LOMM-AB1-INT1 Rel Geotecnica REV8-27-06-2011 letta da Pacciani. Nota integrativa... · Porto di Ancona – Nuova Banchina Rettilinea p.8/33 Consulenza geotecnica-Nota Integrativa

Porto di Ancona – Nuova Banchina Rettilinea p.3/33 Consulenza geotecnica-Nota Integrativa

1. GENERALITÀ

La presente relazione integrativa fornisce chiarimenti ed integrazioni richieste dal

Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici – Terza Sezione in merito agli aspetti geotecnici

della progettazione , a seguito dell’esame degli atti progettuali trasmessi.

In particolare è stato richiesto :

a) … come osservazione di carattere generale per gli aspetti geotecnici, si chiede di motivare la

scelta della caratterizzazione geotecnica dei terreni finalizzata alla definizione del modello

geotecnico di riferimento per le verifiche delle diverse opere progettate…

b) … Il progetto prevede, tra l'altro, l'escavo dei fondali in corrispondenza dei cassoni fino alla

quota -18.40 m s.l.m. con la rimozione dei primi metri dello strato di terreno argilloso di

bassa e media consistenza. Si osserva al proposito che, sulla base della ricostruzione

stratigrafica riportata nella "Caratterizzazione Geotecnica del Terreno di Fondazione", lungo

l'allineamento della futura banchina lo strato di terreno a grana fine si rinviene a partire da

una profondità variabile tra -16 in e -19 m s.l.m. e, di conseguenza, in alcune zone non viene

interessato dagli escavi. Per lunghi tratti della nuova banchina lo spessore di questo litotipo di

scadenti caratteristiche meccaniche assume uno spessore di circa 6 m e pertanto nelle analisi

di stabilità locale, globale dei cassoni e nel calcolo dei cedimenti si ritiene opportuno

considerare uno spessore maggiore per i terreni argillosi rispetto a quanto assunto in progetto

(3.5 m)…

c) … Le verifiche di stabilità globale sono state eseguite adottando il metodo delle strisce ed

investigando superfici di scorrimento di forma circolare. Si osserva che, in alcuni casi, le

superfici associate ai coefficienti di sicurezza più bassi (meccanismi di rottura più probabili)

possono avere forma differente da quella circolare. Si ritiene necessario integrare le analisi di

stabilità già eseguite con ulteriori analisi che tengano conto di superfici di scorrimento di

forma non circolare. Ai fini delle verifiche di stabilità, come già accennato, andrebbe

considerato uno spessore di circa 6 m in di terreno argilloso in luogo dei 3.5 m considerati…

d) La verifica del carico limite della fondazione dei cassoni è stata eseguita assegnando al terreno

di fondazione i parametri meccanici dello scanno di imbasamento. Tenuto conto dello spessore

dello scanno (circa 4 m) e della larghezza del cassone il meccanismo di rottura interessa in

gran parte anche i sottostanti terreni argillosi aventi spessori sino a 6 m; pertanto, è

necessario che il modello geotecnico da impiegare tenga conto delle effettive condizioni

stratigrafiche. Si tratta di un problema da sistemare da un punto di vista formale; nella


sostanza, infatti, anche tenendo conto della presenza dell'argilla di peggiori caratteristiche

meccaniche di resistenza, la verifica dovrebbe risultare soddisfatta. Inoltre, la verifica è stata

eseguita confrontando la pressione limite (ottenuta come rapporto tra il carico limite e la

larghezza della fondazione ridotta in ragione dell'eccentricità del carico) con la pressione

massima agente sul terreno (valutata assumendo una distribuzione trapezia delle tensioni).

Questo modo di procedere risulta concettualmente errato anche se, ai fini pratici, non

modifica l'esito positivo della verifica. Si ritiene opportuno riportare le verifiche in modo

formalmente corretto (confronto tra carico limite e carico totale agente).

e) L'interazione in condizioni sismiche tra i pali ed i cassoni, collegati dai tiranti tipo Gewi, è

stata studiata mediante un modello numerico 3D agli elementi finiti, con il quale sono state

eseguite analisi sismiche con approccio modale. Nel modello viene trascurata la presenza del

terreno di riempimento dalla quota del piano campagna fino alla quota di imbasamento dei

cassoni (-14 m s.l.m,). Nella "Relazione Geotecnica" si dichiara che il basso grado di

addensamento del terreno di colmata ne determina una elevata deformabilità e, quindi, una

scarsa interazione con le strutture in fase sismica. Si osserva, tuttavia, che il progetto stesso

prevede il miglioramento dei terreni di colmata mediante realizzazione di pali in sabbia;

pertanto le ipotesi alla base del modello 3D non sono in accordo con quanto dichiarato

nell'ambito della "Relazione Geotecnica" riguardo i requisiti minimi da ottenere con il

trattamento di miglioramento (densità relativa non inferiore al 70%). Inoltre, nella relazione

si dichiara che il terreno superficiale non è stato considerato "a favore di sicurezza.": questa

espressione non è chiara, dal momento che le sollecitazioni e le deformazioni indotte nei

diversi elementi strutturali sono influenzate in maniera diversa dalla presenza stessa del

terreno. In sintesi, non si ritiene che il modello 3D messo a punto sia rappresentativo del

problema che si intende studiare. Il modello numerico 2D sviluppato in progetto, data la

natura del problema, può essere meglio rappresentativo del comportamento del sistema opera-

terreno anche con riferimento al comportamento sismico.

f) Il terreno sabbioso dragato……… ……. è necessario associare all’esecuzione dei pali in

ghiaia la messa in opera di un rilevato di precarica opportunamente dimensionato.


