di progetto. La verifica allo snervamento risulta soddisfatta per

un valore minore di uno.

o Verifica GEO vincoli: tasso di sfruttamento della capacità resistente allo sfilamento

dovuta all’aderenza bulbo-terreno. La verifica allo sfilamento risulta soddisfatta per

un valore minore di uno.

o FS infissione (eq.limite): rappresenta il rapporto tra la lunghezza effettiva di

infissione e la lunghezza limite in condizioni di incipiente collasso, valutato con

analisi all’equilibrio limite.

È da tener debitamente in conto che, come precisato dalla Circolare n.617 al

§C.6.5.3.1.2, gli stati limite relativi al raggiungimento delle resistenze negli

elementi strutturali (rottura per flessione/taglio, rottura degli ancoraggi, ecc.)

sono verifiche STR da svolgersi secondo la combinazione SLU A1+M1+R3.

Per illustrare in dettaglio la situazione, sono riportate nel seguito le seguenti

rappresentazioni grafiche:

o diagrammi inviluppo dei massimi valori delle deformazioni in seno alla paratia –

valori in cm nelle combinazioni SLE;

o diagramma inviluppo dei massimi valori del momento flettente sulla paratia -

valori in kN*m a metro lineare - per la combinazione SLU A1+M1+R1 in cui è

massimo il valore del momento flettente sollecitante EdM ; viene graficato




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 85 di 194

anche il tasso di sfruttamento TSF M lungo la paratia ( RdEd MMMTSF / ) ed

il momento resistente di progetto RdM (linee verticali rosse).

o diagramma inviluppo dei massimi valori della forza di taglio sulla paratia - valori

in kN a metro lineare - per la combinazione SLU A1+M1+R1 in cui è massimo il

valore del taglio sollecitante ( EdV ); viene graficato anche il tasso di

sfruttamento TSF V lungo la paratia ( RdEd VVVTSF / ) ed il taglio resistente

di progetto RdV (linee verticali rosse).

o sollecitazioni inviluppo sui tiranti e verifica STR e GEO per la combinazione

SLU A1+M1+R1.

o sollecitazioni inviluppo sui tiranti per la combinazione SLE.

o variazione in funzione della storia di carico del coefficiente di sicurezza globale

della struttura FS, definito in termini di rapporto tra lunghezza di progetto e

lunghezza limite in condizioni di incipiente collasso per la combinazione SLU

A2+M2+R1.

Quanto dedotto numericamente risulta compatibile con le condizioni di lavoro delle

opere in oggetto.

Per ulteriori dettagli, si rimanda ai seguenti paragrafi e alla consultazione dei tabulati di

calcolo allegati alla presente relazione (“Allegato D - Relazione di calcolo Triparni –

Opere di sostegno”, rif:. R15 di cui al §3).




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 86 di 194

Spostamento

X paratia (cm)

Momento paratia

(kN-m/m)

Momento paratia (kN-m)

Taglio paratia (kN/m)

Taglio paratia

(kN)

Verifica presso

flessione (TSF)

Verifica taglio (TSF)

Max. reazione vincoli (kN/m)

Max. reazione vincoli

(kN)

Verifica STR

vincoli (TSF)

Verifica GEO

vincoli (TSF)

FS infissione

(eq. limite)

Base model

2.73 39.32 15.73 76.26 30.5 0.335 0.074 157.71 315.42 0.391 0.651 4.857


A1+M1+R1

2.68 50.58 20.23 98.92 39.57 0.431 0.096 205.33 410.67 0.509 0.931 4.25


A2+M2+R1

4.47 54.17 21.67 83.39 33.36 0.461 0.081 178.55 357.1 0.442 0.603 3.4

Tabella 8.7 – Risultati delle analisi.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 87 di 194

Figura 8.12 – Paratia di monte: SLE, diagramma inviluppo spostamenti.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 88 di 194

Figura 8.13 – Paratia di monte: SLU A1+M1+R3, diagramma inviluppo momento flettente.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 89 di 194

Figura 8.14 – Paratia di monte: SLU A1+M1+R1, diagramma inviluppo taglio.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 90 di 194

Figura 8.15 – Paratia di monte: SLU A1+M1+R3, verifica Strutturale-Geotecnica dei tiranti.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 91 di 194

Figura 8.16 – Paratia di monte: tiro in esercizio dei tiranti.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 92 di 194

Figura 8.17 – Paratia di monte: FS infissione.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 93 di 194

8 . 6 . 1 V e r i f i c a d e g l i s p o s t a m e n t i

In base ai valori riportati in Tabella 8.7 di pag. 86 e ai diagrammi in calce al §8.6,

si può osservare come i valori calcolati per gli spostamenti orizzontali in

condizioni SLE siano limitati e opportunamente distanti dai valori di soglia che

possono produrre il raggiungimento delle condizioni di stato limite d’esercizio per

le strutture.

I valori dedotti numericamente per gli spostamenti risultano idonei a garantire

adeguati livelli di funzionalità.

Risulta, pertanto, evidente che non si hanno fenomeni deformativi che possano

creare danno alle strutture esistenti limitrofe all’opera.

8 . 6 . 2 V e r i f i c a d e l l a l u n g h e z z a d i i n f i s s i o n e d e l l e p a r a t i e

In base ai diagrammi in calce al §8.6 che illustrano la variazione in funzione della

storia di carico del coefficiente di sicurezza globale della struttura FS, definito in

termini di rapporto tra lunghezza di progetto e lunghezza limite in condizioni di

incipiente collasso per la combinazione SLU A2+M2+R1, si può osservare il

sistematico rispetto del vincolo FS≥1 posto in precedenza (cfr. §8.6).

8 . 6 . 3 P r e d i m e n s i o n a m e n t o d e i t i r a n t i

Il dimensionamento dei tiranti è stato eseguito sulla base di motivazioni tecniche

e dei risultati delle indagini geotecniche effettuate per questa fase di progetto. Le

caratteristiche dei tiranti andranno comunque stabilite in base all’esecuzione di

prove preliminari su tiranti dello stesso tipo, realizzati nello stesso sito e con lo

stesso sistema di perforazione di quelli di progetto, secondo quanto prevedono le

Norme UNI EN 1537 e le raccomandazioni AGI-AICAP "Ancoraggi nei terreni e

nelle rocce" (giugno 2012).

I risultati delle prove sugli ancoraggi preliminari consentiranno di

confermare/modificare il dimensionamento ottenuto dai calcoli di progetto.

Seguono le prove di carico di collaudo, da effettuarsi su tutti gli ancoraggi da

realizzare.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 94 di 194

Se sono rispettati tutti i criteri di accettazione previsti dalle raccomandazioni AGI-

AICAP, l’ancoraggio può essere tesato e bloccato al valore di progetto della forza

di tesatura a mezzo degli organi di serraggio.

8.6.3.1 Lunghezza del tratto libero

La lunghezza libera dei tiranti viene calcolata imponendo che l'ancoraggio venga

recapitato al di là della linea ideale dal fondo della paratia inclinata di 2'45

sull'orizzontale. L’assunzione che il cuneo di spinta abbia origine in

corrispondenza del piede della struttura risulta cautelativa, in quanto tale punto si

trova generalmente ubicato nella zona compresa fra il piede e il fondo scavo.

La lunghezza neutra è stata prudenzialmente aumentato del 20% di h rispetto a

quello calcolato geometricamente, con h altezza fuoriterra provvisionale della

paratia.

Le metodologia di calcolo impiegata, inoltre, garantisce un adeguato ricoprimento

geostatico del bulbo di fondazione, permettendo un completo sviluppo dell’attrito

malta-terreno.

La lunghezza libera dei tiranti secondo la suddetta metodologia di calcolo è pari

a:

1

'sin 45

20.2

'sin 45

2

lib PARATIA TIRANTEL h h h

,

dove le grandezze contenute nell’espressione sono rappresentate in Figura 8.18.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 95 di 194

hTIRANTE

45°-'/2

hPARATIA

Llib

h

0.20h

Figura 8.18 – Schema per il dimensionamento del tratto passivo dei tiranti in base

al cuneo attivo.

In Tabella 8.8 si riporta la tabella di calcolo delle lunghezze libere dei tiranti.

Hparatia Ordine Tirante

Htirante Hfuoriterra f Llib,1

m - m m ° ° m

15 1 0.50 6.50 24 30 9.2

15 2 3.50 6.50 24 30 7.6

Tabella 8.8 – Tiranti: calcolo delle lunghezze libere.

In ragione delle analisi sopra riportate, si ritiene di adottare per i tiranti in progetto

le lunghezze libere di seguito riassunte.

Ordine Tirante

Llib

- m

1 9.0

2 7.5

Tabella 8.9 – Tiranti: lunghezze libere di progetto.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 96 di 194

8.6.3.2 Lunghezza del bulbo e verifica della resistenza degli ancoraggi

Il dimensionamento della fondazione e le verifiche di resistenza dei tiranti sono

avvenute nel rispetto dei criteri di progetto di cui al §6.6 di NTC 2008.

È da tener debitamente in conto che, come precisato dalla Circolare n.617 al

§C.6.5.3.1.2, gli stati limite relativi al raggiungimento delle resistenze negli

ancoraggi sono da svolgersi secondo la combinazione SLU A1+M1+R3.

Con riferimento allo stato limite di sfilamento dell’ancoraggio, la verifica va

effettuata confrontando la massima azione di progetto tN, determinata con

riferimento alla combinazione SLU A1+M1+R3, con la resistenza di progetto

daR , .

Si effettua, inoltre, la verifica di resistenza dei trefoli, confrontando la forza

normale assegnata al tirante tN con il massimo tiro che il tirante è in grado di

assorbire senza collassare per eccesso di trazione dR. Tale verifica viene

effettuata anche con riferimento alle condizioni di esercizio SLE.

Infine, nel rispetto della gerarchia delle resistenze, si deve verificare che la

resistenza di progetto a sfilamento della fondazione dell’ancoraggio daR , sia

sempre minore della resistenza di progetto al limite di snervamento del tratto

libero dR , in modo da garantire che la rottura avvenga prima nel terreno (rottura

duttile, con precursori d’evento) e poi nel materiale dell’ancoraggio (rottura

fragile, improvvisa, senza segnali premonitori del collasso).

Si riportano di seguito le grandezze di calcolo per il dimensionamento per i tiranti

previsti in progetto.

tn = n° trefoli

maxN = forza normale assegnata al tirante per m.l. di paratia

ti = interasse tiranti




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 97 di 194

tN = tiro di progetto

0,1'k t kR n A f = resistenza caratteristica al limite di snervamento del tratto

libero, con 'A sezione trasversale del trefolo (2139mm ) e 0,1kf

resistenza allo

snervamento del trefolo (1670MPa )

kd

s

RR

= resistenza di progetto al limite di snervamento del tratto libero, con s

coefficiente parziale di sicurezza relativo all’acciaio

1SF = fattore di sicurezza per lo sfilamento fra bulbo e terreno: per tiranti

provvisori si assume 1 3S Ra aF = 2.0, dove Ra

= 1.1 è il coefficiente parziale

per tirante temporaneo e 3a = 1.8 è il fattore di correlazione con riferimento a

prove geotecniche eseguite secondo n=1 profili di indagine; per i valori di Ra e

3a si faccia riferimento alle tabelle 6.6.I e 6.6.III di NTC2008.

= coefficiente di sbulbamento, assunto in base alla teoria di Bustamante e

Doix per iniezione di tipo IGU cautelativamente pari a 1.1 (valore minimo)

PD = diametro della perforazione

1 PD D = diametro teorico del bulbo iniettato

lim = tensione limite di aderenza malta del bulbo- terreno, valutata utilizzando i

dati riportati da Bustamante e Doix (1985) per i tiranti iniettati a pressione con

metodo I.G.U. ( lim =160kPa, cfr. §6).

lim1

1min,

D

FNLL St

uu = lunghezza di progetto del bulbo ≥ lunghezza minima

del bulbo per evitare sfilamento dell’ancoraggio dal terreno

uka LDR lim1, = resistenza caratteristica allo sfilamento del bulbo




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 98 di 194

daR , =

,

1

a k

S

R

F = resistenza di progetto allo sfilamento del bulbo

Si omettono i calcoli relativi alla determinazione della lunghezza del bulbo per il

raggiungimento della tensione limite di aderenza trefoli-malta del bulbo; la crisi

dell’ancoraggio, infatti, come tipicamente avviene, è legata al meccanismo di

collasso relativo allo sfilamento del bulbo dal terreno e non alla superficie di

contatto tra trefolo e bulbo, ove le resistenze offerte sono di gran lunga maggiori.

Nelle seguenti tabelle vengono riepilogati i risultati delle verifiche strutturali “STR”

(snervamento del tratto libero) e geotecniche “GEO” (sfilamento della fondazione)

per i tiranti in progetto.

dtrefolo 0.6

A' 139

f0,1k 1670

s 1.15

Ordine n° trefoli Nmax It Nt Rk Rd TSF STR

kN/m m kN kN kN

1 4 162.50 2.4 390.0 929 807 0.483

2 4 205.33 2.0 410.7 929 807 0.509

Ordine n° trefoli Fs1 Dp D1 lim Lu1 L*u1 Ra,c Ra,d TSF GEO Rd > Ra,d ?

- - m m kPa m m kN kN

1 4 2.0 1.1 0.15 0.165 160 9.3 10.0 829 419 0.931 ok

2 4 2.0 1.1 0.15 0.165 160 9.8 11.0 912 461 0.891 ok

Tabella 8.10 – Tiranti SLU: calcolo della lunghezza del bulbo, verifica allo

sfilamento, verifica snervamento trefoli, verifica gerarchia resistenze.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 99 di 194

Ordine n° trefoli Nmax It Nt,SLE Nadm,SLE

kN/m m kN kN

1 4 125.00 2.4 300.0 600

2 4 157.71 2.0 315.4 600

Tabella 8.11 – Tiranti SLE: verifica resistenza trefoli.

Si osserva che nella totalità dei casi risulta:

il tiro massimo desunto per la paratia dalle combinazioni di calcolo tN

risulta inferiore alla resistenza di progetto allo sfilamento del bulbo ,a dR

(dimensionamento geotecnico);

il tiro massimo desunto per la paratia dalle combinazioni di calcolo tN

risulta inferiore alla resistenza di progetto al limite di snervamento del

tratto libero dR (verifica dell’acciaio);

la resistenza di progetto al limite di snervamento del tratto libero dR risulta

superiore alla resistenza di progetto allo sfilamento del bulbo ,a dR (rispetto

della gerarchia delle resistenze, in accordo con §6.6.2 di NTC 2008);

il tiro massimo desunto per la paratia dalle combinazioni di calcolo SLE

SLEtN , risulta inferiore al tiro ammissibile in esercizio del tratto libero

,adm SLEN (verifica dell’acciaio).

Per quanto sopra rappresentato, si deduce l’idoneità dei tiranti previsti in

progetto, dei quali di seguito si riassumono le principali caratteristiche.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 100 di 194

ORDINE

TIRANTE INT.

N°

TREFOLI

DIAMETRO

TREFOLI

DIAMETRO

PERFORO iP LUNGH.

LIBERA

LUNGH.

BULBO

LUNGHEZZA

TOTALE INCL. SLEtN , SLEadmN , dR adR cP

- m - “ mm kN m m m ° kN kN kN kN kN

1 2.4 4 0.6 150 300

(50%) 9 10 19 30 300 600 807 419 360

2 1.6 4 0.6 150 300

(50%) 7.5 11 18.5 30 315 600 807 461 378

Tabella 8.12 – Riepilogo caratteristiche dei tiranti impiegati.

