Dimensionamento geotecnico e strutturale di fondazioni e pavimentazione industriale, di un capannone su terreni compressibili

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CORSO DI LAUREA MAGISTRALE IN INGEGNERIA IDRAULICA,

DEI TRASPORTI E DEL TERRITORIO

Curriculum Idraulica

Tesi di Laurea Magistrale

“Dimensionamento geotecnico e strutturale di fondazioni e

pavimentazione industriale su terreni compressibili”

Relatori Candidato

Prof. Ing. Diego Lo Presti Alessandro Mazza

Dott. Ing. Nunziante Squeglia

3

A me stesso

e alla mia forza di volontà

4

INTRODUZIONE GENERALE ... 9

1. ANALISI TEORICA PRELIMINARE ALLA PROGETTAZIONE ... 11

1.1 Approccio progettuale ... 109

2. INDAGINI GEOGNOSTICHE ... 13

2.1 Generalità... 13

2.2 Tipologia, finalità e ubicazione delle indagini geognostiche ... 14

2.3 Tecniche e modalità di esecuzione delle indagini geognostiche ... 18

2.3.1 Sondaggio meccanico a carotaggio continuo ... 18

2.3.2 Prova penetrometrica CPTU ... 20

3. COSTRUZIONE DEL MODELLO GEOLOGICO-GEOTECNICO ... 22

3.1 Introduzione ... 22

3.2 Costruzione del modello geologico-stratigrafico ... 22

3.2.1 L’utilizzo delle prove penetrometriche CPTU ai fini stratigrafici ... 22

3.2.2 La stratigrafia sulla base dei sondaggi effettuati ... 26

3.2.3 Il software “CpeT-IT” per l’interpretazione delle prove CPTU ... 27

3.2.4 Costruzione della stratigrafia con “CpeT-IT” ... 29

3.2.5 Prove CPTU e Sondaggi: confronti ed interpretazione dei risultati ... 31

3.2.6 Il modello geologico-stratigrafico di riferimento ... 32

3.3 Costruzione del modello geotecnico ... 35

3.3.1 Risultati delle Prove penetrometriche CPTU ... 35

3.3.1.1 La resistenza a taglio non drenata CU ... 35

3.3.2 L'Elaborazione dei Risultati delle Prove di laboratorio ... 38

3.3.2.1 Classificazione dei campioni ... 38

3.3.2.2 La coesione e angolo di resistenza al taglio nei terreni coesivi ... 48

3.3.2.3 Peso di volume naturale nei terreni coesivi ... 49

3.3.2.4 Parametri di compressibilità nei terreni coesivi ... 49

3.3.4 Modello geotecnico di riferimento dei parametri di resistenza ... 57

4. DIMENSIONAMENTO GEOTECNICO DEI PLINTI ... 58

4.1 Introduzione ... 58

5

4.2.1 Plinti Isolati ... 61

4.3 Calcolo carico limite per plinti di fondazione ... 64

4.3.1 Introduzione ... 64

4.3.2 Scelta dei parametri di resistenza del terreno per qlim ... 66

4.3.3 Scelta della condizione di verifica ... 68

4.3.4 Dimensionamento Plinto ... 70

4.3.5 Verifiche di collasso per carico limite dell’insieme Fondazione-Terreno ... 71

4.4 Verifica SLE.GEO – Cedimenti nei Plinti ... 81

4.4.1 Introduzione ... 81

4.4.2 Combinazioni di carico ed indicazioni della normativa ... 82

4.4.3 Scelta del Metodo di Calcolo dei Cedimenti e Verifica ... 83

5. PROGETTO STRUTTURALE DEL PLINTO ... 95

5.1 Definizione dello Schema Statico di calcolo ... 97

5.2 Calcolo dell’armatura di forza ... 98

5.2.1 Pre-dimensionamento plinto ... 98

5.2.1.2 Copriferro ... 98

5.3 Verifiche ... 100

5.3.1 Armatura longitudinale minima ... 100

5.3.2 Verifica di resistenza a Flessione SLU.STR ... 101

5.3.3 Verifica di resistenza a Taglio SLU.STR ... 104

5.3.4 Verifica a Punzonamento SLU.STR ... 107

6. PAVIMENTAZIONE INDUSTRIALE ... 111 6.1 Generalità ... 111 6.2 Riferimenti normativi ... 112 6.3 Tipologie costruttive ... 113 6.4 Materiali ... 116 6.4.1 Cemento... 116 6.4.1.2 Aggregati ... 116