2. CARATTERIZZAZIONE GEOTECNICA

La presente relazione riporta ed integra le considerazioni già effettuate nella

relazione geotecnica agli atti, in particolare per quanto attiene motivazioni della scelta

della caratterizzazione geotecnica. {vedi punto a) al paragrafo 1. },

Si intende qui richiamato quanto esposto nella “Relazione Geotecnica” allegata al

Progetto Definitivo in merito alle caratteristiche stratigrafiche dei terreni ed alle fonti da

cui sono state desunte , per cui è stata definita la seguente successione stratigrafica:

• LITOTIPO 1: Terreno di riporto fra le quote +1 e -7 dal livello medio del mare

• LITOTIPO 2: Sabbie fini limose fra le quote -7 e -15/-18m da l.m.m

• LITOTIPO 3: Argilla limosa con sabbia poco consistente fra -15/-18m e – 22/-24m da

l.m.m. I primi due metri presentano deformabilità maggiore

• LITOTIPO 4: Sabbie fini limose fra le quote -22 e -24m da l.m.m, dalle medesime

caratteristiche del litotipo 2. Dove la quota di fondo delle argille limose è pari a -24

m, non si riscontra tale litotipo.

• LITOTIPO 5: Argille limose sovraconsolidate fra -24m e -40m da l.m.m., da

considerarsi quale strato di base (marne - marne alterate)

2.1 Caratteristiche geotecniche dei terreni

La progettazione geotecnica delle strutture in oggetto ha richiesto di caratterizzare da

un punto di vista meccanico i vari depositi individuati nella successione stratigrafica.

Per questi litotipi, oltre alle caratteristiche fisiche generali, sono state definite sia le

proprietà meccaniche di resistenza sia quelle di rigidezza .

Esaminate le relazioni di caratterizzazione geotecnica dei diversi progetti ricadenti

nella zona in esame, si è ritenuto di condividere ed adottare per le analisi condotte i

parametri ricavati dalla relazione integrativa del progetto esecutivo del 2000 (Università

Politecnica delle Marche : Caratterizzazione Geotecnica del terreno di fondazione , 2006 ) ;

essi derivano dalle seguenti considerazioni riferite agli strati più significativi nei riguardi

del comportamento resistente e deformativo delle opere.

LITOTIPO 1: Terreno di riporto. Il terreno di riporto è costituito da sabbie e limi, alle

volte fango soprattutto in corrispondenza della metà dello strato. I parametri meccanici

sono stati desunti dalla campagna di prove penetrometriche CPT e riportate nella


relazione del 2007 relativa alla valutazione del potenziale di liquefazione del riempimento

a mare. Per questi ultimi, vista la grande variabilità della densità relativa del materiale

sostanzialmente incoerente (che va da oltre l’80% per i primi 2-3 metri e sotto il 40% nello

strato centrale di limo e fango di 2-3 metri), è stato considerato un valore medio di circa il

40% ed i parametri sono stati espressi in termini efficaci, anche in considerazione che il

materiale a tergo dei cassoni, che interagisce direttamente con questi, sarà costituito

essenzialmente da materiale sabbioso dragato.

LITOTIPO 2 e LITOTIPO 4 - Strati di sabbia - spessori : variabile tra 7 e 10 metri

(LITOTIPO 2) e pari a 2 metri (LITOTIPO 4) ; la caratterizzazione è stata effettuata

mediante prove in situ, ed in particolare attraverso prove SPT e CPT. Utilizzando le

relazioni disponibili in letteratura (Baldi 1986, Jamiolkowsky 2003), sulla base dei valori di

resistenza alla punta, si sono calcolati valori di DR compresi tra il 70% e il 90%. Tutte le

prove e le correlazioni indicano che lo strato di sabbia limosa si trova in uno stato di

addensamento medio-alto. Anche per quanto riguarda la stima della resistenza al taglio,

caratterizzata da φ, il valore è stato ricavato dalle correlazioni disponibili . Valutando il

parametro in termini statistici, è stata trovata una media di 43,5° e deviazione standard

0,785. In favore della sicurezza si è adottato un parametro molto cautelativo, pari a 37°.

LITOTIPO 3 - Strato di limi e argille con sabbia - lo strato ha una potenza compresa tra

5.5 e 7 metri ed è caratterizzato da una prima parte di 2-3 metri poco consolidato, con

valori di resistenza alla punta CPT di 10-20 kg/cm2 (1-2 MPa) e da un rimanente strato ben

addensato con resistenza alla punta di 40-100 kg/cm2. Per quanto riguarda la resistenza a

breve termine, valutata attraverso la relazione cu = 0.4 σ’vo, tenuto conto della variazione

della tensione verticale efficace, si stima una resistenza non drenata variabile tra 36 e 60

kPa. Nei calcoli viene considerato un valore medio pari a 50 kPa. Per quanto riguarda la

caratterizzazione a lungo termine, sono stati confrontati i risultati delle prove di

laboratorio (CIU e TD). La coesione efficace varia tra 6.3 e 15 kPa, e l’angolo di attrito da

26.3° a 29.7°. Ai fini progettuali si sono adottati c’=6 kPa e φ=26°.

LITOTIPO 5 - strato coesivo profondo – lo strato risulta molto consistente, con indice di

consistenza compreso tra 1.56 e 1.92, e con caratteristiche meccaniche buone. Ai fini

progettuali sono stati considerati valori cautelativi.