Si osservi, infine, che per la pretensione iP (tiro di bloccaggio), pari a

kNnNP tSLEadmi 1205.0 , , in accordo alle Norme UNI EN 1537 (Appendice

D, punto D.4) deve risultare:

ptkttki fAnPP '6.06.0

con tkP carico di rottura a trazione e MPaf ptk 1860 tensione caratteristica di

rottura.

Dalla seguente Tabella 8.13 si evince il soddisfacimento della verifica.

dtrefolo 0.6

A' 139

fptk 1860

s 1.15

Ordine n° trefoli Nadm,SLE Pi 0.6Ptk Pi < 0.6 Ptk ?

kN kN kN

1 4 600 300 620 ok

2 4 600 300 620 ok

Tabella 8.13 - Verifica sul tiro di bloccaggio Pi (Norme UNI EN 1537).

8 . 6 . 4 V e r i f i c a a f l e s s i o n e

Si è operata la verifica di resistenza a flessione non tenendo conto a favore di

sicurezza delle azioni assiali permanenti dovute al peso del palo alla quota in cui




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 101 di 194

si massimizza il momento flettente sollecitante e al peso della trave di

coronamento che solidarizza i micropali.

Per i pali, nella valutazione del momento resistente di progetto RdM si è fatto

riferimento alle armature indicate in Tabella 8.2 di pag.70.

Dai diagrammi riportati in calce al §8.6, in cui è graficato per la combinazione

SLU A1+M1+R1 il tasso di sfruttamento del momento TSF M lungo la paratia

( RdEd MMMTSF / ) ed anche il confronto visivo fra massimo valore del

momento flettente sollecitante ed il momento resistente di progetto RdM (linee

verticali rosse), si evince nella totalità dei casi il rispetto della condizione

RdEd MM . La verifica a pressoflessione risulta, dunque, soddisfatta.

8 . 6 . 5 V e r i f i c a a t a g l i o

Per i pali, nella valutazione del taglio resistente di progetto RdV si è fatto

riferimento alle armature indicate in indicate in Tabella 8.2 di pag.70.

Dai diagrammi riportati in calce al §8.6, in cui è graficato per la combinazione

SLU A1+M1+R1 il tasso di sfruttamento del momento TSF V lungo la paratia

( RdEd VVVTSF / ) ed anche il confronto visivo fra massimo valore del taglio

sollecitante EdV ed il taglio resistente di progetto RdV (linee verticali rosse), si

evince nella totalità dei casi il rispetto della condizione RdEd VV . La verifica a

taglio risulta, dunque, soddisfatta.

8 . 6 . 6 V e r i f i c a d e l l e t r a v i d i c o l l e g a m e n t o d e i t i r a n t i

I tiranti di ancoraggio sono collegati tramite due travi HEB 120 in acciaio S355.

Di seguito vengono riepilogate le caratteristiche meccaniche dei profili HEB

impiegati.

In particolare la sezione trasversale degli elementi strutturali in oggetto

appartiene alla classe 1.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 102 di 194

Altezza della sezione trasversale h 120.00 [mm]

Larghezza della sezione trasversale b 120.00 [mm]

Spessore dell'anima tw 6.50 [mm]

Spessore delle ali tf 11.00 [mm]

Raggio di raccordo r 12.00 [mm]

Eventuale spessore della saldatura delle ali con l'anima s 0.00 [mm]

CARATTERISTICHE MECCANICHE

Altezza tra le ali hi 98.00 [mm]

Altezza della porzione saldabile d 74.00 [mm]

Area della sezione trasversale A 34.0 [cm2]

Area della sezione resistente al taglio agente lungo z Avz 10.96 [cm2]

Area della sezione resistente al taglio agente lungo y Avy 26.40 [cm2]

Momento d'inerzia attorno all'asse forte Iyy 864 [cm4]

Momento d'inerzia attorno all'asse debole Izz 318 [cm4]

Raggio d'inerzia attorno all'asse forte iyy 5.04 [cm]

Raggio d'inerzia attorno all'asse debole izz 3.06 [cm]

Modulo di resistenza elastico attorno all'asse forte Wel,yy 144.1 [cm3]

Modulo di resistenza elastico attorno all'asse debole Wel,zz 52.9 [cm3]

Modulo di resistenza plastico attorno all'asse forte Wpl,yy 165.2 [cm3]

Modulo di resistenza plastico attorno all'asse debole Wpl,zz 81.0 [cm3]

Momento d'inerzia torsionale It 13.8 [cm4]

Costante di warping Iw 9410 [cm6]

CLASSIFICAZIONE DELLA SEZIONE

Valore di snervamento dell'acciaio fy 355 [MPa]

Coefficiente 0.81 [-]

Classificazione dell'anima

Altezza dell'anima depurata dei raccordi o delle saldature c 74.00 [mm]

Spessore dell'anima tw 6.50 [mm]

Rapporto tra altezza e spessore c/tw 11.38 [-]

Classificazione dell'anima per flessione CLASSE 1

Classificazione dell'anima per compressione CLASSE 1

Classificazione delle ali

Semi larghezza delle ali depurata dei raccordi o delle saldature c 44.75 [mm]

Spessore delle ali tf 11.00 [mm]

Rapporto tra semi larghezza e spessore c/tf 4.07 [-]

Classificazione delle ali per flessione CLASSE 1 Tabella 8.14 – Caratteristiche meccaniche dei profili HEB120.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 103 di 194

La verifica delle travi viene effettuata valutando le sollecitazioni agenti sulle travi

di ripartizione stesse, adottando uno schema di trave continua vincolata in

corrispondenza della testa dei tiranti e sollecitata da una reazione uniforme del

terreno pari a:

t

t

i

NNq max

in cui:

tN è la forza massima agente su ogni tirante,

ti è l’interasse orizzontale dei tiranti.

In base a quanto precisato nell’ambito della Circolare 2 febbraio 2009, n. 617

"Istruzioni per l'applicazione delle "Nuove norme tecniche per le costruzioni"” al

§C6.5.3.1.2, per gli stati limite ultimi relativi al raggiungimento della resistenza in

elementi strutturali (SLU STR) la verifica va condotta con riferimento alla

combinazione SLU A1+M1+R1 (Approccio 1, Comninazione 1).

Tenendo conto che il carico tN in combinazione SLU A1+M1+R1 al quale sono

soggetti i tiranti del II ordine risulta pari a 411 kN (cfr. Tabella 8.7 di pag. 86) e

tenendo conto che l’interasse dei tiranti risulta pari a 2.0m, si ottiene un carico

uniformemente distribuito agente sulla trave pari a q 205kN/m.

Il momento massimo agente sulla trave di coronamento può ottenersi come:

2

10

1tEd qiM .

Tenuto conto che il modulo di resistenza '

plW per il singolo profilo HEB120 (pari a

144 cm3), si ottiene la resistenza di calcolo a flessione RdcM , come:

0

'

0

,,

2

M

ykpl

M

ykpl

RdplRdc

fWfWMM

.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 104 di 194

Si determina, inoltre, lo spostamento approssimato in corrispondenza della

mezzeria della trave di collegamento, assumendo come condizione di vincolo

quelle di doppio incastro.

Essendo il modulo elastico E pari a 2100000 kg/cm2 e il momento di inerzia xJ

della coppia pari a due volte il momento di inerzia del singolo profilato

4' 864cmJ x , da manuali di analisi strutturale la freccia massima risulta pari a :

4

0.28384

t

x

N if cm

E J

.

Viene eseguita, infine, la verifica a taglio del profilo. Deve risultare:

1/ , RdcEd VV

,

con EdV azione tagliante di progetto e RdcV , resistenza a taglio di progetto, che in

assenza di torsione, assume il valore:

0

,3 M

ykv

Rdc

fAV

dove:

vA area resistente a taglio;

0M coefficiente di sicurezza per le resistenze delle membrature.

L’azione tagliante di progetto EdV viene calcolata dalla seguente espressione:

tEd NV 6.0 .

I valori numerici delle grandezze introdotte sono riassunti nella seguente tabella.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 105 di 194

Nt it Nmax MEd Wpl,x fyk MRd MRd/MEd E Jx f

kN m kN/m kNm cm3 N/mm

2 kNm kg/cm

3 cm

4 cm

411 2 205 82 330 355 112 1.36 2100000 1728 0.24

Nt VEd fyk Av M0 Vc,Rd Vc,Rd/VEd

kN kN N/mm2 cm

2 - kN

411 246 355 52.8 1.05 1031 4.18

Tabella 8.15 – Verifica della trave di contrasto.

La verifiche a taglio e flessione risultano soddisfatte. Il valore della freccia

massima risulta compatibile con le condizioni di lavoro delle opere in oggetto.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 106 di 194

9 P ARATI A DI VALLE

Il presente capitolo illustra i risultati delle verifiche svolte allo scopo di prevedere

il comportamento della paratia di valle nel corso dell’intera sequenza realizzativa.

Più in dettaglio, le analisi condotte sono finalizzate sia a stimare gli effetti indotti

sulla palificata in fase di costruzione del rilevato rinforzato, sia a determinarne il

comportamento in esercizio.

Per il dimensionamento sono state eseguite analisi tensio-deformative di

interazione pendio-opera di consolidamento agli elementi finiti.

9.1 Sezione di verifica e modello stratigrafico

Le analisi tensio-deformative sono state eseguite in corrispondenza della sezione

di progetto n.8, utilizzata anche per le altre tipologie di verifiche contenute nel

presente elaborato.

Nella seguente figura viene riportato il modello stratigrafico utilizzato, desunto

dalla sezione geologico-getecnica n.8.





PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 107 di 194

9.2 Tipologie di verifica

Da un punto di vista generale, le analisi sono state condotte con riferimento alla

geometria risultante dall’attuazione degli interventi di progetto previsti per

ciascuna fase costruttiva, riproducendo fedelmente la sequenza realizzativa che

caratterizza l’intervento.

Più in particolare, gli obiettivi sui quali verrà concentrata l’attenzione sono i

seguenti:

• valutazione dell’effetto indotto sulla palificata dall’esecuzione della terra

rinforzata a monte;

• valutazione del comportamento della palificata nella configurazione di

esercizio in condizioni statiche;

• valutazione del comportamento della palificata nella configurazione di

esercizio in presenza di azioni sismiche;

• valutazione del comportamento della palificata in condizioni statiche

nell’ipotesi che a valle avvenga lo scalzamento/allentamento di uno spessore

di terreno pari a 2.0m ad opera del fosso.


Le analisi di dimensionamento sono state eseguite conformemente al D.M. 14

Gennaio 2008 (NTC 2008), con il metodo degli stati limite ultimi SLU (sicurezza

nei confronti della rottura) e degli stati limite di esercizio SLE (deformazioni

compatibili con la destinazione d’uso).

Per le verifiche SLU/STR e quelle in esercizio (SLE), è necessario eseguire

un’analisi di interazione terreno-struttura. In particolare, in questo caso è

possibile svolgere l’analisi in condizioni di esercizio e con riferimento ai parametri

caratteristici dei materiali (M1); le azioni strutturali risultanti (ovvero gli effetti delle

azioni), utilizzate per le verifiche SLE, potranno anche essere usate,

amplificandole per i fattori A1, per le verifiche SLU/STR.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 108 di 194

Nel seguito, limitatamente allo scenario di scalzamento a valle della paratia

determinato dal fosso, si farà riferimento anche alla combinazione “eccezionale”

delle azioni, per la quale coerentemente con quanto prescritto al §2.5.3 di

NTC2008 non devono impiegarsi coefficienti amplificativi delle azioni. In tal caso,

dunque, le sollecitazioni desunte dall’analisi di interazione sono quelli di diretto

impiego nelle verifiche strutturali del palo.

9.4 Metodo di analisi e codice di calcolo

L’analisi numerica è stata svolta con il codice di calcolo agli elementi finiti

PLAXIS 8.1 utilizzando un approccio in tensioni efficaci.

L’analisi è avvenuta in condizioni di deformazioni piane, permettendo la

riproduzione del comportamento dell’intero sistema terreno-costruzioni

geotecniche.

Il codice di calcolo implementa svariate leggi costitutive che permettono di

modellare il comportamento tensio-deformativo non lineare del terreno a livelli di

complessità progressivamente crescente.

Nell’analisi ad elementi finiti, il continuo è stato discretizzato in elementi di forma

triangolare a n.15 nodi, creati da un generatore di mesh non strutturata.

Tali elementi forniscono un’interpolazione del quarto ordine per gli spostamenti e

l’integrazione numerica coinvolge 12 punti di Gauss (stress points).

Per ulteriori informazioni, si rimanda ai manuali del codice di calcolo Plaxis ed

alle pubblicazioni dedicate (Schanz et al. 1999).

Sono previste zone di infittimento in prossimità delle aree sensibili (rilevato

ferroviario) e zone a discretizzazione rada in corrispondenza della frontiera del

dominio, in modo da ottimizzare le prestazioni della mesh.

In merito alle condizioni al contorno, alla base del modello numerico gli

spostamenti verticali e orizzontali sono impediti, ai contorni laterali del dominio di

meshing i nodi sono vincolati in direzione orizzontale, mentre gli spostamenti

verticali sono liberi.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 109 di 194

La mesh adottata viene rappresentata nell’allegato di calcolo (cfr. “Allegato D -

Relazione di calcolo Triparni – Opere di sostegno”, rif:. R15 di cui al §3).

Le analisi sono state condotte tenendo conto delle seguenti fasi:

Phase 1: configurazione iniziale;

Phase 2: stato tensionale iniziale con procedura “gravity loading”;

Phase 3: attivazione carico accidentale a tergo della paratia provvisoria di

monte ed esecuzione micropali;

Phase 4: scavo di approccio per l’esecuzione del I ordine di tiranti della

paratia di monte;

Phase 5: esecuzione del I ordine di tiranti della paratia di monte;

Phase 6: scavo di approccio per l’esecuzione del II ordine di tiranti della

paratia di monte;

Phase 7: esecuzione del I ordine di tiranti della paratia di monte;

Phase 8: scavo fino a quota fondo scavo;

Phase 9: costruzione della paratia di valle;

Phase 10: esecuzione banca inferiore della terra rinforzata;

Phase 11: esecuzione banca intermedia della terra rinforzata;

Phase 12: esecuzione banca superiore della terra rinforzata;

Phase 13: attivazione carichi piazzale e disattivazione paratia provvisoria

di monte;

Phase 14: analisi “phi/c reduction” della configurazione di Phase 13;

Phase 15: attivazione carichi sismici;

Phase 16: analisi “phi/c reduction” della configurazione di Phase 15;

Phase 17: scalzamento di uno spessore di terreno pari a 2.0m a valle

della paratia di valle ad opera del fosso;




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 110 di 194

Phase 18: analisi “phi/c reduction” della configurazione di Phase 17.

Di seguito vengono illustrate le suddette fasi relativamente ai soli step in cui

avviene una modifica della configurazione geometrica.

Figura 9.2 – Phase 1.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 111 di 194






PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 112 di 194






PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 113 di 194






PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 114 di 194






PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 115 di 194






PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 116 di 194






PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 117 di 194


Di seguito si riporta una tabella con la lista delle fasi di calcolo, con la fase

iniziale di riferimento per ciascuno step di calcolo (“Start from”), con il tipo di

calcolo (“Calculation”: nel caso in esame tutte le fasi sono calcoli di tipo elasto-

plastico) e le modalità di carico (“Load input”: “Total multipliers”, con procedura di

generazione delle tensioni iniziali per incremento della gravità - “gravity loading” -

per la Phase 2 e con applicazione dei carichi sismici per la Phase 15; “Staged

construction”, costruzione per fasi, in cui l’utente specifica il nuovo stato che deve

essere raggiunto al termine del caricamento della fase; “Incremental multipliers” ,

che è la modalità di carico propria delle analisi “phi-c reduction”).