6.4.1.3 Impurità degli aggregati ... 116

6.4.1.4 Prevenzione della reattività degli aggregati ... 117

6.4.1.5 Acqua di impasto ... 117

6.4.1.6 Additivi... 118

6

6.4.1.8 Altri componenti... 118

6.4.1.9 Miscelazione del calcestruzzo ... 119

6.4.2 Prescrizioni per il calcestruzzo ... 119

6.4.2.1 Classe di resistenza ... 119

6.4.2.2 Tipo e classe di resistenza dell’acciaio ... 121

6.4.2.3 Classe d’esposizione ambientale ... 121

6.4.2.4 Dimensione massima nominale dell’aggregato ... 124

6.4.2.5 Rapporto Acqua/Cemento ... 125

6.6 Carichi ... 126

6.6.1 Classificazione dei carichi ... 126

6.6.2 Schemi di carico ... 128

6.7 Elementi compositivi le pavimentazioni CLS... 129

6.8 Giunti ... 131

6.8.1 Giunti di costruzione ... 132

6.8.2 Giunti di contrazione o controllo (Ritiro Igrometrico) ... 133

6.8.3 Giunti di dilatazione (Variazione Termica) ... 134

6.8.4 Giunto di isolamento dalla strutture ... 134

6.9 Incurvamento delle lastre ... 135

6.10 Rapporto f/d ... 136

6.11 Curvatura (1/ρ) ... 136

6.12 Distanza massima tra i giunti ... 137

7. DIMENSIONAMENTO GEOTECNICO DELLA PAVIMENTAZIONE INDUSTRIALE .... 138

7.1 Verifiche di collasso per carico limite dell’insieme Pavimentazione Terreno SLU.GEO ... 139

8. DIMENSIONAMENTO STRUTTURALE PAVIMENTAZIONE INDUSTRIALE ... 148

8.1 Introduzione ... 148

8.2 Modello del terreno di supporto ... 149

8.3 Area Efficace ... 150

8.4 Pressione di Contatto ... 151

8.5 Progetto dello spessore della pavimentazione ... 152

8.5.1 Verifica a Punzonamento della piastra... 152

8.5.2 Combinazioni di Carico ... 155

7

8.5.4 Calcolo del Momento Sollecitante ... 157

8.5.4.1 Carico concentrato in posizione centrale ... 157

8.5.4.1 Carichi Multipli ... 158

8.5.5 Calcolo del Momento Resistente ... 160

8.5.6 Formula di progetto dello spessore h ... 163

8.6 Carichi d’angolo ... 164

8.7 Carichi uniformemente distribuiti o di linea ... 165

8.8 Conclusione e Metodo di Verifica delle Tensioni ... 167

9. CALCOLO CEDIMETNI PAVIMENTAZIONE INDUSTRIALE SLE.GEO ... 179

9.1 Introduzione ... 179

9.2 Combinazioni di carico ed indicazioni della normativa ... 180

9.3 Scelta del Metodo di Calcolo dei Cedimenti e Verifica ... 182

10. RIDUZIONE DEI CEDIMENTI ... 217

10.1 Fondazione Compensata ... 217

10.1.1 Determinazione della profondità di scavo - hscavo ... 219

10.1.2 Analisi dei costi ... 220

10.1.3 Pre-dimensionamento fondazione scatolare in CLS ... 220

10.1.4 Costo materiali fondazione scatolare in CLS ... 224

10.15 Determinazione del costo dello scavo... 226

10.1.6 Costo totale della fondazione compensata ... 226

10.2 Pali per il controllo del cedimento ... 227

10.2.1 Aspetti Progettuali ... 227

10.2.2 Metodo di calcolo delle ‘platee su pali’ in condizioni di esercizio ... 229

10.2.3 Pre-dimensionamento del gruppo di pali ... 231

10.2.4 Costo dei pali ... 241

10.2.4.1 Determinazione costo della fondazione mista ... 242

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INTRODUZIONE GENERALE

Obiettivo della presente Tesi di Laurea Magistrale è la progettazione geotecnica e strutturale delle fondazioni di un capannone industriale in acciaio e della pavimentazione industriale in CLS posta al suo interno.

Alla luce di ciò il presente lavoro è stato suddiviso sostanzialmente in quattro importanti macro-aree di riferimento:

1) La costruzione del modello geologico-stratigrafico con l’esplicitazione del

modello geotecnico e dei relativi parametri di resistenza e di deformabilità dei terreni sui quali deve sorgere l’opera.

2) Dimensionamento geotecnico e strutturale della fondazione del capannone 3) Descrizione dei metodi di costruzione delle pavimentazioni industriali in CLS

e dimensionamento geotecnico e strutturale della pavimentazione.