I dati sono riassunti nella tabella a pagina seguente .


LITOTIPO 1

LITOTIPO 2

LITOTIPO 3

LITOTIPO 4

LITOTIPO 5

Parametro U.M. -7 ≤ z(m) ≤ 1 -15 ≤ z(m)< -7 -22 ≤ z(m) < -15 -24≤ z(m) <-22 -40≤ z(m) <-26

γ [kN/m³] 17,7 18,80 19,00 18,80 19,50

E’ [kN/m²] 3000 40000 2260/8000 80000 50000

ν' [-] 0,350 0,250 0,3 0,250 0,300

Cv [m²/s] - - 6 10-7 - 6.5 10-8

c’ [kN/m²] 0,00 0,00 6 0,00 15

ϕ' [°] 27 37 26 37 26

Cu [kN/m²] - - 50 - 300

Dove:

γ Peso dell’unità di volume del terreno

E’ Modulo elastico

ν' Coefficiente di Poisson

Cv Coeff.di consolidazione

c’ Coesione efficace

ϕ' Angolo di attrito efficace


3. VERIFICHE INTEGRATIVE

3.1 Verifiche della resistenza (carico limite) del sistema fondazione terreno

La presente integrazione del paragrafo viene effettuata per corrispondere alle richieste

della nota del Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici – Terza Sezione {vedi punto d) al

paragrafo 1. }, che richiede che il modello geotecnico adottato per le verifiche tenga conto

che il meccanismo di rottura interessi anche i sottostanti terreni limosi.

La verifica viene effettuata nel caso più gravoso.

Nelle tabelle seguenti si riassumono i risultati delle verifiche della resistenza del

sistema fondazione-terreno, per le quali si confrontano come effetto delle azioni E, la

tensione massima trasmessa sul terreno dalla base della fondazione del cassone, e come

resistenze R, la tensione unitaria limite sul terreno stresso.

La valutazione delle azioni risultanti sul piano di posa si effettua combinando le azioni

permanenti, variabili e sismiche, secondo le pertinenti combinazioni riportate nel

precedente paragrafo §6 di questa relazione.

La verifica si effettua secondo l’Approccio 2, quindi con la configurazione

(A1+M1+R3) dei coefficienti parziali per le azioni, le resistenze dei materiali e la resistenza

del sistema:

Carichi

Coefficiente

A1 STR

permanenti favorevoli sfavorevoli

γG1 1,00 1,30

permanenti non strutturali favorevoli sfavorevoli

γG2 0,00 1,50

Carichi variabili favorevoli sfavorevoli

γQi 0,00 1,50

PARAMETRO GRANDEZZA ALLA

QUALE APPLICARE IL COEFFICIENTE PARZIALE

COEFF. PARZIALE

γM (M1)

Tangente dell’angolo di resistenza al taglio tan ϕ′k γϕ′ 1,0 Coesione efficace c′k γc′ 1,0 Resistenza non drenata cuk γcu 1,0 Peso dell’unità di volume γ γγ 1,0


Per le opere di sostegno (Tabella 6.5.I di [3]):

VERIFICA COEFF.

PARZIALE (R3)

Capacità portante della fondazione γR = 1,4

I valori dei coefficienti di combinazione ψ si ricavano dalla Tabella 2.5.I di [3], per

Categoria C e D (ambienti suscettibili di affollamento ed ambienti ad uso commerciale):

ψ0,j = 0.7 ψ1,j = 0.7 ψ2,j = 0.6.


Determinazione della pressione limite sul terreno nelle condizioni SLU (le peggiori)

NB. Nella scelta dei coefficienti parziali i valori nella verifica sono già amplificati

(cfr.tabelle) quindi è stato adottato un coefficiente unitario.

D = Profondità del piano di appoggio

eB = Eccentricità in direzione B (eB = Mb/N)

eL = Eccentricità in direzione L (eL = Ml/N) (per fondazione nastriforme eL = 0; L* = L)

B* = Larghezza fittizia della fondazione (B* = B - 2*eB)

L* = Lunghezza fittizia della fondazione (L* = L - 2*eL)

(per fondazione nastriforme le sollecitazioni agenti sono riferite all'unità di lunghezza)

Metodo di calcolo permanenti temporanee variabili tan ! ' c' qlim

A1+M1+R1 1,30 1,50 1,00 1,00 1,00A2+M2+R2 1,00 1,30 1,25 1,25 1,80

SISMA 1,00 1,00 1,25 1,25 1,80A1+M1+R3 1,30 1,50 1,00 1,00 2,30

SISMA 1,00 1,00 1,00 1,00 2,301,00 1,00 1,00 1,00 3,001,00 1,00 1,00 1,00 1,40

N

Mb Zw D ″1 Tb

B B″, c', ! '

N Ml

Zw D Tl

L L

(Per fondazione nastriforme L = 100 m)

B = 17,00 (m)L = 1,00 (m)D = 3,00 (m)

#f #

#f = 0,00 (°) #p = 0,00 (°)