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 118 di 194

Phase Ph-No. Start

phase

Calculation type Load input

Initial phase 0 0 -

<Phase 1> 1 0 Plastic Staged construction

<Phase 2> 2 1 Plastic Total multipliers












<Phase 14> 14 13 Phi/c reduction Incremental multipliers

<Phase 15> 15 13 Plastic Total multipliers




Tabella 9.1 - Lista fasi di calcolo.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 119 di 194

In particolare, la Phase 13 è particolarmente utile a fornire informazioni circa gli

spostamenti in esercizio della paratia di valle, nonché le sollecitazioni in esercizio

sui pali. Come detto, le azioni strutturali risultanti potranno anche essere usate,

amplificandole per i fattori A1, per le verifiche SLU STR dei pali.

La Phase 15 restituisce le sollecitazioni in condizioni sismiche sui pali, utilizzabili

tal quali per le verifiche SLV STR dei pali.

La Phase 17 è finalizzata a studiare il comportamento delle opere in presenza

dello scalzamento a valle della paratia di valle. Tale scenario è assimilabile ad

una “combinazione eccezionale”, così come definita al §2.5.3 di NTC2008.

Vengono valutati gli spostamenti della paratia di valle, nonché le sollecitazioni sui

pali. Le azioni strutturali risultanti, congruentemente alla “combinazione

eccezionale” delle azioni, potranno anche essere usate per le verifiche SLU STR

dei pali senza essere fattorizzate.

9.5 Parametri di calcolo

Nelle seguenti figure e tabelle sono riportati i principali parametri meccanici

impiegati nelle analisi di interazione.

Dal punto di vista generale, i parametri geotecnici di riferimento vengono desunti

dal §6.

Per i terreni è stato utilizzato un modello costitutivo elastoplastico con criterio di

rottura Mohr-Coulomb espresso in termini di tensioni efficaci e parametri drenati.

I micropali ed i pali sono stati simulati introducendo nel modello numerico

elementi “plates” a comportamento elastico, governato dalla rigidezza flessionale

EI e assiale EA.

Il tratto libero dei tiranti è stato simulato con elementi “node-to-node anchors”,

cioè con molle a comportamento elastico lineare, a rigidezza normale EA

costante.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 120 di 194

Il bulbo dei tiranti è stato simulato con elementi “geogrids”, cioè con componenti

a comportamento elastico lineare, la cui unica proprietà caratteristica è la

rigidezza normale EA.

Figura 9.16 – Materiali.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 121 di 194

Mohr-Coulomb

1

TERRENO 2

2

TERRENO 3

3

TERRA

RINFORZATA

4

FRANA FR

Type Drained Drained Drained Drained

unsat [kN/m³] 18,00 19,00 20,00 18,00

sat [kN/m³] 18,00 19,00 20,00 18,00

Eref [kN/m²] 17000,000 50000,000 100000,000 10000,000

[-] 0,350 0,350 0,300 0,350

cref [kN/m²] 17,00 30,00 100,00 5,00

[°] 25,00 24,00 35,00 25,00

[°] 0,00 0,00 0,00 0,00

Rinter. [-] 0,67 0,67 0,67 0,67

Interface

permeability

Neutral Neutral Neutral Neutral

Tabella 9.2 - Parametri geotecnici.

No. Identification EA EI

[kN/m] [kNm²/m]

1 Paratia valle 1,2361E7 7,7254E5

2 Paratia monte 3,5229E6 15583,00

No. Identification EA

[kN/m] [-]




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 122 di 194

No. Identification EA

[kN/m] [-]

1 Tiranti_bulbo 196006,00 0,00

No. Identification EA L spacing

[kN] [m]

1 L libera I ordine 111000,00 2,40

2 L libera II ordine 111000,00 2,00

PARATIA DI VALLE - PALI

Ecls 31476 MPa modulo elastico malta

DPALO 1000 mm diametro palo

s 2 m interasse orizzontale

IPALO 4908738.5 cm4 inerzia

A 785398.2 mm2

area palo

EA 12360596 kN/m rigidezza assiale

EI 772537 kNm2/m rigidezza flessionale

deq 0.866 m spessore equivalente

PARATIA DI MONTE - MICROPALI

Eg 31476 MPa modulo elastico malta

En 210000 MPa modulo elastico tubo

DDH 220 mm diametro foro

de 139.7 mm diametro esterno tubolare

s 8 mm spessore tubolare

Sh 0.4 m interasse orizzontale

An 3310.0 mm2 area tubolare

Ag 22685.4 mm2

area camicia esterna

A 25995.4 mm2

area camicia esterna + tubolare




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 123 di 194

Eeq 54207.42 MPa modulo equivalente

EA 3522852 kN/m rigidezza assiale

EI 15583 kNm2/m

rigidezza flessionale

deq 0.230 m spessore equivalente

PARATIA DI MONTE - TIRANTI, LUNGHEZZA LIBERA

En 200000 MPa modulo elastico acciaio

Atrefolo 139 mm2 diametro foro

n 4 mm numero trefoli

A 556 mm2 area grouted soil-nail

EA 1.11E+05 kN/m rigidezza assiale

PARATIA DI MONTE - TIRANTI, BULBO

Eg 22000 MPa grout

DDH 150 mm diametro foro

1.1 - coefficiente sbulbamento

D 165 mm diametro bulbo

Sh 2.4 m interasse orizzontale

A 21382.5 mm2 area grouted soil

EA/Sh 196006 kN/m rigidezza assiale

Tabella 9.3 – Proprietà meccaniche micropali.


Di seguito si analizzano in dettaglio esclusivamente i risultati relativi alla termine

della fase di costruzione della terra rinforzata dopo la disattivazione della paratia

di monte (Phase 13), in fase sismica (Phase 15) e nella combinazione

eccezionale di scalzamento a valle della paratia di valle (Phase 17).

Per maggiori dettagli, si rimanda alla consultazione dell’allegato di calcolo cfr.

(“Allegato D - Relazione di calcolo Triparni – Opere di sostegno”, rif:. R15 di cui

al §3).




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 124 di 194

Le seguenti figure mostrano i risultati delle analisi in termini di spostamenti della

paratia di valle e sollecitazioni sui pali.

Figura 9.17 - Analisi FEM paratia di valle, PHASE 13: spostamenti paratia di valle

(valore max: 16mm).




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 125 di 194

Figura 7.4 - Analisi FEM paratia di valle, PHASE 13: diagramma del momento

flettente (valore max: 53kNm/m)




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 126 di 194

Figura 7.5 - Analisi FEM paratia di valle, PHASE 13: diagramma del taglio (valore

max: 31kN/m).




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 127 di 194






PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 128 di 194


max: 97kN/m).




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 129 di 194

Figura 9.18 - Analisi FEM paratia di valle, PHASE 17: spostamenti paratia di valle

(valore max: 32mm).




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 130 di 194






PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 131 di 194


max: 113kN/m).




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 132 di 194

Relativamente agli spostamenti della paratia di valle, si osserva che i valori

stimati dall’analisi numerica risultano compatibili con la funzionalità dell’opera. In

particolare, i massimi spostamenti orizzontali attesi in condizioni di esercizio

(Phase 13) sono pari a 16mm, quelli determinati in presenza dello scalzamento

(Phase 17) pari a 32mm. L’entità di questi ultimi è da ritenersi accettabile in

relazione alle condizioni di verifica esaminate (combinazione eccezionale).

Nella seguente tabella vengono riepilogate le azioni sollecitanti in termini di

momento kM e di taglio kV desunte dall’analisi numerica per ciascuna fase

costruttiva.

Phase Mk Vk

- kNm/m kN/m

13 53 31

15 210 97

17 225 113

Tabella 9.4 - Analisi FEM paratia di valle: sollecitazioni sui pali.

In relazione alle verifiche strutturali del palo, risulta dunque:

Phase 13: mkNmmkNmMM kd /69/533.13.1 ;

mkNmkNmVV kd /40/313.13.1 .

Phase 15 (sismica): mkNmMM kd /210 ;

mkNVV kd /97 .

Phase 17 (eccezionale): mkNmMM kd /225 ;

mkNVV kd /113 .

La combinazione più gravosa, dunque, che viene impiegata nelle verifiche

strutturali del palo è quella connessa alla combinazione eccezionale di

scalzamento.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 133 di 194

9 . 6 . 1 V e r i f i c a SL U a f l e s s i o n e d e l p a l o

Si opera la verifica di resistenza a presso-flessione del palo in combinazione

eccezionale, che risulta lo scenario di verifica maggiormente gravoso in termini di

sollecitazioni di progetto.

A favore di sicurezza si omette il valore dell’azione assiale EdN agente,

corrispondente al peso del palo paloW fino alla quota alla quale si massimizza il

momento.

Tenuto conto che i pali sono disposti ad interasse pari a 2.0m, risulta:

kNmmmkNmiMM palidEd 5500.2/225 .

Viene predisposta un’armatura longitudinale 2420 .

La Tabella 9.5 e la Figura 9.19 riassumono i risultati della verifica.

fA MEd MRd

- kN*m kN*m

2024 (90.48 cm2) 550 1331

Tabella 9.5 – Paratia di valle: riepilogo verifica a flessione del palo.

La verifica risulta soddisfatta in quanto il massimo momento sollecitante EdM

risulta inferiore al massimo momento resistente RdM .




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 134 di 194

Figura 9.19 – Paratia di valle: verifica a flessione del palo.

9 . 6 . 2 V e r i f i c a SL U a t a g l i o d e l p a l o

La sezione del palo è stata verificata a favore di sicurezza come una sezione non

armata a taglio.

Il valore di calcolo dell’azione tagliante EdV deve rispettare la condizione

1RdEd VV , in cui RdV è la resistenza di calcolo a taglio in assenza di specifica

armatura a taglio (cfr §4.1.2.1.3.1 NTC 2008):

dbfkV wcpccklRd 15.0/10018.031




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 135 di 194

dove:

220015.0 dk

2123

min 035.0 ckfkv

d altezza utile della sezione(in mm)

dbA wsll rapporto geoemtrico dell’armatura longitudinale ( 02.0 )

cEdcp AN tensione media di compressione nella sezione( cdf2.0 )

wb larghezza minima della sezione (in mm)

In base alle indicazioni riportate sul Bollettino CEB nr. 137, allegato 5, per la

verifica a taglio di una sezione circolare in c.a. nel caso di armatura distribuita

uniformemente si può considerare una sezione rettangolare equivalente con:

o base equivalente PALOwb 9.0

o altezza utile equivalente 2264.045.0 PALOPALOPALOed

dove:

PALO è il diametro del palo e è il copriferro.

In base ai valori delle azioni sui pali dedotte dall’analisi numerica in combinazione

eccezionale e tenuto conto che i pali sono disposti ad interasse pari a 2.0m,

risulta:

kNmmmkNmiVV palidEd 2260.2/113 .

In Tabella 9.6 viene fornito il dettaglio della verifica a taglio.

VEd 226 kN

palo 1000 mm

60 mm

bw 900 mm

d 693.2 mm

k 1.54

Asl 90.48 cm2




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 136 di 194

l 0.015

NEd 0 N

Ac 785398 mm2

cp 0.00 MPa

fck 25 MPa

fcd 14.2 MPa

cp/fcd 0.00 ≤0.2

c 1.5

VRd 381 kN

Tabella 9.6 – Paratia di valle: verifica a taglio del palo.

Il massimo taglio sollecitante EdV risulta inferiore al taglio resistente RdV , per cui

la verifica risulta soddisfatta.

Si disporrà comunque un’armatura minima costituita da spirale cm20/12 .

9 . 6 . 3 V e r i f i c a SL U a l c a r i c o l i m i t e o r i z z o n t a l e d e l p a l o

Per pali sottoposti a carichi orizzontali, viene impiegato l’”Approccio 2” (in

condizioni sismiche SLV diventa M1+R3, coefficienti parziali delle azioni 1F ).

La verifica viene condotta con riferimento al palo isolato.

Deve essere rispettata la condizione d dE R, dove:

dE valore di progetto del carico orizzontale;

dR valore di progetto della capacità portante del palo per carichi orizzontali.

Si è adottata la procedura di seguito riportata.

1. Determinazione del valore di calcolo del carico limite per azioni orizzontali

caltrR , . Tale grandezza è da intendersi come valore medio. Pertanto,

sussiste la corrispondenza mediacaltrcaltr RR ,, .

2. Il valore caratteristico ktrR , è determinato a mezzo delle relazione:




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 137 di 194

3

,

,

mediacaltr

ktr

RR .

I coefficienti di riduzione 3 , tratti dalla Tabella 6.4.IV al §6.4.3.1.1 di NTC

2008, permettono di tenere in conto, tramite il numero di verticali di prova

indagate n , la variabilità dei terreni di fondazione. Essi vengono di seguito

tabulati.

Si è adottato per 70.13 , corrispondente a 1n .

3. La capacità portante di progetto per azioni orizzontali dtrR , è ottenuta

applicando i coefficienti parziali di sicurezza T del set R3 di cui in Tabella

6.4.IV al §6.4.3.1.2 di NTC 2008 al valore caratteristico ktrR , , riportata nel

seguito.

Si è dunque adottato 3.1T .

Il valore della portata limite di progetto per carichi trasversali del singolo palo

viene dunque valutata secondo la seguente espressione:

T

ktr

dtr

RR

,

, .

Le analisi sono svolte mediante l’utilizzo del foglio di calcolo i calcoli sono stati

eseguiti con il programma PALI_CARICO LIMITE AZIONI ORIZZONTALI -

PROGETTI E CALCOLI DI GEOTECNICA CON EXCEL VOL 1 - ED. DEI, che




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 138 di 194

permette di valutare le interazioni fra il palo sollecitato da azioni laterali ed il

terreno.

È stata utilizzata la teoria sviluppata da Broms (1964), che si basa sulle seguenti

ipotesi:

palo immerso in un terreno omogeneo

comportamento dell’interfaccia palo-terreno di tipo rigido perfettamente

plastico;

forma della sezione trasversale del palo ininfluente, è importante solo da

dimensione d della sezione del palo.

comportamento flessione del palo di tipo rigido-perfettamente plastico e

cioè assume che le rotazioni elastiche del palo siano trascurabili finchè il

momento flettente non attinga il valore yM di plasticizzazione. A questo

punto si forma nella sezione una “cerniera plastica”, perciò la rotazione

continua indefinitamente sotto momento costante.

Si è considerata la testa del palo impedita di ruotare.

Tenuto conto della natura coesiva del TERRENO 3 connesso con il palo, viene

condotta una duplice verifica, sia con riferimento alle condizioni non drenate

che a quelle drenate.

Nel caso di rottura non drenata, la resistenza viene espressa in termini di

tensioni totali. Coerentemente con le valutazioni di cui al §6, si è assunto il valore

della resistenza non drenata kPaSu 100 .

Il diagramma di distribuzione della resistenza lungo il fusto del palo è illustrato in

Figura 9.20 (“terreni coesivi”).




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 139 di 194

Figura 9.20 – Diagramma di distribuzione della resistenza trasversale p.

I possibili meccanismi di rottura sono presentati in Figura 9.21 e possono essere

indicati come rottura a palo “corto” (non si raggiunge il momento di

plasticizzazione yM in nessuna sezione del palo), “intermedio” (si raggiunge

yM all’attacco palo-fondazione) e “lungo” ( yM raggiunto anche in una sezione

lungo il fusto).




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 140 di 194

Figura 9.21 – Rottura non drenata: possibili meccanismi di rottura.

Le equazioni risolventi per il carico limite nei tre casi vengono di seguito riportate.

palo “corto” ;

palo “intermedio” ;

palo “lungo” .




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 141 di 194

Nel caso di rottura drenata, la resistenza viene espressa in termini di tensioni

efficaci. La verifica viene seguita per un mezzo puramente attritivo, dunque

caratterizzato da 24' e 0'c .

Il diagramma di distribuzione della resistenza lungo il fusto del palo è illustrato

ancora in Figura 9.20 (“terreni incoerenti”).

I possibili meccanismi di rottura sono presentati in Figura 9.22 (palo “corto”,

“intermedio” e “lungo”).

Figura 9.22 – Rottura drenata: possibili meccanismi di rottura.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 142 di 194

Le equazioni risolventi per il carico limite drenato nei tre casi vengono di seguito

riportate.

palo “corto” ;

palo “intermedio” ;

palo “lungo” .

In base ai valori delle azioni sui pali dedotte dall’analisi numerica in combinazione

eccezionale e tenuto conto che i pali sono disposti ad interasse pari a 2.0m,

risulta:

kNmmmkNmiVV palidEd 2260.2/113 .

Di seguito si riportano i risultati del calcolo del carico limite orizzontale di progetto

dtrR , nello scenario “combinazione eccezionale”.

Per la determinazione del momento di plasticizzazione yM si è considerato il

palo realizzato con calcestruzzo di classe C25/30, armato con 2420 , copriferro

netto 5 cm.

Il valore del carico limite di progetto per azioni orizzontali di compressione dtrR , è

pari a 552kN nel caso non drenato, 290kN nel caso drenato, con quest’ultimo,

dunque, dimensionante.

La verifica è, dunque, soddisfatta.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 143 di 194

Diametro = 1000 (mm)

Raggio = 500 (mm)

Sforzo Normale = 0 (kN)

Caratteristiche dei Materiali

calcestruzzo

Rck = 30 (Mpa)

fck = 25 (Mpa)

c = 1.5

cc 0.85

fcd =cc fck /c = 14.17 (Mpa)

Acciaio

tipo di acciaio

fyk = 450 (Mpa)

s = 1.15

fyd = fyk /s / E = 391.3 (Mpa)

Es = 206000 (Mpa)

y s = 0.190%

uk = 10.000%

Armature

numero diametro (mm) area (mm2) copriferro (mm)

20 24 9047.79 62

0 18 0.00 70

0 8 0.00 30

Momento di Plasticizzazione

My = 1328.7 (kN m)

Calcolo del momento di plasticizzazione di una sezione circolare

calcolo

R

Ai

copriferro

D

Inserisci

Figura 9.23 – Calcolo del momento di plasticizzazione My del palo.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 144 di 194

opera Triparni - Paratia di valle - Condizioni non drenate

R

permanenti

G

variabili

Q' cu T

A1+M1+R1 1.30 1.50 1.00 1.00 1.00

A2+M1+R2 1.00 1.30 1.00 1.00 1.60

A1+M1+R3 1.30 1.50 1.00 1.00 1.30

SISMA 1.00 1.00 1.00 1.00 1.30

DM88 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00

definiti dal progettista 1.30 1.50 1.25 1.40 1.00

3 1.70 1.65 1.60 1.55 1.50 1.45 1.40 1.00 1.00

4 1.70 1.55 1.48 1.42 1.34 1.28 1.21 1.00 1.00

kp cu kp cu

(m) (kN/m3) (kN/m

3) (°) (kPa) (°) (kPa)

p.c.=strato 1 283.60 19 9 1.00 100 1.00 100

1.00 1.00

1.00 1.00

1.00 1.00

1.00 1.00

1.00 1.00

Quota falda (m)

Diametro del palo D (m)

Lunghezza del palo L (m)

Momento di plasticizzazione palo My (kNm)

Step di calcolo (m)

H medio H minimo

Palo lungo 1219.5 (kN) 1219.5 (kN)

Palo intermedio 1719.0 (kN) 1719.0 (kN)

Palo corto 4950.0 (kN) 4950.0 (kN)

Hmed 1219.5 (kN) Palo lungo Hmin 1219.5 (kN) Palo lungo

(kN)

(kN)

Carico Assiale Permanente (G): G = (kN)

Carico Assiale variabile (Q): Q = (kN)

(kN)

1.00

FS = Hd / Fd = 2.44

226

Fd = G· G + Q · Q = 226.00

≥10 T.A. prog.

SLU

Hd = Hk/T 551.81

0.01

strati terreno descrizione quote

n1 2

coefficienti parziali

Metodo di calcolo

A M

'

3 4 5 7

717.35Hk = Min(H med/ 3; R min/ 4)

Parametri medi Parametri minimi

283.6

7.00

1328.69

D

q. falda

H

L

quota strato 2

quota strato ...

quota strato 1

strato 2

strato 3

strato 4

strato 5

strato 6

Calcolo(ctrl+r)

Figura 9.24 – Verifica per carichi trasversali, condizioni non drenate.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 145 di 194

opera Triparni - Paratia di valle - Condizioni drenate

R

permanenti

G

variabili

Q' cu T

A1+M1+R1 1.30 1.50 1.00 1.00 1.00

A2+M1+R2 1.00 1.30 1.00 1.00 1.60

A1+M1+R3 1.30 1.50 1.00 1.00 1.30

SISMA 1.00 1.00 1.00 1.00 1.30

DM88 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00

definiti dal progettista 1.30 1.50 1.25 1.40 1.00

3 1.70 1.65 1.60 1.55 1.50 1.45 1.40 1.00 1.00

4 1.70 1.55 1.48 1.42 1.34 1.28 1.21 1.00 1.00

kp cu kp cu

(m) (kN/m3) (kN/m

3) (°) (kPa) (°) (kPa)

p.c.=strato 1 283.60 19 9 24 2.37 24 2.37

1.00 1.00

1.00 1.00

1.00 1.00

1.00 1.00

1.00 1.00

Quota falda (m)

Diametro del palo D (m)

Lunghezza del palo L (m)

Momento di plasticizzazione palo My (kNm)

Step di calcolo (m)

H medio H minimo

Palo lungo 798.7 (kN) 798.7 (kN)

Palo intermedio 641.2 (kN) 641.2 (kN)

Palo corto 1568.5 (kN) 1568.5 (kN)

Hmed 641.2 (kN) Palo intermedio Hmin 641.2 (kN) Palo intermedio

(kN)

(kN)

Carico Assiale Permanente (G): G = (kN)

Carico Assiale variabile (Q): Q = (kN)

(kN)

1.00

FS = Hd / Fd = 1.28

226

Fd = G· G + Q · Q = 226.00

≥10 T.A. prog.

SLU

Hd = Hk/T 290.15

0.01

strati terreno descrizione quote

n1 2

coefficienti parziali

Metodo di calcolo

A M

'

3 4 5 7

377.19Hk = Min(H med/ 3; R min/ 4)

Parametri medi Parametri minimi

283.6

7.00

1328.66

D

q. falda

H

L

quota strato 2

quota strato ...

quota strato 1

strato 2

strato 3

strato 4

strato 5

strato 6

Calcolo(ctrl+r)

Figura 9.25 – Verifica per carichi trasversali, condizioni drenate.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 146 di 194

9 . 6 . 4 V e r i f i c a SL E d e l l e t e n s i o n i i n e s e r c i z i o n e l p a l o

Secondo quanto previsto da NTC2008 la §4.1.2.2.5 e dalla Circolare esplicativa

n.617 al §C4.1.2.2.5, per la verifica allo SLE delle tensioni massime di

compressione nel calcestruzzo, andrà verificato che il valore della tensione

massima nel calcestruzzo max,c soddisfi le relazioni:

ckc f 45.0max, nella combinazione quasi permanente

ckc f 60.0max, nella combinazione rara

in cui ckf è la resistenza caratteristica cubica a compressione del cls a 28 giorni.

Si noti come, per le paratie in progetto, la verifica venga eseguita con riferimento

al solo SLE quasi permanente. Infatti, adottando cautelativamente valori unitari

per i coefficienti di combinazione 0, 1

e 2, le tre combinazioni - quasi

permanente, frequente e rara – coincidono. La verifica viene allora effettuata con

riferimento alla combinazione quasi permanente, che comporta la verifica più

restrittiva.

Occorre verificare anche che la tensione massima nelle armature max,s soddisfi

la relazione:

yks f 8.0max,

con ykf tensione caratteristica di snervamento dell’acciaio.

In base ai valori delle azioni sui pali dedotte dall’analisi numerica allo SLE (Phase

13) e tenuto conto che i pali sono disposti ad interasse pari a 2.0m, risulta:

kNmmmkNmiMM palidEd 1380.2/69 .

Tenuto conto delle caratteristiche dei materiali di lavoro utilizzati deve, dunque,

risultare:

MPafckc 25.1145.0max, ;

MPaf yks 3608.0max, .




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 147 di 194

Il calcolo delle tensioni a SLE è riportato nelle seguenti figure.

Le verifiche risultano soddisfatte.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 148 di 194

DEFINIZIONE DEI MATERIALI

Calcestruzzo - Rif. UNI EN 1992 - 1 - 1 : 2005

Resistenza caratteristica cubica

Rck 30 [MPa]

Resistenza caratteristica cilindrica

fck 25 [MPa]

Coefficiente di sicurezza parziale per il calcestruzzo

c 1.5 [-]

Coefficiente che tiene conto degli effetti di lungo termine

cc 0.85 [-]

Valore medio della resistenza a compressione cilindrica

fcm 33 [MPa]

fcm = fck + 8

Valore medio della resistenza a trazione assiale del calcestruzzo

fctm 2.6 [MPa]

fctm = 0,3 fck2/3 fck <= 50 [MPa]

fctm = 2,12 ln(1+ fcm/10) fck > 50 [MPa]

Valore caratteristico della resistenza a trazione assiale (frattile 5%)

fctk;0,05 1.8 [MPa]

fctk;0,05 = 0,7 fctm

Valore caratteristico della resistenza a trazione assiale (frattile 95%)

fctk;0,95 3.3 [MPa]

fctk;0,95 = 1,3 fctm

Modulo di elasticità secante del calcestruzzo

Ecm 31476 [MPa]

Ecm = 22[fcm/10]0,3 in [GPa]

Deformazione di contrazione nel calcestruzzo alla tensione fc

c1 0.0020 [-]

c1 = 2,0 + 0,085(fck - 50)0,53 fck >= 50 [MPa]

Deformazione ultima di contrazione nel calcestruzzo

cu 0.0035 [-]

cu = 2,6 + 35[(90 - fck)/100]4 fck >= 50 [MPa]

Resistenza di progetto a compressione del calcestruzzo fcd 14.17 [MPa]

fcd =cc fck / c

Resistenza di progetto a trazione del calcestruzzo fctd 1.20 [MPa]

fctd = fctk;0,05 / c

Tensione ammissibile nel calcestruzzo nella combinazione caratteristica c,caratt. 15 [MPa]

c,caratt. = 0,6 fck




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 149 di 194

Tensione ammissibile nel calcestruzzo nella combinazione quasi permanente c,q.p. 11.25 [MPa]

c,q.p. = 0,45 fck

Acciaio - Rif. UNI EN 1992 - 1 - 1 : 2005

Resistenza a snervamento dell'acciaio

fyk 450 [MPa]

Coefficiente di sicurezza parziale per l'acciaio

s 1.15 [-]

Modulo di elasticità secante dell'acciaio

Es 200000 [MPa]

Deformazione a snervamento dell'acciaio

yd 0.001957 [-]

yd = fyd / Es

Deformazione ultima dell'acciaio

su 0.01 [-]

su = 1%

Resistenza di progetto a trazione dell'acciaio fyd 391.3 [MPa]

fyd = fyk /s

Tensione ammissibile nell'acciaio per le combinazioni a SLS s 360 [MPa]

s = 0,8 fyk

Tabella 9.7 – Caratteristiche dei materiali.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 150 di 194

Figura 9.26 – Paratia di valle, tensioni in esercizio.

9 . 6 . 5 V e r i f i c a SL E a f e s s u r a z i o n e d e l p a l o

Per assicurare la funzionalità e la durata delle strutture è necessario non

superare uno stato limite di fessurazione adeguato alle condizioni ambientali, alle

sollecitazioni ed alla sensibilità delle armature alla corrosione.

La verifica a fessurazione avviene ai sensi di quanto disposto al §4.1.2.2.4 di

NTC 2008 e al §C4.1.2.2.4.6 della Circolare esplicativa n.617.

Lo stato limite di fessurazione viene fissato in funzione delle condizioni ambientali

e della sensibilità delle armature alla corrosione, come descritto nel seguito.

Dal punto di vista generale debbono prendersi in considerazione le combinazioni

di carico allo SLE quasi permanenti e frequenti.

Visto che per le azioni sulle paratie relativamente alle verifiche allo SLE si sono

assunti unitari i coefficienti di combinazione 1i e 2i

dell’ i-esima azione




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 151 di 194

variabile, perché riferiti ad azioni spesso statisticamente indipendenti e perché di

difficile attribuzione, conseguentemente le combinazioni quasi permanente e

frequente coincidono. La verifica viene allora effettuata con riferimento alla

combinazione quasi permanente, che comporta valori nominali limite di apertura

della fessura più restrittivi.

Nel caso delle paratie in oggetto, si considerano condizioni ambientali ordinarie.

Le paratie sono armate con armatura ordinaria, da considerarsi poco sensibili nei

confronti della corrosione.

Il calcolo a fessurazione è avvenuto quindi nel rispetto delle prescrizioni

contenute in Tabella 9.8.

Condizioni ambientali

Combinazione di azioni

Armatura Poco sensibile

stato limite dw

Ordinarie XC2

quasi permanente

apertura fessure

mmw 3.02

Tabella 9.8 – Stato limite di fessurazione SLE: criteri di scelta.

Di seguito si riporta il calcolo a fessurazione. La tensione in esercizio, indicata

con s , viene desunta dal §9.6.4

La verifica risulta ottemperata.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 152 di 194

Dati

ϑs 58 N/mm² Tensione massima armatura tesa sezione fessurata

Rck 30.0 N/mm² Resistenza caratteristica cubica cls

φl 24 mm Diametro barre longitudinali

φs 12 mm Diametro staffe o spirale

n 20 Numero ferri longitudinali

c 50 mm Ricoprimento del calcestruzzo

D 1000 mm Diametro

kt 0.4 kt=0,6 ;0,4 carichi breve durata/lunga durata

k2 0.5 k2=0,5 ;1,0 caso flessione/trazione semplice

k1 0.8 k1=0,8 ;1,6 barre aderenza migliorata/lisce

w 0.3 mm Valore limite apertura fessure

Dati

fck 24.9 N/mm² Resistenza caratteristica cilindrica cls

i 134 mm Interasse ferri longitudinali

Aφ 452 mm² Area barra longitudinale

Es 210000.0 N/mm² Modulo elastico acciaio da c.a

fctm 2.6 N/mm² Resistenza a trazione media cls

Ecm 31447.2 N/mm² Modulo elastico medio cls

αe 6.68 Rapporto Es/Ecm

fcm 32.9 N/mm² Resistenza media cls

ρeff 0.0273 Rapporto area acciaio/area efficace

εsm1 0.000065 Deformazione unitaria media barre di calcolo

εsm2 0.000166 Deformazione unitaria media barre valore minimo

εsm 0.000166 Deformazione unitaria media

k3 3.4 Coefficiente

k4 0.4 Coefficiente

Δsmax 319.7 mm Distanza massima tra le fessure

wd 0.053 mm Valore di calcolo apertura fessure

Verica fessurazione sezione circolare

CIRCOLARE 2/02/2009 N°617 Par.C.4.1.2.2.4.6

Tabella 9.9 - Paratia di valle, verifica a fessurazione.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 153 di 194

10 VERIFICHE DI STABIL I TÀ GLOBALE

10.1 Tipologie di analisi

Si procede all’accertamento delle condizioni di stabilità relativamente alle

seguenti configurazioni:

definitiva: le verifiche di stabilità vengono condotte nella configurazione

di pendio risultante a seguito dell’attuazione degli interventi in progetto;

provvisionale: l’analisi consiste nel verificare le condizioni di sicurezza

della paratia di micropali provvisionale posta a protezione dello che

permette l’asportazione del precedente rilevato rinforzato franato e la

costruzione della nuova terra rinforzata.