Fondazioni Dirette Verifica in tensioni efficaci

qlim = c'!Nc!sc!dc!ic!bc!gc + q!Nq!sq!dq!iq!bq!gq + 0,5!″!B!N″!s″!d″!i″!b″!g″

azioni proprietà del terreno resistecoefficienti parziali

Sta

to L

imite

U

ltim

o

Tensioni AmmissibiliDefiniti dal Progettista



sc, sq, s″ : fattori di forma

sc = 1 + B*Nq / (L* Nc)

sc = 1,04

sq = 1 + B*tan! ' / L*

sq = 1,03

s″ = 1 - 0,4*B* / L*

s″ = 0,97

ic, iq, i″ : fattori di inclinazione del carico

mb = (2 + B* / L*) / (1 + B* / L*) = 1,94 % = arctg(Tb/Tl) = 90,00

ml = (2 + L* / B*) / (1 + L* / B*) = 1,06 1,94

iq = (1 - H/(N + B*L* c' cotg! '))m

iq = 0,73

ic = iq - (1 - iq)/(Nq - 1) H % Tl L

ic = 0,71 Tb

i″ = (1 - H/(N + B*L* c' cotg! '))(m+1)

Bi″ = 0,62

dc, dq, d″ : fattori di profondità del piano di appoggio

per D/B*< 1; dq = 1 +2 D tan! ' (1 - sen! ')2 / B*per D/B*> 1; dq = 1 +(2 tan! ' (1 - sen! ')2) * arctan (D / B*)

dq = 1,38

dc = dq - (1 - dq) / (Nc tan! ')

dc = 1,42

d″ = 1

d″ = 1,00

(m=2 nel caso di fondazione nastriformm=(mbsin2%+mlcos2%) in tutti gli altri cas

m =


bc, bq, b″ : fattori di inclinazione base della fondazione

bq = (1 - #f tan! ')2 #f + #p = 0,00 #f + #p < 45°

bq = 1,00

bc = bq - (1 - bq) / (Nc tan! ')

bc = 1,00

b″ = bq

b″ = 1,00

gc, gq, g″ : fattori di inclinazione piano di campagna

gq = (1 - tan#p)2 #f + #p = 0,00 #f + #p < 45°

gq = 1,00

gc = gq - (1 - gq) / (Nc tan! ')

gc = 1,00

g″ = gq

g″ = 1,00

Carico limite unitario

qlim = 507,08 (kN/m2)

Pressione massima agente

q = N / B* L*

q = 312,77 (kN/m2)

Verifica di sicurezza capacità portante

362,2 ! q = 312,77 (kN/m2)

VERIFICA A SCORRIMENTO

Carico agente

Hd = 737,00 (kN)

Azione Resistente

Sd = N tan(! ') + c' B* L*

Sd = 2408,86 (kN)

Verifica di sicurezza allo scorrimento

2408,86 ! Hd = 737,00 (kN)

qlim / ″R =

Sd / ″R =

In termini di forze, per la verifica alla portanza si ha:

Carico limite = Nlim = 7708 kN

Carico max agente = N= 4754 kN


Verifica sicurezza:

Nlim/γR = 5506 kN ≥ 4754 kN Coeff.sic.residuo = 1.16

Dalla verifica si evince quanto riportato nella nota del Consiglio Superiore dei Lavori

Pubblici – Terza sezione, ovvero che la verifica risulta soddisfatta anche utilizzando i

parametri del terreno limoso-argilloso sottostante.


Verifiche allo SLU

Si utilizza la seguente espressione per la combinazione delle azioni:

Fondamentale (SLU): (per i =1,…, n) ∑ =++

n

j jkjikiQG QQG1 ,,0,,11 ψγγ

Le seguenti tabelle riassumono gli elementi della verifica, nelle combinazioni SLU a sovraccarico (Q1) dominante, a carico bitta

(Q2) dominante ed a carico della gru (Q3) dominante, rispettivamente. Si osserva che la condizione peggiore si ottiene per carico gru

(Q3) dominante (γQ,3 = 1.5), per γG1= 1.3.

Q1 (SOVRACC) DOMINANTE resistenza Q2 (BITTA) DOMINANTE resistenza

γ / psi V H braccio Mstab Mrib

γ / psi V H braccio Mstab Mrib

kN kN m kNm kNm kN kN m kNm kNm cassone in c.a. 1,3 1411,233 0 7,06 9969,75 1,3 1411,233 0 7,06 9969,75 Riempimento d'acqua 1,3 304,373 3,53 1074,44 1,3 304,373 3,53 1074,44 Riempimento cls non armato 1,3 711,984 3,53 2513,30 1,3 711,984 3,53 2513,30 Riempimento Tout-Venant 1,3 2516,592 8,64 21743,35 1,3 2516,592 8,64 21743,35 sovrastruttura 1,3 436,800 8,4 3669,12 1,3 436,800 8,4 3669,12 cunicolo 1,3 -15,925 11,5 -183,14 1,3 -15,925 11,5 -183,14 Rinfranco al piede (sommerso) 1,3 245,700 13,25 3255,53 1,3 245,700 13,25 3255,53 Rinfranco al piede (emerso) 1,3 70,200 13,25 930,15 1,3 70,200 13,25 930,15 Spinta di archimede soletta 1,3 -149,386 7 -1045,70 1,3 -149,386 7 -1045,70 spinta archimede cassone v.p.p. 1,3 -2054,052 7 -14378,36 1,3 -2054,052 7 -14378,36 Spinta del terreno 1,3 547,623 6,02 3298,18 1,3 547,623 6,022727 3298,18 Sovraccarico q sul cassone 1,5 840 8,4 7056,00 0,7 392 8,4 3292,80 0,00 Spinta del sovraccarico 0 0,000 8,4 0,00 0,7 159,342 8,4 1338,47 Tiro della Bitta 0 0,000 0,000 16,8 0,00 1,5 -37,483 64,962 16,8 1128,84 GRU 0,7 420 3,8 1596,00 0,00 0,7 420 3,8 1596,00 0,00 4737,520 547,623 36200,438 3298,185 4252,037 771,927 32437,238 5765,501 Verifica cap. portante γR = 1,40 Verifica cap. portante γR = 1,40 V= 4737,520 kN V= 4252,037 kN H= 547,623 kN H= 771,927 kN Mtot = 32902,253 kN u= 6,95 Mtot = 26671,737 kN


e = 0,05 m e = 0,73 m nel nocciolo nel nocciolo sigma_max = 0,346 N/mm2 sigma_max = 0,398 N/mm2 sigma_1= 0,346 N/mm2 lato mare sigma_1= 0,398 N/mm2 lato mare sigma_2= 0,330 N/mm2 lato terra sigma_2= 0,209 N/mm2 lato terra Q2 (GRU) DOMINANTE resistenza γ / psi V H braccio Mstab Mrib kN kN m kNm kNm cassone in c.a. 1,3 1411,233 0 7,06 9969,75 Riempimento d'acqua 1,3 304,373 3,53 1074,44 Riempimento cls non armato 1,3 711,984 3,53 2513,30 Riempimento Tout-Venant 1,3 2516,592 8,64 21743,35 sovrastruttura 1,3 436,800 8,4 3669,12 cunicolo 1,3 -15,925 11,5 -183,14 Rinfranco al piede (sommerso) 1,3 245,700 13,25 3255,53 Rinfranco al piede (emerso) 1,3 70,200 13,25 930,15 Spinta di archimede soletta 1,3 -149,386 7 -1045,70 spinta archimede cassone v.p.p. 1,3 -2054,052 7 -14378,36 Spinta del terreno 1,3 547,623 6,022727 3298,18Sovraccarico q sul cassone 0,7 392 8,4 3292,80 Spinta del sovraccarico 0,7 159,342 8,4 1338,47Tiro della Bitta 0,7 -17,492 30,316 16,8 526,79GRU 1,5 900 3,8 3420,00 0,00 4752,028 737,281 34261,238 5163,452 Verifica cap. portante γR = 1,40 V= 4752,028 kN H= 737,281 kN Mtot = 29097,786 kN e = 0,88 m nel nocciolo sigma_max = 0,467 N/mm2 sigma_1= 0,467 N/mm2 lato mare sigma_2= 0,212 N/mm2 lato terra


3.2 Verifiche della stabilità globale del complesso opera di sostegno-terreno

La verifica del presente paragrafo viene effettuata nelle condizioni stratigrafiche

peggiori, così come suggerito nella nota del Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici –

Terza Sezione {vedi punti b) e c) al paragrafo 1. } , ovvero con l’intero strato di limi e

argille sottostanti l’imbasamento in tout venant. La verifica è stata inoltre integrata con la

ricerca del coefficiente di sicurezza per superfici non circolari.

Con riferimento alle NTC (D.M. 14-01-2008, paragrafo 6.5 e 6.8), le strutture di

sostegno in progetto devono soddisfare la verifica di stabilità generale, in cui le azioni di

calcolo da considerare sono date dalle forze gravitazionali agenti su di esse, dalla spinta

orizzontale esercitata dal terrapieno, dalle azioni variabili (sovraccarico e bitta) e dalle

azioni sismiche agenti direttamente sul cassone. L’azione della gru non viene considerata

in quanto stabilizzante.

Gli scenari che sono stati considerati, concordemente alle combinazioni di carico

previste per le opere in oggetto, sono i seguenti:

- condizione di breve termine (non drenata) con combinazione delle azioni A2-M2

- condizione di lungo termine (drenata) con combinazione delle azioni A2-M2

- condizione sismica, che risulta la peggiore, sia con la ricerca automatica della

superficie circolare critica, che con l’imposizione di superfici non circolari,

utilizzando il metodo di Jambu.

Per la verifica costituisce riferimento il metodo delle strisce nella formulazione di

Morgestern & Price (1965) che tiene conto delle azioni normali e tangenziali che si

sviluppano lungo la superficie laterale delle singole strisce imponendo sia l’equilibrio

delle forze sia quello dei momenti.

Per confronto sono stati inoltre calcolati i coefficienti di sicurezza ottenuti con i

metodi di Bishop, Ordinario, e Janbu, quest’ultimo anche con superfici di forma non

circolare. Notoriamente gli ultimi due metodi delle strisce portano a coefficienti di

sicurezza inferiori.


CONDIZIONE NON DRENATA M2-R2

Tale condizione si verifica durante l’esecuzione dei lavori. In questa fase vengono

adottati i parametri di resistenza in tensioni totali per i litotipi coesivi e in tensioni efficaci

per quelli prettamente granulari. Trattandosi della combinazione M2-R2 i parametri di

resistenza di progetto sono ottenuti fattorizzando opportunamente i valori caratteristici.

Trattandosi di una fase transitoria, sono stati considerati sovraccarico e azioni

sismiche con coefficiente di contemporaneità 0.3.

Figura 1: Coefficiente di sicurezza minimo condizione non drenata– Metodo Morgestern & Price

CONDIZIONE DRENATA SLU A2-M2-R2

Questo scenario è caratterizzato da una situazione di lungo termine (modello in tensioni

efficaci) con parametri di resistenza del terreno ridotti. Le azioni considerate sono il

sovraccarico amplificato fino a 65 kN/m2 ed il tiro bitta ridotto con ψ=0.7.