Nella configurazione definitiva, i calcoli di verifica sono stati eseguiti sia in

presenza della palificata di valle, sia in sua assenza, in modo da giustificarne

l’adozione e da quantificare l’entità del miglioramento delle condizioni di

sicurezza a seguito dell’applicazione dell’intervento. La paratia di monte,

provvisionale, non viene modellata nelle analisi. Si è fatto riferimento sia alle

condizioni statiche che a quelle sismiche.

La configurazione provvisionale, coerentemente con la natura temporanea

di tale scenario, è stato analizzato riferendosi alle sole condizioni statiche.

In definitiva, sono state condotte le cinque differenti tipologie di analisi

riepilogate.

Analisi Configurazione Paratia di

monte

Paratia di

valle Combinazione

1 Definitiva No No Statica

2 Definitiva No No Sismica

3 Definitiva No Sì Statica

4 Definitiva No Sì Sismica

5 Provvisionale Sì - Statica

Tabella 10.1 – Stabilità globale: scenari di verifica.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 154 di 194


Le verifiche vengono condotte in ottemperanza al D.M. 14/01/2008

(“NTC2008”) con il metodo degli stati limite ultimi SLU (sicurezza nei confronti

della rottura).

Nella configurazione definitiva sono state condotte due differenti serie di

analisi, statiche SLU e pseudostatiche SLV.

Per i criteri di implementazione delle azioni sismiche nelle analisi delle

scarpate definitive si rimanda al §10.4.

Gli scavi temporanei non sono stati verificati nei confronti delle “azioni

sismiche”, assodatone il carattere provvisionale: come esplicitato dalla

normativa al § 2.4.1, infatti, le verifiche sismiche di opere provvisorie possono

omettersi quando la relativa vita nominale sia inferiori a 2 anni. Per gli scavi

temporanei sono, quindi, sufficienti le sole analisi statiche SLU.

Si sono adottati i criteri di verifica dei fronti di scavo e delle opere in materiali

sciolti, per i quali la normativa di riferimento D.M. 14/01/2008 “NTC2008”

indica il medesimo approccio di verifica.

La valutazione del grado di sicurezza è avvenuta con riferimento a quanto

disposto nell’impianto normativo NTC 2008 al § 6.8.2 per le analisi statiche e

al § 7.11.3.5 e § 7.11.4 per le verifiche sismiche.

La verifica SLU/SLV è soddisfatta se avviene il rispetto della condizione

d dE R, con dE

valore di progetto dell’azione o del suo effetto e dR valore di

progetto della resistenza del sistema geotecnico.

Per le verifiche di sicurezza globali di fronti di scavo, in ottemperanza alle

prescrizioni normative, è da impiegarsi l’Approccio Progettuale 1,

Combinazione 2 (A2+M2+R2 per il caso statico SLU, M2+R2 per quello

sismico SLV, in cui i coefficienti amplificativi delle azioni sono unitari).




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 155 di 194

In questo tipo di combinazione vengono incrementati i carichi variabili (in

campo statico) e vengono fattorizzati i parametri del terreno e le resistenze

del sistema geotecnico.

Di seguito, limitatamente al caso di interesse, si riassumono i valori numerici

dei coefficienti parziali sulle azioni ( F ) e sui materiali ( M ) in accordo con

NTC 2008.

ANALISI CASO

AZIONI – F

PROPRIETÀ TERRENO -

M

Permanenti Variabili

Tan

'

'c Sfavorevoli Favorevoli Sfavorevoli Favorevoli

1, 3, 5 SLU

A2+M2+R2 1.0 1.0 1.3 0 1.25 1.25 1.0

2, 4 SLV 1.0 1.0 1.0 0 1.25 1.25 1.0

Tabella 10.2 – Approccio di calcolo e coefficienti parziali di sicurezza.

La resistenza di progetto dR del sistema geotecnico viene dedotta come (cfr.

§6.2.3.1 di NTC2008):

d

M

kkF

R

d aX

FRR ;;1

Il coefficiente di sicurezza parziale R che opera direttamente sulla

resistenza del sistema, coerentemente con il set R2 relativamente alle

condizioni di stabilità dei fronti di scavo, è pari a 1.1.

Ciò sta a significare che, una volta amplificate le azioni e parzializzate le

caratteristiche geotecniche dei terreni nei modi sopra precisati, si adotta un

coefficiente di sicurezza minimo pari a FSadm=R=1.1, in condizioni

statiche e pseudostatiche.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 156 di 194

10.3 Metodi di analisi e codice di calcolo

Le verifiche di stabilità sono state realizzate con i metodi all’equilibrio

limite.

Il codice di calcolo utilizzato per effettuare le analisi è SLIDE 6.0, prodotto da

ROCSCIENCE Inc..

Esso è in grado di fornire una soluzione generale del problema bidimensionale di

stabilità, ricavandone il coefficiente di sicurezza FS come il fattore di cui deve

essere ridotta la resistenza disponibile lungo la superficie di rottura per portare la

massa potenzialmente instabile in uno stato di equilibrio limite.

La valutazione del coefficiente di sicurezza viene effettuata per tentativi,

generando un gran numero di superfici di scivolamento con un algoritmo pseudo-

casuale.

Nelle analisi di stabilità è stato utilizzato il metodo GLE (General Limit Equilibrium

– FREDLUND e KRAHN, 1977), basato sul contemporaneo equilibrio delle forze

e dei momenti e facente parte della famiglia dei cosiddetti metodi delle strisce.

Il calcolo viene effettuato in modo iterativo, calcolando i fattori di sicurezza

rispetto all’equilibrio globale delle forze e dei momenti ( fF e mF

), fino ad

ottenere una soddisfacente convergenza dei risultati, con la restituzione di un

unico coefficiente di sicurezza FS .

Le ipotesi di calcolo e i fondamenti teorici del metodo sono diffusamente presenti

in letteratura, alla quale si rimanda per un inquadramento metodologico di

dettaglio.

Le ipotetiche superfici di rottura sono state fornite al programma tramite una

griglia di centri di rotazione e delle condizioni di vincolo, consistenti in intervalli

sulla superficie topografica che fissano le zone di immersione (a monte della

paratia) e di riaffioramento (a valle della struttura) delle superfici di scorrimento

plausibili per la geometria esaminata.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 157 di 194

Il software sottopone a verifica tutta la famiglia di superfici cinematicamente

compatibili con le condizioni a contorno imposte, fino ad individuare la superficie

di minima resistenza.

Le analisi di stabilità sono state eseguite nelle condizioni di lungo termine,

utilizzando il criterio di rottura di Mohr-Coulomb espresso in termini di tensioni

efficaci.

Si sono cautelativamente adottati i parametri drenati anche nelle verifiche

statiche SLU degli scavi provvisionali e in quelle sismiche SLV in

configurazione definitiva, benché entrambe avrebbero potuto riferirsi alle

condizioni non drenate ed alle tensioni totali (in particolare, nello scenario

sismico SLV, in virtù dell’elevata velocità di deformazione associata ad un

processo di natura dinamica e dell’assenza, dunque, di moto relativo fra la

fase fluida e lo scheletro solido, la quasi totalità dei fenomeni deformativi

direttamente prodotti da terremoti, anche per terreni a grana grossa, avviene

in condizioni di drenaggio di fatto impedite – cfr. Zienkiewicz et al., 1980;

l’azione sismica si svolge, dunque, in condizioni non drenate e le verifiche allo

SLV potrebbero condursi in termini di tensioni totali, con riferimento alla

resistenza non drenata uS del mezzo). Tenuto conto, tuttavia, che a livello

locale, come osservato in §6, il sondaggio S1i ha evidenziato la presenza di

materiale sabbio-limoso, soprattutto per le verifiche degli scavi provvisionali si

è preferito far riferimento ai parametri efficaci, ritenendo che i livelli più

grossolani possano costituire delle linee di drenaggio preferenziali,

instaurando di fatto le condizioni drenate.

10.4 Azioni sismiche

L’accertamento delle condizioni di stabilità nella configurazione definitiva è

avvenuto anche con riferimento alle “azioni sismiche”, secondo le prescrizioni




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 158 di 194

contenute ai §7.11.3.5 e §7.11.4 di NTC 2008. Le azioni indotte dal sisma,

tipicamente dinamiche, sono state simulate attraverso un insieme di forze

statiche equivalenti all‘azione inerziale (“metodo pseudo-statico”). Tali forze

sono proporzionali, per il tramite di due coefficienti sismici hk e hv kk 5.0 ,

al peso della massa potenzialmente instabile delimitata dalla superficie di

scorrimento. Nelle verifiche condotte con i metodi delle strisce, ai quali

appartiene il metodo GLE, la forza statica equivalente viene applicata al

baricentro di ciascuna striscia.

In particolare, per l’azione sismica verticale, si è valutato il solo caso in cui

essa sia rivolta nel senso opposto alla gravità ( 0vk ), visto che l’assunzione

di vk positivo conduce a risultati per lo più meno gravosi e comunque

confrontabili.

Si riportano in Tabella 10.3 i valori delle principali grandezze sismiche per il

sito di progetto specializzati per fronti di scavo e relativi al periodo di ritorno

RT associato allo stato limite di salvaguardia della vita SLV, ricavati a partire

dalla caratterizzazione di pericolosità sismica del sito.

Classe Stato limite VN CU VR PVR TR ag Ss ST S amax s kh,s kv,s

- - anni - anni - anni g - - - g - - -

II SLV 50 1.0 75 10% 475 0.266 1.314 1.2 1.577 0.419 0.28 0.12 -0.06

Tabella 10.3 – Grandezze sismiche.

dove:

VN vita nominale;

CU coefficiente d’uso;

VR vita di riferimento;

PVR probabilità di superamento nel periodo di riferimento;




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 159 di 194

ag accelerazione sismica massima attesa di un sito di riferimento

rigido con superficie topografica orizzontale;

SS coefficiente di amplificazione stratigrafica;

ST coefficiente di amplificazione topografica;

S= SS·ST;

amax= SS·ST·ag;

s coefficiente di riduzione dell’accelerazione massima attesa al sito

per fronti di scavo (come indicato al §7.11.4 di NTC 2008 mutuato

dalle prescrizioni di cui al §7.11.3.5.2 per i penddi naturali);

shk , coefficiente pseudostatico orizzontale per fronti di scavo;

svk , coefficiente pseudostatico verticale per fronti di scavo.

In definitiva si sono adottati i coefficienti pseudostatici 12.0, shk e

06.0, svk .

10.5 Sezioni di verifica e stratigrafie di progetto

Le verifiche di stabilità sono state eseguite in corrispondenza della Sezione di

progetto n.8, la cui criticità è già stata ampiamente discussa nelle precedenti

sezioni del presente elaborato.

Nella seguente figura viene riportato il modello stratigrafico utilizzato, valutato in

corrispondenza della Sezione geologico-getecnica n.8.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 160 di 194


Nella tabella seguente vengono riassunte le caratteristiche geotecniche

adottate nelle analisi di stabilità, desunti dal §6.

Vengono riportati tanto i valori caratteristici kX delle proprietà del terreno che

i valori di progetto dX, con questi ultimi di diretto impiego nelle analisi

geotecniche.

Analisi Unità Colore

(kN/m3)

c’k

(kPa) ’ k

(°)

c’d

(kPa) ’ d

(°)

1,2,3,4

TERRENO 2 18.0 17 25 13.6 20.5

TERRENO 3 19.0 30 24 24 19.6

RILEVATO 20.0 0 35 0 29.3

5

TERRENO 2 18.0 10 25 8 20.5

TERRENO 3 19.0 30 24 24 19.6

Tabella 10.4 – Caratteristiche geotecniche (valori caratteristici Xk e di progetto Xd).




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 161 di 194

Il livello di falda schematizzato in Figura 10.1 è da intendersi rappresentativo

delle condizioni idrauliche attuali ante-operam.

La costruzione delle opere presuppone la modifica del regime idraulico del

pendio.

Per una puntuale definizione del regime delle pressioni interstiziali di calcolo

si rimanda alle figure di output delle analisi di stabilità (cfr.§10.7).

10.6 Carichi

In Tabella 10.5 vengono riassunti il valore caratteristico kq e di progetto dq

dei sovraccarichi considerati nelle analisi.

In particolare, per tener conto della possibile presenza di carichi variabili, si è

considerato un valore caratteristico del sovraccarico agente pari a kPaqk 20

nella configurazione definitiva, uniformemente distribuito sull’intera larghezza

utile della piazza, di kPaqk 10 nella configurazione provvisoria di scavo,

agente immediatamente a tergo della paratia di micropali di monte.

qd

(kPa)

Carico qk

(kPa) Tipo

ANALISI

1

ANALISI

2

ANALISI

3

ANALISI

4

ANALISI

5

Traffico

veicolare/Piazzale 20 Variabile 26 4 26 4 -

Traffico

veicolare/Macchine

operatrici

10 Variabile - - - - 13

Edifici 40 Permanente 40 40 40 40 40

Tabella 10.5 - Sovraccarichi: valori caratteristici qk e di progetto qd.

Relativamente alle verifiche SLU, per i carichi temporanei, l’intensità caratteristica

del carico è stata opportunamente amplificata nelle analisi secondo il coefficiente




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 162 di 194

parziale per azioni variabili sfavorevoli 1.3Qi

per la combinazione statica SLU

A2+M2+R2, senza tener conto, invece, di un coefficiente di combinazione 0i

con le altre azioni, coerentemente con la combinazione “fondamentale” delle

azioni di cui al §2.5.3 di NTC2008.

Per quanto attiene le verifiche sismiche SLV M2+R2, invece, coerentemente con

la combinazione “sismica” delle azioni riportata al §2.5.3 di NTC2008, l’azione

accidentale viene presa col suo valore caratteristico, riducendone il valore, però,

a mezzo del cofficiente di combinazione i2, il quale evita che la struttura venga

impegnata dalla contestuale applicazione di carichi di natura evidentemente

accidentale con bassa probabilità di occorrenza simultanea.

E’ utile ricordare che per strutture “sensibili” quali i ponti, la normativa indica al

§3.2.4 un valore di 2i pari a 0.2 per i carichi dovuti al transito dei mezzi: in

considerazione di quanto sopra, si è ritenuto tale valore definitivamente

rappresentativo anche per le analisi in oggetto.

Per i carichi permanenti con cui è stata simulata la presenza degli edifici a monte,

l’intensità caratteristica del carico non viene amplificata nelle analisi, in ragione

del coefficiente parziale per azioni permanenti sfavorevoli 0.11 G per la

combinazione SLU A2+M2+R2/SLV M2+M2, senza tener conto, invece, di un

coefficiente di combinazione 0i con le altre azioni, coerentemente con la

combinazione “fondamentale” delle azioni di cui al §2.5.3 di NTC2008.


Nelle tabelle e figure seguenti sono riportati i risultati delle verifiche di stabilità in

termini di superficie critica, centro di rotazione associato, coefficiente di sicurezza

minimo minFS e curve di livello dei coefficienti di sicurezza (“isoasfaliche”) sulla

griglia dei centri delle superfici circolari analizzate.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 163 di 194

Nella Tabella 10.6, il soddisfacimento della verifica è segnalato dalla dicitura “ok”

con fondo verde, il non soddisfacimento dalla dicitura “no” con fondo rosso.

Per maggiori dettagli, si rimanda alla consultazione dell’allegato di calcolo (cfr.

“Allegato D - Relazione di calcolo Triparni – Opere di sostegno”, rif:. R15 di cui al

§3).

Analisi Configurazione Paratia di

monte

Paratia di

valle Combinazione

Fattore di

sicurezza

calcolato

FS

Fattore di

sicurezza

richiesto

FS adm

Esito

verifica

1 Definitiva No No Statica SLU

A2+M2+R2 1.200 1.1 ok

2 Definitiva No No Sismica SLV

M2+R2 1.018 1.1 no

3 Definitiva No Sì Statica SLU

A2+M2+R2 1.306 1.1 ok

4 Definitiva No Sì Sismica SLV

M2+R2 1.103 1.1 ok

5 Provvisionale - - Statica SLU

A2+M2+R2 1.111 1.1 ok

Tabella 10.6 - Risultati delle analisi di stabilità globale.

A sintesi dei risultati ottenuti si possono effettuare le seguenti osservazioni.

La verifica di stabilità effettuata in condizioni SLV M2+R2 pseudostatica

senza paratia di valle (ANALISI 2 di Tabella 10.6) ha fornito un

coefficiente di sicurezza minimo pari a 01.1FS , inferiore al livello di

sicurezza minimo prefissato ( 10.1admFS ); in Figura 10.3 viene anche

riportata la “Safety Map”, in cui vengono evidenziate in un’unica banda

colorata di arancione tutte le potenziali superfici di scorrimento con

10.1FS , dunque non a norma. L’esito sfavorevole di tale analisi ha

determinato l’adozione della palificata di valle per il ripristino di adeguate

condizioni di sicurezza riguardo i meccanismi di stato limite individuati.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 164 di 194

Nella configurazione di progetto in presenza della palificata di valle,

si osserva che il coefficiente di sicurezza minimo risulta superiore

agli standard di sicurezza imposti dalla normativa di riferimento

(FSadm=R=1.10) e che, perciò, è assicurata la stabilità geotecnica

delle opere. A movimenti di insieme più estesi e generalizzati a più ampie

zone del versante, che fanno riferimento a potenziali superfici di rottura

più profonde, o, comunque, a superfici di scivolamento diverse da quelle

graficate nelle figure di output, competono fattori di sicurezza più elevati.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 165 di 194

1.2001.200

W

W

26.00 kN/m2 26.00 kN/m2 40.00 kN/m2

1.2001.200

Material Name ColorUnit Weight

(kN/m3)Strength Type

Cohesion

(kPa)

Phi

(deg)

TERRENO 2 18 Mohr-Coulomb 13.6 20.5

TERRENO 3 19 Mohr-Coulomb 24 19.6

RILEVATO RIL 20 Mohr-Coulomb 0 29.3

Support Name Color TypeTensile Strength

(kN/m)

GEOGRIGLIA Rp=45kN/m GeoTextile 18.44




5.6

6.0

4.2

Safety Factor

0.000

0.500

1.000

1.500

2.000

2.500

3.000

3.500

4.000

4.500

5.000

5.500

6.000+

31

03

05

30

02

95

29

02

85

28

02

75

27

0

-15 -10 -5 0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 Figura 10.2 – Analisi 1.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 166 di 194

1.0181.018

W

W

4.00 kN/m2 4.00 kN/m2 40.00 kN/m2

1.0181.018



Cohesion

(kPa)

Phi

(deg)





(kN/m)





5.6

6.0

4.2

0.12

0.06

Safety Factor

0.000

0.500

1.000

1.500

2.000

2.500

3.000

3.500

4.000

4.500

5.000

5.500

6.000+

31

03

05

30

02

95

29

02

85

28

02

75

27

0

-25 -20 -15 -10 -5 0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60

Figura 10.3 – Analisi 2.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 167 di 194

1.3061.306

W

W

26.00 kN/m2 26.00 kN/m2 40.00 kN/m2

1.3061.306



Cohesion

(kPa)

Phi

(deg)





(kN/m)





Support Name Color TypeOut-Of-Plane

Spacing (m)

Pile Shear

Strength (kN)

PALI phi 1000, i=2.0m Micro Pile 2 500

Safety Factor

0.000

0.500

1.000

1.500

2.000

2.500

3.000

3.500

4.000

4.500

5.000

5.500

6.000+

31

03

05

30

02

95

29

02

85

28

02

75

27

0

-20 -15 -10 -5 0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 Figura 10.4 – Analisi 3.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 168 di 194

1.1031.103

W

W

4.00 kN/m2 4.00 kN/m2 40.00 kN/m2

1.1031.103



Cohesion

(kPa)

Phi

(deg)





(kN/m)





Support Name Color TypeOut-Of-Plane

Spacing (m)

Pile Shear

Strength (kN)

PALI phi 1000, i=2.0m Micro Pile 2 500

0.12

0.06

Safety Factor

0.000

0.500

1.000

1.500

2.000

2.500

3.000

3.500

4.000

4.500

5.000

5.500

6.000+

30

53

00

29

52

90

28

52

80

27

5

-15 -10 -5 0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 Figura 10.5 – Analisi 4.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 169 di 194

1.1111.111

W

W

40.00 kN/m2 13.00 kN/m2 1.1111.111

3.5

4.0



Cohesion

(kPa)

Phi

(deg)



CLS 25/30 25 Infinite strength

Support Name Color Type Force ApplicationOut-Of-Plane

Spacing (m)

Tensile Capacity

(kN)

Bond Length

(m)

Bond Strength

(kN/m)

Pile Shear

Strength (kN)

MICROPALI de=139.7mm, sp.8mm, i=0.4m Micro Pile Passive (Method B) 0.4 410

TIRANTI I ORDINEGrouted

TiebackActive (Method A) 2.4 807 10 41

TIRANTI II ORDINEGrouted

TiebackActive (Method A) 2 807 11 41

Safety Factor

0.000

0.500

1.000

1.500

2.000

2.500

3.000

3.500

4.000

4.500

5.000

5.500

6.000+

31

03

05

30

02

95

29

02

85

28

02

75

-30 -25 -20 -15 -10 -5 0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 Figura 10.6 – Analisi 5.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 170 di 194

11 PIANO DEI MONITORAGG I E DEI CONTROLLI

11.1 Introduzione

Il piano di monitoraggio prevede il controllo, durante la realizzazione dei lavori e

nella fase post-operam, di:

opera in terra rinforzata;

paratia berlinese di monte provvisionale;

paratia di pali di grande diametro di valle definitiva.

Saranno tenuti sotto osservazione i seguenti parametri:

variazioni delle pressioni interstiziali;

eventuali spostamenti planoaltimetrici e rotazioni delle paratie;

eventuali spostamenti orizzontali in profondità del versante;

eventuali spostamenti planoaltimetrici, rotazioni e deformazioni dell’opera

in terra rinforzata.

Per l'esecuzione del programma di monitoraggio si prevede, quindi, di utilizzare

la seguente strumentazione:

piezometri Casagrande e a tubo aperto (a rilevamento manuale);

colonne inclinometriche verticali (a rilevamento manuale);

mire topografiche (a rilevamento manuale).

Il monitoraggio del comportamento delle opere è finalizzato alla misura del

campo di spostamenti, durante e successivamente allo scavo, con lo scopo di

controllare che gli spostamenti siano in linea con i valori previsti in progetto.

L’elaborazione ed il controllo di qualità dei dati, misurati periodicamente,

consentiranno di controllare con sufficiente precisione il comportamento

dell’opera con lo scopo di garantire la sicurezza delle maestranze e dei

macchinari presenti nell’area e, ove necessario, di intervenire prontamente con

opportune misure di correzione (inserimento di un livello di tiranti in più,




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 171 di 194

realizzazione di banchinamenti di terreno, ecc.), qualora il monitoraggio

evidenziasse risposte differenti rispetto alle ipotesi progettuali (ad esempio

spostamenti eccessivi).

La misura degli spostamenti della struttura di sostegno prevede l’applicazione dei

metodi tradizionali di misura con misure topografiche di precisione da effettuare

tramite stazione totale di alta precisione. I prismi ottici saranno ubicati, con un

interasse orizzontale variabile, in corrispondenza della sommità della paratia

provvisoria di monte, del ciglio di scarpata del fronte del rilevato rinforzato e a

differenti altezze nell’ambito del corpo della terra rinforzata stessa.

Per individuare eventuali fenomeni di instabilità e seguire l’andamento delle

deformazioni, non solo in superficie, ma anche a diverse profondità, è prevista

l’installazione di colonne inclinometriche in testa al paramento della terra

rinforzata e a valle della paratia definitiva di valle. Le guide dovranno essere tali

che una delle due sia ortogonale all’allineamento dei pali e una abbia stessa

direzione.

L’ubicazione esatta degli strumenti verrà definita in corso d’opera, in funzione di

quanto rilevato.

Le letture di tali strumenti dovranno essere eseguite, con opportuna frequenza,

sia durante le fasi di sbancamento dell’area, sia durante tutto il periodo in cui lo

scavo rimarrà aperto per i lavori di costruzione del terra rinforzata, sia a seguito

del completamento dell’opera.

Il monitoraggio prevede le seguenti fasi fondamentali:

• Fase 1): installazione della strumentazione e materializzazione delle

stazioni e dei punti di misura;

• Fase 2): misure di zero;

• Fase 3): misure periodiche.

Le misure di zero degli inclinometri e sulle mire poste in corrispondenza della

trave di testa della paratia di monte dovranno essere eseguite prima dell’inizio

delle operazioni di scavo.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 172 di 194

Le misure di zero saranno condotte utilizzando la stessa metodologia e le stesse

apparecchiature da adottare per le misure successive e saranno

immediatamente elaborate e sottoposte a controllo di qualità; nel caso tale

controllo si rivelasse non soddisfacente, le misure saranno ripetute fino ad

ottenere un elevato grado di qualità e di coerenza.

I riferimenti topografici andranno letti in corrispondenza delle diverse fasi di scavo

e di rinterro secondo quanto specificato nel seguito.

Terminati i lavori di costruzione, sarà necessario eseguire ulteriori letture di

controllo secondo le frequenze stabilite nel seguito.

Va evidenziato che la determinazione del campo dei movimenti effettivamente

riscontrato nel periodo indicato potrà consigliare un diradamento o un

raffittimento delle misure successive; pertanto la cadenza delle letture potrà

essere rimodulata in corso d’opera in funzione dei dati emersi durante i controlli.

Eventuali integrazioni/variazioni al piano di monitoraggio potranno essere stabilite

in corso d’opera, di concerto con la Direzione Lavori.

11.2 Monitoraggio della terra rinforzata e della paratia definitiva di valle

Per il controllo dell'opera di sostegno in terra rinforzata, si prevede di realizzare

due sezioni principali strumentate (sezioni di progetto n.4 e 8) e due sezioni

minori (sezioni di progetto n.6 e 10).

Lungo le sezioni principali (sezioni di progetto n.4 e 8) si prevede il monitoraggio:

in testa al paramento ed a valle con una colonna inclinometrica per il

controllo degli eventuali spostamenti orizzontali in profondità;

a monte ed a valle con una verticale piezometrica attrezzata con una

coppia di piezometri a tubo aperto e cella Casagrande a differenti quote,

per il controllo delle variazioni delle pressioni interstiziali;

lungo il profilo, mediante allineamenti longitudinali e trasversali di punti

topografici (microprismi), per il controllo di eventuali spostamenti

planoaltimetrici e rotazioni.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 173 di 194

Lungo le sezioni secondarie (sezioni di progetto n.6 e 10) si prevede il

monitoraggio:

lungo il profilo, mediante allineamenti longitudinali e trasversali di punti

topografici (microprismi), per il controllo di eventuali spostamenti

planoaltimetrici e rotazioni.

11.3 Monitoraggio della paratia provvisionale di monte

La palificata di monte verrà monitorata mediante:

punti topografici (microprismi), per il controllo di eventuali spostamenti

planoaltimetrici.

11.4 Metodologie di rilievo

Il piano di monitoraggio prevede l'utilizzo di strumentazione a rilevamento

manuale.

In particolare, verranno acquisite periodicamente in modalità manuale:

le misure inclinometriche sulle colonne verticali;

le misure freatimetriche sui piezometri;

le misure geodetiche sulle opere (terra rinforzata e palificate).

La tabella alla pagina seguente riporta tipologia, quantità e metodo di rilievo per

ciascuna opera monitorata.

Rete di Monitoraggio

Opera Tipologia misure Misura

Paratia di monte Geodetiche Manuale

Terre Rinf. Inclinometriche Manuale

Terre Rinf. Piezometriche Manuale

Terre Rinf. Geodetiche Manuale

Tabella 11.1 – Monitoraggio: tipologia, quantità e metodo di rilievo.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 174 di 194

11.5 Frequenza di lettura della strumentazione di monitoraggio

Di seguito vengono riportate le frequenze dei rilievi nelle varie fasi operative.

Paratia provvisionale di monte

Fase Operativa Tipologia misure Frequenza delle misure

Realizz. pali e scavo Geodetiche 1 volta/7 gg

Realizzazione terra

rinforzata

Giorni 1÷30

Geodetiche 1 volta/10 gg

Realizzazione terra

rinforzata

Giorni 31÷fine

Geodetiche 1 volta/15 gg

Tabella 11.2 - Paratia provvisionale di monte: frequenza di lettura della

strumentazione di monitoraggio.

Terra rinforzata e paratia definitiva di valle

Fase Operativa Opera Tipologia misure Frequenza delle misure

Realizzazione terra

rinforzata

Giorni 1÷10

Terra rinforzata e Paratia di

valle

Inclinometriche a

valle 1 volta/gg

Realizzazione terra

rinforzata

Giorni 1÷10


valle Geodetiche 1 volta/gg

Realizzazione terra

rinforzata

Giorni 11÷fine


valle Inclinometriche a

valle 1 volta/3 gg

Realizzazione terra

rinforzata

Giorni 11÷fine


valle Geodetiche 1 volta/3 gg

Post Operam Giorni

1÷360



valle 1 volta/mese

Post Operam Giorni

1÷360


valle Geodetiche 1 volta/mese

Post Operam >360

gg



valle 1 volta/6 mesi

Post Operam >360

gg


valle Geodetiche 1 volta/6 mesi

Post Operam Giorni

1÷360 Terra rinforzata Inclinometriche a

monte 1 volta/mese




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 175 di 194

Terra rinforzata e paratia definitiva di valle

Fase Operativa Opera Tipologia misure Frequenza delle misure

Post Operam Giorni

1÷360 Terra rinforzata Piezometriche 1 volta/mese

Post Operam >360

gg Terra rinforzata Inclinometriche a

monte 1 volta/6 mesi

Post Operam >360

gg Terra rinforzata Piezometriche 1 volta/6 mesi

Tabella 11.3 – Terra rinforzata e paratia definitiva di valle: frequenza di lettura della

strumentazione di monitoraggio.