Figura 2: Coefficiente di sicurezza minimo condizione drenata A2-M2-R2 – Metodo Morgestern &

Price

CONDIZIONE SISMICA M2-R2

La stabilità generale nei confronti dell’azione sismica di progetto può essere condotta

con metodi semplificati di tipo pseudo-statico in cui le risultanti orizzontali e verticali

delle forze d’inerzia applicate al baricentro della massa potenzialmente instabile, sono

date da:

FH = ±0,5 S ag W

FV = ±0,5 FH

Nel caso specifico si è assunta un’accelerazione ag pari a 0.23g, corrispondente alla

zona in esame, un coefficiente S per suolo di categoria C uguale a 1.36, ed un coefficiente β

pari a 0.31 da cui si ottiene:

FH = ±0.097W; FV = ±0.050W

Coerentemente con le analisi svolte per la determinazione delle sollecitazioni sulle

strutture di sostegno sono stati utilizzati parametri di resistenza del terreno ridotti con un

valore del coefficiente di combinazione Ψ2 pari a 0.6. Considerato tuttavia che la norma

per le opere marittime non prescrive un particolare coefficiente, si è adottato, per

confronto, un valore più ridotto Ψ2= 0.3, pari a quello delle rimesse e parcheggi.


I risultati mostrano che anche nelle condizioni di carico più sfavorevoli, la stabilità

generale risulta sempre soddisfatta.

Figura 3: Coefficiente di sicurezza minimo condizione sismica – Metodo Morgestern & Price


Figura 4: Coeff. di sic. minimo condizione sismica – Metodo Jambu, superfici non circolari

Riassumendo. i risultati ottenuti dalle analisi di stabilità sono i seguenti:

VERIFICA SISMA SLU M2 R2

Drenate

Ψ2 = 0.6 (Ψ2 = 0.3)

SLU A2 M2 R2

Drenate

SLU M2 R2

Non Drenate

Bishop 1.3 (1.4) 1.5 1.3

Jambu 1.1 (1.1) 1.2 1.1

Morgestern&Price 1.3 (1.4) 1.4 1.3

Jambu non circolare 1.1 (1.2)

Tenuto conto delle condizioni analizzate, del valore di R2=1.1 si ritiene che i risultati

delle analisi (sempre superiori o uguali a 1.1) consentano di affermare che la stabilità

generale dell’opera è accertata in ogni caso, anche in presenza di azione sismica

combinata, nel pieno rispetto del livello di sollecitazioni imposto dalla Nuova Normativa

Sismica nonchè del livello di sicurezza richiesto dal DM 2005 e dal DM 1988.

Si conferma quindi la verifica positiva, anche con la presenza di tutto lo strato di 7

metri di limi e argille con sabbia, anche con un confronto fra i sistemi automatici di ricerca

della superficie critica circolare e la ricerca del coefficiente minimo effettuata utilizzando

superfici non circolari.


3.3 Analisi dei cedimenti

Per quanto riguarda l’analisi dei cedimenti della banchina ed il loro decorso nel tempo,

{vedi punto b) al paragrafo 1. }, si rileva che la relazione originale, i cui risultati si

riportano nel seguito, considerava già uno spessore dei limi superficiali di circa 7 metri,

poiché non considerava la rimozione dei primi 3 metri di tale materiale. Le considerazioni

che si riportano di seguito, sono quelle originali, integrate dalle considerazioni sui

cedimenti differenziali, così come richiesto dal Consiglio Superiore.

Per il tipo di terreni compressibili in sito, da leggermente sovraconsolidati per quel che

riguarda i limi sabbiosi intermedi a sovraconsolidati per le argille e marne alterate di base,

si considera che il cedimento finale wf = wi + wc sia pari al cedimento calcolato in

condizioni edometriche wed (Padfield e Sharrock 1983), dove:

wi = 0.5 – 0.6 wed cedimento iniziale

wc = 0.4-0.5 wed cedimento di consolidazione.

Per quanto riguarda la combinazione di carico prescelta per l’analisi, si è fatto

riferimento alla combinazione quasi permanente di cui al ([3] p.2.5.3).

Come si evince dai tabulati allegati al presente paragrafo si ha:

Cedimento totale = 15.1 cm

Cedimento strati incoerenti = 1.7 cm

Cedimento limi superficiali = 8.4 cm

Cedimento argille di base = 5.0 cm

Suddividendo il cedimento in funzione del tempo si ha:

Cedimento immediato = 7.1 cm

Cedimento a 1 anno = 4.9 cm

Cedimento residuo a lungo termine = 2.1 cm

La verifica è stata effettuata supponendo lo strato integro dei limi intermedi, così come

richiesto nella richiesta di integrazioni del Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici – Terza

Sezione e così come riportato anche nella relazione originale.


La sostituzione di una parte dei limi intermedi con materiale arido consente di limitare

i già limitati cedimenti istantanei, o comunque quelli che si esplicano durante il corso dei

lavori. Tenuto conto infatti del valore del coefficiente di consolidazione di tale strato, la

gran parte dei cedimenti sarà avvenuta durante il corso dei lavori.

Come già riportato nella relazione geotecnica agli atti, la valutazione del cedimento

residuo a lungo termine nei terreni profondi, resa complessa dalla natura sovraconsolidata

delle argille di base, porta a valutare una deformazione residua di valore pari a circa 2 cm.,

perfettamente compatibile con le caratteristiche prestazionali delle gru, considerando

oltretutto che tali cedimenti saranno sostanzialmente omogenei lungo il tratto di banchina

considerato.

Per quanto riguarda la valutazione dei cedimenti differenziali, si deve considerare che

il cedimento massimo dello strato di limi argillosi intermedi va da circa 8-9 centimetri con

strato di 7-7,5 metri alla metà con strato di 3,5 metri.