Le tabelle riportano le frequenze di lettura da seguire nel caso in cui i valori

misurati rimangano al di sotto dei valori di progetto. Il superamento di tali valori

implica l’incremento della frequenza delle misure, allo scopo di stabilire e

monitorare la velocità con la quale il fenomeno si evolve, in modo da valutare la

tendenza ad instaurarsi di fenomeni ad evoluzione rapida che potrebbero, in

particolari situazioni, divenire potenzialmente incontrollabili. Il suo superamento,

inoltre, implica il coinvolgimento della D.L. per la valutazione dell’attuazione di

opportune contromisure. Le contromisure da adottare in caso di superamento dei

limiti hanno lo scopo di riportare la situazione reale entro i limiti previsti in

progetto, ovvero rinforzare le strutture perché possano risultare comunque stabili.

Per la corretta interpretazione degli spostamenti, e dei confronti con i valori di

progetto, dovranno essere preventivamente verificate le precisioni strumentali

restituite dai diversi sistemi di strumenti di monitoraggio installati in sito. A tale

riguardo si evidenzia l’importanza di iniziare il monitoraggio prima dell’inizio delle

lavorazioni, in modo da avere più letture eseguite in assenza di perturbazioni

indotte dalle lavorazioni.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 176 di 194

11.6 Modalità di installazione e caratteristiche tecniche dei sistemi di

monitoraggio

I fori in cui saranno installati i piezometri e gli inclinometri saranno realizzati a

distruzione di nucleo.

1 1 . 6 . 1 I n c l i n o m e t r i v e r t i c a l i

I tubi inclinometrici dovranno essere installati alla profondità massima nei fori di

sondaggio indicati nella tavola di progetto, alla fine delle attività di perforazione.

La deviazione dalla verticale del foro non dovrà essere superiore al 2%.

Dovranno essere utilizzati tubi in ABS o in alluminio dotati di n.4 guide.

Le dimensioni del tubo inclinometrico dovranno essere scelte in funzione del

diametro del foro di sondaggio e delle dimensioni della sonda inclinometrica.

I tubi inclinometrici, che dovranno essere disponibili in spezzoni di 3 m, dovranno

soddisfare i seguenti requisiti:

spiralatura dei tubi inferiore a 1°/m;

assoluta perpendicolarità delle sezioni terminali degli spezzoni di tubo

rispetto all’asse del tubo, con la tolleranza di 1°.

I tubi inclinometrici dovranno essere assemblati mediante manicotti di giunzione,

della lunghezza minima di 300 mm, tali da avere una rotazione massima su

ciascun giunto pari ad 1°.

Alle guide, la differenza tra il tubo inclinometrico e il manicotto di giunzione dovrà

essere minore di 1 mm.

I manicotti di giunzione dovranno essere fissati alla sezione del tubo mediante

l’applicazione di un opportuno strato di mastice lungo l’intera superficie di

contatto ed un minimo di n.4 rivetti (per ciascun spezzone di tubo). Il giunto dovrà

essere completato mediante avvolgimento con abbondante nastro adesivo

facendo attenzione a non applicare una torsione al giunto stesso.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 177 di 194

La parte terminale inferiore del tubo dovrà essere chiusa da un tappo fissato al

tubo nel medesimo modo sopra descritto per le giunzioni.

Il tubo inclinometrico dovrà essere posizionato nel foro di sondaggio con una

coppia di guide (tra cui la guida di riferimento n.1) allineate nella direzione di

massima pendenza del versante o nella direzione ortogonale all’asse

longitudinale dell’opera di sostegno monitorata.

La corona circolare tra il tubo e la parete del foro dovrà essere accuratamente

cementata mediante iniezione di una miscela acqua/cemento/bentonite

(proporzioni in peso rispettivamente di 100:30:5), da eseguire a bassissima

pressione a partire dal fondo foro e fino alla fuoriuscita di miscela pulita in

superficie. Il galleggiamento del tubo inclinometrico dovrà essere impedito tramite

il riempimento con acqua e/o altri sistemi che mantengano il tubo in leggera

tensione. Non è consentito mantenere il tubo inclinometrico in posizione

esercitando pressione dall’alto.

Al termine dell’inserimento del tubo nel foro, il rivestimento in acciaio temporaneo

(se presente) dovrà essere estratto evitando qualsiasi rotazione (solo

sollevamento) per evitare danni e/o lo spiralamento del tubo inclinometrico ed

aggiungendo miscela cementizia per compensare il volume del rivestimento in

estrazione. Un ulteriore rabbocco della malta nel foro sarà effettuato, se

necessario, per compensare la sedimentazione o la penetrazione nel terreno

circostante.

Successivamente, il tubo inclinometrico dovrà essere accuratamente lavato con

acqua pulita e con un utensile adatto con getti radiali.

L'installazione del tubo inclinometrico dovrà essere verificata inserendo per tutta

la profondità una “sonda testimone” avente le stesse dimensioni delle

attrezzature da utilizzare nelle prove successive.

Ciascun tubo inclinometrico dovrà essere protetto in superficie con un chiusino

dotato di coperchio metallico. Il coperchio dovrà essere dotato di una serratura e

due copie delle chiavi dovranno essere consegnate all’APPALTATORE alla fine




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 178 di 194

dei lavori sul campo. Il chiusino metallico e la parte terminale del tubo

inclinometrico dovranno essere solidarizzati a una struttura in c.a., come illustrato

nella Figura 11.1, al fine di poter permettere il rilievo topografico della testa

dell’inclinometro.

L’inclinometro dovrà essere ben segnalato e reso facilmente visibile in cantiere in

maniera tale da evitare danneggiamenti. Si potranno materializzare intorno

all’inclinometro quattro aste di altezza pari a 1.5-2.0 m su cui verranno avvolte

due strisce di rete + nastro segnaletico catarifrangente disposte a 0.75/1.0 e

1.5/2.0 m di altezza, o delle astine metalliche orizzontali.

La guida orientata lungo la direzione di massima pendenza del versante dovrà

essere scelta come guida di riferimento (guida n.1) e segnata in modo indelebile;

la numerazione delle altre guide dovrà adattarsi al software di acquisizione ed

interpretazione dei dati utilizzato dal SUBAPPALTATORE, sottoposto alla

preventiva approvazione dell’APPALTATORE.

Almeno 10÷14 giorni dopo l'installazione, la funzionalità del tubo inclinometrico

dovrà essere verificata controllando la continuità e l'allineamento degli spezzoni

di tubo e che l'inclinazione e la spiralatura dei tubi soddisfino i requisiti sopra

citati.

La continuità ed il corretto allineamento dei segmenti di tubo dovranno essere

controllati per mezzo di un "sonda testimone" di caratteristiche meccaniche

analoghe a quelle della sonda che verrà utilizzata per misure successive; la

“sonda testimone” verrà inserita lungo le guide fino alla profondità massima del

foro e quindi estratta; si ripeterà l’operazione altre tre volte con la sonda ruotata

di 90° ogni volta. Il tubo inclinometrico sarà considerato adatto per le misure

successive se la "sonda testimone" potrà essere inserita ed estratta senza

incontrare ostacoli o altre difficoltà.

La spiralatura dei tubi dovrà essere controllata per mezzo di una sonda

spiralometrica che consenta la misura dell'azimut in ogni sezione del tubo con

una sensibilità e una precisione non inferiore a 0.1°/m.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 179 di 194

Le misure inclinometriche dovranno essere effettuate mediante la seguente

strumentazione:

una sonda inclinometrica biassiale, costituita da un corpo di acciaio inox

munito di rotelle di guida con passo di 500 mm (intervallo di misura), dotata

di appositi sensori servoaccelerometrici per la misura dell’inclinazione, con

campo di misura di 30°, sensibilità non inferiore a 1/25.000 sen α e

assetto azimutale non superiore a 0.5°; i servoaccelerometri saranno disposti

su due piani ortogonali tra loro, dei quali uno parallelo alle scanalature di

guida e l’altro perpendicolare ad esse;

centralina portatile digitale, con appositi display per la lettura dei dati, dotata

di sistema di acquisizione;

cavo elettrico di collegamento tra la sonda inclinometrica e la centralina di

misura, con tacche vulcanizzate/inamovibili ogni 0.5 m e lunghezza non

inferiore a 50 m, con relativo rullo avvolgicavo; la distanza tra la prima tacca

di riferimento del cavo e l’asse tra le rotelle superiori della sonda

inclinometrica dovrà essere riportata nella documentazione del

SUBAPPALTATORE. L’errore della metratura del cavo dovrà essere

inferiore a 5 cm ogni 100 m e l’allungamento con carico di 20 kg inferiore allo

0.05%; il cavo dovrà inoltre garantire nel tempo la costanza della distanza tra

le tacche di misura, da verificare con bindella metrica indeformabile ad

intervalli regolari, non superiori a 6 mesi;

carrucola dotata di strozzacavo da installare temporaneamente sulla testa

del tubo inclinometrico durante le letture;

sonda testimone per il controllo dei tubi inclinometrici prima dell’inizio di una

serie di misure, con relativo rullo avvolgicavo.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 180 di 194

L'utilizzo di strumentazione con caratteristiche diverse da quelle sopra descritte

dovrà essere sottoposta alla preventiva autorizzazione da parte

dell’APPALTATORE.

Il SUBAPPALTATORE dovrà effettuare una prima misura non prima di 10-14

giorni dopo il completamento di installazione del tubo inclinometrico nei fori di

sondaggio; una seconda misura dovrà essere eseguita la settimana successiva.

Successivamente le misure dovranno essere effettuate ogni 15 giorni.

Alla fine dell’installazione e verifica dei tubi inclinometrici, il SUBAPPALTATORE

dovrà consegnare per ciascun inclinometro, una monografia d’installazione

riportante:

denominazione del tubo inclinometrico;

data di installazione;

ubicazione plano-altimetrica del tubo in coordinate geografiche GaussBoaga,

WSG84 e UTM-ED50; quota assoluta o relativa dell’estremità superiore del

chiusino di protezione.

una fotografia ‘di insieme’ dell’installazione con rappresentazione di punti di

riferimento riconoscibili e rilocalizzabili (strade, alberi, altri elementi naturali,

ecc.);

stratigrafia del sondaggio, qualora presente;

fotografie ad alta qualità delle cassette di sondaggio, qualora effettuato;

breve rapporto sulle modalità di realizzazione del foro, data di perforazione,

tipo di riempimento del foro, eventuali problematiche registrate in fase di

perforazione;

riferimenti consegnatario lucchetti dei chiusini;

schema grafico riportante la numerazione delle guide sovrapposto ed

orientato su uno stralcio topografico riportante le curve di livello del terreno;




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 181 di 194

una fotografia che mostri chiaramente:

- la testa del tubo inclinometrico;

- la guida di riferimento (guida n.1), adeguatamente contrassegnata;

- una bussola affiancata alla guida di riferimento (guida n.1) che mostri la

direzione del Nord magnetico;

azimut della guida di riferimento (guida n.1);

tipologia del tubo e dei manicotti di raccordo installati e lunghezza spezzoni

qualora vengano utilizzati spezzoni diversi da 3 metri;

lunghezza dello spezzone di tubo più superficiale (quello che viene tagliato

per completare l’installazione) e lunghezza dell’elevazione rispetto al livello

del terreno della bocca-tubo;

caratteristiche della miscela utilizzata per la cementazione del tubo e

quantità assorbita durante la cementazione, distinguendo tra il volume

utilizzato per il riempimento iniziale, quello utilizzato per il rabbocco durante

l'estrazione del rivestimento e quello eventuale per compensare la

sedimentazione o la penetrazione nel terreno circostante;

schema di installazione nel foro del tubo inclinometrico;

schema con misure del pozzetto solidarizzato alla testa del tubo

inclinometrico e coordinate geografiche GaussBoaga, WSG84 e UTM-ED50

della testa di supporto per misure topografiche (cfr. Figura 11.1).

Misura di deviazione tubazione dalla verticale;

Misura della spiralatura;

Registrazione delle lettura inclinometrica di zero.

I certificati delle letture inclinometriche dovranno riportare le seguenti

informazioni:




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 182 di 194

denominazione del tubo inclinometrico;


ubicazione plano-altimetrica del tubo in coordinate geografiche GaussBoaga,

WSG84 e UTM-ED50; quota assoluta o relativa dell’estremità superiore del

chiusino di protezione.


riferimento riconoscibili e rilocalizzabili (strade, alberi ed altri elementi

naturali, ecc.);

descrizione del sistema inclinometrico con schema grafico riportante la

numerazione delle guide sovrapposto ed orientato su uno stralcio topografico

riportante le curve di livello del terreno;

una fotografia che mostri chiaramente:

- la testa del tubo inclinometrico;

- la guida di riferimento (guida n.1), adeguatamente contrassegnata;

- una bussola affiancata alla guida di riferimento (guida n.1) che mostri la

direzione del Nord magnetico;

azimut della guida di riferimento (guida n.1);

condizioni meteo al momento delle letture;

commento alle letture eseguite;

tabelle delle letture di campagna;

grafici degli spostamenti per punti ed angoli azimutali in funzione della

profondità;

grafici degli spostamenti cumulati ed angoli azimutali in funzione della

profondità;




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 183 di 194

diagramma polare della deviazione.

La lettura dovranno essere eseguite con passo di misura 0.5 metri. Le letture di

zero dovranno essere eseguite su tutte le quattro guide; le misure successive

potranno essere eseguite su sole due guide.

Le letture inclinometriche non corrette (di zero e successive), le letture della

deviazione dalla verticale e le letture spiralometriche dovranno essere fornite

anche su supporto digitale in formato editabile in formato txt.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 184 di 194

Figura 11.1 – Schema di pozzetto solidarizzato a tubo inclinometro per rilievo testa

con GPS




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 185 di 194

1 1 . 6 . 2 P i e z o m e t r o t i p o C a s a g r a n d e

Il piezometro tipo Casagrande consente il rilievo, mediante apposita sondina

elettrica (freatimetro) munita di cavo graduato, della profondità della superficie

piezometrica, attraverso l’inserimento in un foro di sondaggio di un piezometro

costituito da un filtro cilindrico collegato a due tubicini rigidi in PVC per il raccordo

con la superficie.

Il piezometro può essere attrezzato successivamente con trasduttore di

pressione per letture automatizzate.

La cella tipo Casagrande è costituita da un cilindro poroso di materiale plastico

(ad es. polietilene soffiato) o di ceramica, che dovrà avere un diametro minimo di

50 mm e una lunghezza non inferiore a 200 mm; il collegamento del cilindro

poroso con la superficie è assicurato da due tubicini rigidi in PVC (andata e

ritorno); il tubicino in andata dovrà avere diametro non inferiore a 1.5” (gas) per

permettere l’eventuale inserimento all’interno della tubazione di un trasduttore di

pressione elettrico mentre, il tubicino in ritorno dovrà avere un diametro interno

non inferiore a 15 mm e uno spessore non inferiore a 3 mm; i singoli spezzoni di

tubo, di lunghezza generalmente variabile tra 1.5 e 3 m, dovranno essere

collegati tra loro da appositi manicotti di giunzione. L’innesto tra la cella e la

tubazione da 1.5” dovrà essere realizzato mediante apposito raccordo idraulico.