Parte di questo cedimento si esplica durante la posa dei cassoni e del loro riempimento

e pertanto il cedimento differenziale assoluto può essere valutato pari a 2-3 centimetri

circa al massimo.

Al fine di eliminare il rischio dei seppur minimi cedimenti differenziali, si ipotizza di

operare con un precarico nella zona dei cassoni per un tempo non superiore a 6 mesi , con

un valore del precarico almeno di 30 kN/mq, pari al 60% del carico massimo. Tali misure

saranno integrate con un monitoraggio attraverso dei punti di misura in modo da poter

valutare l’entità dei cedimenti assoluti e differenziali ed il loro decorso nel tempo.

La precarica verrà effettuata direttamente sopra i cassoni prima della realizzazione del

solettone superiore, tramite posa in opera di containers adeguatamente riempiti o di

carichi aventi sagoma maggiore delle dimensioni delle celle interne (tale metodica di

precarica è stata concordata direttamente tra l’Ufficio delle OO.MM. e l’Autorità Portuale

di Ancona). Ad avvenuto assestamento verrà realizzato il solettone superiore colmando e

livellando le differenze di quota.







3.4 Interazione in condizioni sismiche tra pali e cassoni

Nel presente paragrafo si intende integrare la relazione agli atti, con considerazioni in

merito all’interazione in condizioni sismiche tra pali e cassoni {punto e) del paragrafo 1}.

Nella relazione agli atti il palo è schematizzato immerso nel terreno di base ed è stato

considerato libero nella parte in sommità in quanto non contrastato efficacemente dal

terreno riportato prima del suo definitivo consolidamento (punto 8.4.2 pag. 78).

Ovviamente a tergo del cassone sono state considerate le azioni derivanti dal riempimento

(punto 8.4.4 pag. 81 – spinta del terreno). Tale schematizzazione è stata effettuata

solamente per valutare il massimo spostamento possibile del complesso cassone-palificata

al fine di consentire la futura compatibilità con la gru da installare; si tratta quindi di una

condizione di sicurezza.

Ad ogni buon conto oltre la suddetta verifica che, quindi conserva la sua validità, si

produce ad una nuova verifica nella quale il palo è stato schematizzato completamente

contrastato dal terreno e quindi tale ipotesi simula il comportamento in condizioni di

esercizio ad avvenuto consolidamento del terrapieno.

Con tale verifica, si ottengono maggiori valori di sollecitazione nel tirante e minore

spostamento globale del sistema cassone-palificata; nel contempo si valuta la massima

entità dell’allontanamento relativo degli elementi cassone e palificata e quindi dei

soprastanti binari.

Le nuove analisi condotte sono state eseguite con i coefficienti di combinazione Ψ2 assunti

sia pari a 0,6 (relativo ad ambienti commerciali o suscettibili di affollamento – Categoria C

e D tab. 2.5.I) sia pari a 0,3 (Rimesse e parcheggi con autoveicoli di peso maggiore a 30kN

– Categ. G).

Il coefficiente di sicurezza, per quanto riguarda le verifiche geotecniche, non subisce

sostanziali variazioni.

Si riepilogano di seguito i valori delle analisi condotte


Struttura con palificata libera in sommità con Ψ2= 0,6:

Stato limite Tiro max

[kN]

Spostamento

max in testa

palo [cm]

Spostamento max

cassone lato mare

[cm]

Scostamento

fra i binari

[cm]

SLV 270,25 5,48 4,88 0,6

SLD 219,86 5,85 5,10 0,75

Struttura con palificata completamente confinata nel terreno con Ψ2 = 0,6:


[kN]

Spostamento

in testa palo

[cm]

Spostamento

cassone lato mare

[cm]

Scostamento

max fra i

binari [cm]

SLV 381,17 0,76 4,59 3,83

SLD 336,07 0,62 4,75 4,13

Struttura con palificata completamente confinata nel terreno con Ψ2 = 0,3:


[kN]

Spostamento

in testa palo

[cm]

Spostamento

cassone lato mare

[cm]

Scostamento

max fra i

binari [cm]

SLV 323,16 0,50 4,26 3,76

SLD 294,48 0,49 4,25 3,76

I risultati delle verifiche sono in linea con i risultati delle analisi piane condotte con il

metodo pseudo statico e di cui al paragrafo 8.3.3 pag. 73 della relazione in atti.

Il contrasto tra le strutture di sostegno dei binari della gru verrà efficacemente realizzato

tramite formazione di un graticcio di cordoli in cemento armato di sezioni descritte nelle

tavole strutturali. Nelle verifiche numeriche condotte e di cui alla presente nuova

relazione tali cordoli sono stati schematizzati con una equivalente area metallica (tirante)

ed i risultati sono quelli sopra riportati.


Lo spostamento in avvicinamento dei binari sarà in ogni caso una frazione del loro

allontanamento in quanto in parte contrastato sia dal riempimento in terra

opportunamente addensato sia dai nuovi cordoli di contrasto.

Si ribadisce che in fase di progettazione della gru occorrerà valutare la tolleranza dei suoi

carrelli in considerazione degli spostamenti massimi tra i binari, sia assoluti, sia relativi.

In allegato 4BIS sono riportati gli output di calcolo per le nuove verifiche.

4. CONSOLIDAMENTO DEI PIAZZALI CON PALI DI GHIAIA

4.1 Metodiche di formazione del nuovo riempimento a tergo della banchina – zone

con argilla.

La relazione in atti documenta il consolidamento dei nuovi piazzali a tergo della banchina

da eseguire con il materiale di escavo tramite trattamenti con pali in ghiaia.

I materiali di natura argillosa scavati in occasione dell’approfondimento dei fondali

verranno riversati in una area prestabilita il più possibile distante dalla nuova banchina.

Su tali riempimenti, al fine di incrementare adeguatamente il basso grado di

addensamento iniziale si provvederà ad eseguire un rilevato di precarica, dello spessore

di 2 metri - corrispondenti ad un sovraccarico di circa 32 kN/m2 - posto in opera per sei

mesi , al fine di accelerare convenientemente la dissipazione delle pressioni interstiziali.

Tale intervento potrà essere dimensionato più precisamente ed eventualmente

implementato a seguito della misura dei cedimenti e del grado di addensamento effettuata

nel corso dei primi mesi di precarica .

4.2 Trattamento di addensamento del riempimento dei piazzali esistenti.

Integrazione. Rilevato di precarica.

Nel presente paragrafo si intende integrare la relazione agli atti, riportando sia la

metodologia prevista che quella integrata con i suggerimenti contenuti nella nota del

Consiglio Superiore dei Lavori Pubblici – Terza Sezione {punto f) del paragrafo 1} relativa

al consolidamento dei piazzali esistenti.

L’Ufficio delle OO.MM. di Ancona, progettista dell’opera, ha chiarito che procederà

preliminarmente a riversare sui piazzali esistenti il materiale dragato effettuando una


precarica per lo spessore di circa 2,0 metri corrispondenti ad un sovraccarico di circa 32

kN/m2,e per la durata di circa 6 mesi-

Il rilevato di precarica posto in opera per sei mesi, considerato il coefficiente di

consolidazione degli strati coerenti superficiali, dovrebbe essere in grado – ove ve ne sia la

necessità – di accelerare convenientemente la dissipazione delle pressioni interstiziali.

Si definiscono le seguenti procedure:

- controlli sull’addensamento mediante prove penetrometriche statiche, effettuate

in ragione di n.1 prova ogni 300 m2

- misure dei cedimenti, con un caposaldo ogni 400 m2, mediante misure mensili da

effettuare per un periodo di 6 mesi prolungabili a 12.

Successivamente, per aumentare la densità dei terreni in sito lo stesso Ufficio delle

OO.MM. ha chiarito che procederò all’esecuzione di colonne in ghiaia.

La realizzazione delle colonne di ghiaia è una tecnica di consolidamento che consente di

migliorare la stabilità e ridurre i cedimenti.

Le colonne di ghiaia possono essere considerate come pali di fondazione in ghiaia di

diametro variabile da 0,6 a 1,2 metri, con spaziature di 1,5-3,5 metri. Le lunghezze possono

raggiungere anche i 20 metri: solitamente si hanno valori compresi nell'intervallo 5-14

metri.

In questo caso, per conseguire la compattazione dei terreni incoerenti costituenti il

riempimento si è scelto di trattare il riempimento di sabbie fini e limose con pali di sabbia

e ghiaia, di diametro non inferiore a 600 mm, realizzati in opera senza asportazione di

terreno mediante infissione per battitura mediate utilizzo di adeguate attrezzature di un

tubo forma recuperabile, successivamente riempito in fase di estrazione con sabbia e

ghiaia di granulometria idonea.

La lunghezza dei pali dovrà essere tale da poggiare sullo strato sottostante di sabbie

limose addensate. Considerando di eseguire i pali di ghiaia dalla quota +0,50 dal l.m.m.,

tale lunghezza dovrebbe essere pari a circa 8-9 metri.

La densità dei punti di trattamento dipende dalla natura del suolo, dalla potenza delle

macchina impiegata e dalla densità relativa del terreno che si vuole raggiungere. Nel caso


in esame la maglia del trattamento che è stata prescelta é quella a quinconce con

spaziatura S=2.00 m, pari a circa 25 pali per 100 metri quadri.

Con tale interasse si dovrebbero ottenere densità relative non inferiori al 70%.

Sarà comunque cura dell’Impresa appaltatrice, in fase esecutiva, verificare gli interassi più

idonei per il raggiungimento della densità relativa prevista, attraverso una idonea

campagna di indagini su un campo prove.

Come già indicato nei precedenti paragrafi, questa metodologia consente di:

- garantire idonei coefficienti di sicurezza nei confronti del fenomeno della

liquefazione dei terreni sciolti e tendenzialmente monogranulari;

- limitare i cedimenti residui - essenzialmente dovuti ai cedimenti per

consolidazione degli strati coesivi intermedi e profondi - a qualche centimetro.

Particolare cura andrà posta alle modalità operative della formazione delle colonne di

ghiaia.

Le caratteristiche del materiale granulare che costituisce la colonna dovranno essere:

- diametro dei grani compreso tra 5 e 12 mm;

- diametro massimo 12 mm;

- il 60-70% dei grani compreso tra 7 e 10 mm;

- assenza di limo o argilla.

Una volta completato l’intervento colonnare, occorrerà monitorare gli assestamenti e

riportare conseguentemente ulteriore materiale granulare per compensare eventuali

cedimenti residui.

In ogni caso l’efficienza del trattamento dovrà essere verificata in sede di esecuzione.

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LOMM-AB1-INT1 Rel Geotecnica REV8-27-06-2011 letta da Pacciani. Nota integrativa... · Porto di Ancona – Nuova Banchina Rettilinea p.8/33 Consulenza geotecnica-Nota Integrativa