Le caratteristiche generali della cella piezometrica dovranno essere le seguenti:

Filtro: Diametro esterno 55 mm circa e lunghezza tra 100 e 500 mm

Materiale: Agglomerato di polietilene o equivalente

Porosità: Tra 20 e 60 micron

L’utilizzo di celle o tubi piezometrici di materiali o dimensioni diversi da quelli

descritti dovrà essere subordinato ad approvazione da parte della Direzione

Lavori.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 186 di 194

La perforazione del foro di sondaggio in cui andrà installata la cella Casagrande

dovrà essere eseguita utilizzando, come fluido di circolazione, acqua oppure

fango a polimeri degradabili.

Se la cella Casagrande non deve essere posata a fondo foro, il foro dovrà essere

riempito, ritirando man mano il rivestimento, fino ad una quota di 0.5 m più bassa

di quella di installazione, con una miscela acqua-cemento-bentonite in

proporzioni tali che la consistenza della miscela, a posa avvenuta, sia simile a

quella del terreno nella zona del piezometro.

Una volta avutasi la presa, il foro deve essere accuratamente lavato con acqua

pulita (previo degrado nel caso di presenza di fango a polimeri), interponendo se

necessario un sottile tappo di palline di bentonite e ghiaietto per stabilizzare il

tetto della miscela plastica.

L'installazione seguirà le seguenti fasi, avendo cura, per ogni singolo step, di

scandagliare la profondità del foro in modo da rispettare la profondità di posa di

progetto:

posa di uno spessore di 0.5 m di sabbia grossa o ghiaietto pulito ( Ø = 1 ÷ 4

mm);

discesa a quota della cella Casagrande, precedentemente assemblata con i

due tubicini rigidi in PVC; i singoli spezzoni di tubo dovranno essere collegati

tra loro mediante appositi manicotti di giunzione, opportunamente sigillati;

posa di sabbia grossa o ghiaietto pulito ( Ø = 1 ÷ 4 mm) attorno alla cella

Casagrande e al di sopra per circa 0.5 m, ritirando man mano il rivestimento,

senza l'ausilio della rotazione, con l'avvertenza di controllare che cella e

tubicini non risalgano assieme al rivestimento;

posa di un tampone impermeabile dello spessore complessivo di 1 m,

realizzato inserendo bentonite in palline (Ø = 1 ÷ 2 cm) in strati di 20 cm

alternata a ghiaietto in strati di 2 ÷ 3 cm, ritirando sempre man mano il

rivestimento;




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 187 di 194

riempimento del foro al di sopra del tampone impermeabile con una miscela

plastica acqua-cemento-bentonite (con proporzioni in peso rispettivamente di

100, 30 e 5), calata attraverso apposite aste discese sul fondo del foro;

sistemazione e protezione della estremità del piezometro con la creazione di

un chiusino in acciaio verniciata, ben cementato nel terreno, munito di

coperchio con lucchetto e chiavi che verranno consegnate alla Direzione

Lavori; nel caso di installazione in luoghi aperti al traffico veicolare o

pedonale (strade, piazzali, marciapiedi), e solo su specifica richiesta della

D.L., in luogo del chiusino standard dovrà essere installato idoneo chiusino

carrabile in ghisa, posto in opera a filo della pavimentazione esistente;

al termine dell’installazione dovrà essere eseguito il rilievo topografico

fornendo le coordinate plano-altimetriche della testa dello strumento. Dovrà

inoltre essere installato, un paletto identificativo con codifica dello strumento

adiacente allo stesso. In alternativa, si potrà rivettare al chiusino, o al

coperchio, un’etichetta metallica con l’identificativo dello strumento

esecuzione della prima lettura significativa, da considerarsi tale dopo aver

eseguito almeno tre letture, la prima delle quali deve avvenire a non meno di

due ore dalla realizzazione del piezometro e le successive a distanza di 24

ore l’una dall'altra, fino a completa stabilizzazione del livello dell’acqua nel

foro; la misura del livello dovrà essere eseguita in entrambi i tubi del

piezometro, controllando così che il circuito e il filtro siano liberi da bolle

d’aria o impurità che possano impedire il libero flusso dell’acqua; in caso di

rilevamento di un livello dell’acqua non uguale nei due tubi, dovrà essere

eseguito il lavaggio dei tubi; a questa fase di controllo dovrà presenziare la

Direzione Lavori che successivamente prenderà in consegna il piezometro.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 188 di 194

1 1 . 6 . 3 M i r e O t t i c h e

Nel piano di monitoraggio è previsto un controllo topografico degli spostamenti

nelle tre componenti spaziali. Il dato restituito dal controllo eseguito tramite

Stazione Totale permette di ricostruire il movimento dei punti nelle tre coordinate

spaziali per poter così ricostruire oltre a eventuali cedimenti e sollevamenti anche

rotazioni delle strutture. In questo caso la risoluzione attesa è pari a 1mm.

Il riscontro topografico di misura da utilizzare per il controllo tridimensionale degli

spostamenti può essere materializzato sia da mira ottica Micro Prisma MP,

costituito da un prisma riflettente in quarzo con montatura speciale per la

protezione dagli agenti atmosferici e dai raggi del sole, per letture di alta

precisione.Viene eseguita una perforazione per alloggiare la base del riscontro e

renderla solidale alla struttura tramite resine ad alta resistenza e/o tasselli.

Il Microprisma dovrà essere fornito con montatura speciale in struttura metallica

speciale per la protezione del micro prisma dagli agenti atmosferici, dai raggi del

sole per consentire al sistema di puntamento automatico della stazione robotica

la massima precisione di autocollimazione. Il Microprisma sarà a quarzo

riflettente con precisione di lavorazione delle superfici di 2”, dimensione del

quarzo 32 mm, supportando una portata del sistema automatico di puntamento

fino a 400 m.

La documentazione per ciascun punto topografico dovrà comprendere:

denominazione del punto;


ubicazione plano-altimetrica del punto in coordinate geografiche

GaussBoaga, WSG84 e UTM-ED50;




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 189 di 194


riferimento riconoscibili e rilocalizzabili (strade, alberi, altri elementi naturali,

ecc.);

schema di installazione;

misura di zero.

1 1 . 6 . 4 S t a z i o n e T o t a l i R o b o t i z z a t e

Le stazioni totali robotizzate dovranno supportare le caratteristiche tecniche

minime di seguito riportate:

• DISPOSITIVO AUTOMATICO DI PUNTAMENTO

o Portata del Dispositivo di Puntamento oltre 1000m. in

condizioni medie

o Precisione del Puntamento Automatico <1mm. a 300m.

o Velocità di Puntamento preciso <1sec.on

• LETTURA ANGOLARE

o Visualizzazione Lettura Angoli Hz / V 0,1” (o 0,1cc)

o Scarto Tipo (Precisione conforme a ISO 17123-3) 0,5” (= 1,5cc)

o Compensatore a liquido, bi-assiale. Campo 4’, precisione 0,5”.

Correzione automatica degli errori d’indice verticale, di

collimazione orizzontale, dell’asse di rotazione cannocchiale,

d’inclinazione dell’asse principale e d’eccentricità dei cerchi.

• MISURA DISTANZA con Distanziometro Infrarosso di Altissima

Precisione

o Lettura della Distanza 0,1 mm.

o Precisione (Precisione conforme a ISO 17123-4) 1mm. + 1 ppm

o Portata del Distanziometro circa 3000 m.

con un prisma

• CANNOCCHIALE ad immagine diritta e 30 ingrandimenti, con visuale

minima di 1.7 m.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 190 di 194

o Dispositivo di messa a Fuoco micro e macro

Lo strumento consente di eseguire misure angolari e lineari utilizzando una

procedura di ricerca e di collimazione automatica dei punti, costituiti da prismi

retroriflettori di precisione. I prismi vengono preferiti ai target per ovvie

considerazioni sulla maggior precisione e ripetibilità della misura, soprattutto in

ragione dell'utilizzo di procedure automatizzate di collimazione (ATR).

1 1 . 6 . 5 R e t e G e o d e t i c a

Nella progettazione della rete geodetica di controllo topografico si dovrà definire

una rete di inquadramento utile a garantire la stabilità del punto di stazione e, di

conseguenza, delle Stazioni Totali Robotizzate.

Qualora a causa di impedimenti logistici, burocratici e morfologici, non sia

possibile materializzare il pilastrino per il posizionamento della Stazione Totale in

un punto, all’interno della portata strumentale o a distanze comparabili con quelle

in essere tra i punti da monitorare, che sia esterno alla zona in osservazione così

da poter essere considerato con certezza come punto fisso, per controllare la

stabilità del sistema di riferimento dovranno essere posizionati almeno tre prismi,

utilizzati come punti di riferimento. I punti di riferimento dovranno essere

posizionati in un’area comunque prossima all’area in osservazione per avere

distanze dal punto di stazione simili tra questi ultimi ed i punti da monitorare. Tale

soluzione risponde alla necessità di non perdere l’efficacia delle procedure di

calibrazioni interne della stazione totale, utili a limitare gli effetti della rifrazione

atmosferica, ed inoltre, di consentire che gli eventuali errori strumentali sulle

misure angolari relativi al punto di orientamento risultino comparabili a quelli

relativi ai punti di controllo. L’installazione di punti di riferimento esterni in numero

di tre, oltre a migliorare l’efficacia della geometria della rete e la precisione del

sistema, consente inoltre di individuare eventuali fenomeni di instabilità dei punti

esterni.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 191 di 194

Il pilastrino di stazione sarà attrezzato con una piastra di precisione necessaria al

centramento forzato della Stazione Totale, realizzato lasciando

permanentemente in sito la base dello strumento dotata di serraggio a baionetta.

Come schema di monitoraggio si utilizzerà uno schema semplificato che prevede

la misura degli eventuali spostamenti dei punti di controllo da un’unica stazione;

senza quindi fornire misure ridondanti, ma restituendo comunque dati sufficienti

per una corretta valutazione degli eventuali spostamenti presenti. Tale soluzione

è consentita dalle caratteristiche operative (calibrazione interna della stazione

totale, ripetizioni in automatico degli strati, verifica in automatico degli errori di

chiusura, ecc.) e di precisione garantite della strumentazione topografica

utilizzata.

I prismi dovranno essere installati in posizioni con le miglior intervisibilità con il

punto di stazione e considerate meno interessata dalle future fasi di cantiere. Si

ricorda che una caratteristica dei prismi è quella di convogliare il fascio laser,

proveniente da qualsiasi direzione, al proprio centro.

1 1 . 6 . 6 M o d a l i t à d i r i l i e v o

Per l’esecuzione dei rilievi sui prismi si prescrive l'utilizzo di procedure

automatizzate di collimazione (ATR).

Nella prima sessione, effettuata con la stazione automatica, viene realizzato un

ciclo di insegnamento utilizzando delle misure di riferimento acquisite sui punti in

modalità manuale.

Ad ogni sessione di misura, prima di avviare le misure di monitoraggio in

automatico si procederà ad:

effettuare la calibrazione del compensatore biassiale;

verificare alcuni parametri di controllo del sistema;

effettuare un ciclo di verifica che esegue in automatico la collimazione

dei punti per verificarne la loro effettiva disponibilità.




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 192 di 194

Il riconoscimento della visibilità di tutti i punti di misura inseriti nel file di

riferimento è necessario per procedere alla collimazione automatica dei punti. Nel

caso in cui un punto di monitoraggio non sia visibile (causa copertura da

attrezzature di cantiere, effetti di rifrazione o accidentali spostamenti), questo

deve essere escluso manualmente dal file di riferimento per consentire

l’esecuzione della misura automatica. Per ogni punto visibile vengono indicate le

variazioni delle tre coordinate nel sistema locale (∆Est, ∆Nord e ∆Quota) rispetto

al ciclo di insegnamento, che devono risultare al di sotto della tolleranza stabilita

(raggio di ricerca di 0.5 m).

Successivamente, si procede con il programma di monitoraggio per la misura dei

punti imponendo la realizzazione delle ripetizioni (strati), in numero di almeno 3

(tre). Al termine della misura viene effettuato un controllo dell’errore di chiusura

degli strati che fornisce i valori della deviazione standard orizzontale (in cc),

verticale (in cc) e delle distanze (in mm). Se tali valori rientrano nella tolleranza

stabilita le misure vengono archiviate. Altrimenti si dovrà procedere alla

ripetizione del rilievo.

1 1 . 6 . 7 E l a b o r a t i d i r i l i e v o

I risultati dei rilievi dovranno essere riportati in appositi report, prodotti a seguito

di ogni sessione di misura, ed in relazioni mensili. In tali documenti dovranno

essere illustrate anche le caratteristiche tecniche della strumentazione utilizzata,

che preferibilmente non dovrà essere sostituita durante l’intera campagna di

monitoraggio.

Le relazioni mensili, da trasmettere entro 5 giorni dall’esecuzione dell’ultimo

rilievo, dovranno contenere i seguenti dati, relativi a tutti i cicli di misura eseguiti

successivamente all’emissione della relazione precedente:

redazione del rapporto di rilievo con data della lettura, condizioni

climatiche, localizzazione dei punti di controllo, eventuali commenti;




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 193 di 194

tabelle dei valori assoluti delle misure topografiche di base (distanza

inclinata, angoli zenitali e azimutali) ottenute dalla media delle letture

coniugate degli strati effettuati ad ogni sessione, con l’indicazione degli

errori stimati sulle letture (sqm);

tabella delle coordinate calcolate nel sistema di riferimento

tridimensionale locale, con l’indicazione degli errori stimati sulle

coordinate (sqm) calcolati, utilizzando gli sqm delle misure, con la

legge di propagazione delle varianza;

tabelle di sintesi della valutazione degli spostamenti relativi ed assoluti

dei punti di controllo rispetto ai precedenti interventi ed alla lettura di

zero (spostamento orizzontale -componenti x,y e risultante x,y -,

spostamento verticale, dist. orizzontale, dist. inclinata);

grafici dell’andamento delle misure nel tempo per ogni punto di

controllo e per opportuni profili concordati con il Committente

(spostamento orizzontale -componenti x,y e risultante x,y-,

spostamento verticale, dist. orizzontale, dist. Inclinata);

planimetria illustrativa dei risultati del rilievo;

commento dello stato dei punti di controllo, eventualmente corredato

da documentazione fotografica.

Il report di progresso, relativo a ciascun ciclo di misura, da trasmettere entro le 24

ore successive all’esecuzione del rilievo, dovrà contenere:

redazione del rapporto di rilievo con data della lettura, condizioni

climatiche, localizzazione dei punti di controllo, eventuali commenti;

tabelle dei valori assoluti delle misure topografiche di base (distanza

inclinata, angoli zenitali e azimutali) ottenute dalla media delle letture

coniugate degli strati effettuati ad ogni sessione, con l’indicazione degli

errori stimati sulle letture (sqm);

tabella delle coordinate calcolate nel sistema di riferimento

tridimensionale locale, con l’indicazione degli errori stimati sulle




PROGETTO ESECUTIVO


mirs502a.doc

Data: Dicembre 2015

Pag. 194 di 194

coordinate (sqm) calcolati, utilizzando gli sqm delle misure, con la

legge di propagazione delle varianza;

tabelle di sintesi della valutazione degli spostamenti relativi ed assoluti

dei punti di controllo rispetto ai precedenti interventi ed alla lettura di

zero (spostamento orizzontale -componenti x,y e risultante x,y -,

spostamento verticale, dist. orizzontale, dist. Inclinata).

Tutti i dati (grezzi ed elaborati) dovranno essere forniti anche informatizzati in

formato editabile.

Documents

COMUNE DI VIBO VALENTIA - Benvenuti · comune di vibo valentia lavori di messa in sicurezza dei versanti affaccio – cancello rosso – piscopio – triparni ex tracciato ferrovie