4) Dimensionamento preliminare di opere di fondazione atte alla riduzione dei cedimenti e confronto economico

Nella prima parte sono stati analizzati tutti i risultati della campagna di indagini effettuata, che ha visto l’esecuzione di perforazioni di sondaggio con prelievo di campioni indisturbati, di prove penetrometriche statiche con piezocono (CPTU) e di una prova penetrometrica dinamica (DPSH). Successivamente sono stati analizzati ed elaborati i dati forniti dal laboratorio che attraverso il programma di calcolo “CPeT-IT” (GeoLogismiki 2011) ha fornito i principali parametri di resistenza e deformabilità degli orizzonti (allegato A), permettendo di definire poi la successione stratigrafica di progetto.

Nella seconda parte, in base ai dati ricavati precedentemente e alle caratteristiche di sollecitazione derivanti dalla progettazione strutturale del capannone (Allegato B), sono stati dimensionati il plinti di fondazione. Come prima cosa è stato effettuato il dimensionamento geotecnico, effettuando tutte le verifiche prescritte dalle più recenti normative italiane (NTC2008; Circolare ministeriale 02.02.2009) , quindi calcolando la capacita portante (SLU.GEO) e cedimenti (SLE.GEO). Successivamente si è passati al dimensionamento strutturale, in ottemperanza alle normative italiane ed europee (NTC2008; EC3; EC8)

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Nella terza parte sono stati da prima illustrati i metodi di costruzione e dimensionamento delle pavimentazioni industriali in CLS, facendo riferimento principalmente alla normativa UNI 11146:2005. In seconda battuta si è passati al dimensionamento strutturale e geotecnico della pavimentazione che ha permesso di mettere in evidenza le problematiche legate ai cedimenti di queste opere se fondate su terreni compressibili, rispetto a quelli strutturali. Infatti se da una parte, l’elevato carico di esercizio al quale sono sottoposte queste opere, non crea particolari problematiche strutturali, dall’alta rende la progettazione geotecnica molto più complessa necessitato obbligatoriamente di opere atte alla riduzione dei cedimenti.

Nella quarta parte, è stato effettuato un raffronto economico su due differenti opere atte alla riduzione del cedimento, anticipata da un dimensionamento preliminare di entrambe.

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1. ANALISI TEORICA PRELIMINARE SULLA PROGETTAZIONE

Anche se impiegano circa il 10% di tutto il calcestruzzo prodotto nel paese, le pavimentazioni industriali in calcestruzzo sono troppo spesso considerate “fasi minori” della realizzazione di un edificio industriale. La errata progettazione o anche la scarsa attenzione alle problematiche specifiche di tali opere può portare a onerose contestazioni che coinvolgono l’impresa generale, l’impresa specializzata e il fornitore di calcestruzzo. Gli interventi di ripristino sono spesso problematici e comunque onerosi, in particolare se il danneggiamento si evidenzia quando l’edificio è già in esercizio.

Il pavimento, la cui importanza spesso viene sottovalutata, è invece un’opera principale della costruzione, che ne condiziona la funzionalità e la manutenzione in modo importante. Infatti i proprietari e gli utenti di un’opera in calcestruzzo, cosi come il pubblico in generale, sono molto sensibili al deterioramento dell’aspetto dovuto all’apparizione di fessure, soprattutto quando queste sono ben localizzate. E’ evidente che il disturbo provocato dall’apertura delle fessure è molto soggettivo ed è quindi difficile stabilire dei limiti di accettabilità estetica per l’ampiezza delle fessure, tanto più che tali limiti dovrebbero dipendere da numerosi fattori come il tipo di superficie del calcestruzzo a vista (superficie liscia, rugosa, scanalata), le condizioni di illuminazione, a la lontananza di un eventuale osservatore , la sua sensibilità alla percezione dei difetti e soprattutto la destinazione dell’opera. Per tutte queste ragioni le pavimentazioni industriali vengono dimensionate in calcestruzzo non armato ponendo proprio come limite massimo di tensione di trazione per flessione, che possono generarsi all’interno dell’opera, quello del calcestruzzo, in modo tale da garantire l’assenza di fessure sulla pavimentazione.

Tutte queste considerazioni tecniche, che hanno portato alla stesura delle normative che contengono i criteri di dimensionamento strutturale delle pavimentazioni in calcestruzzo, perdono completamente di efficacia nel momento in cui, non si ponga la dovuta attenzione all’aspetto geotecnico, perchè è ovvio che anche se la soletta di calcestruzzo è in grado si sopportare i carichi di esercizio garantendo il rispetto delle verifiche di esercizio strutturale, ma non lo è il supporto sottostante quindi il terreno presente in sito, si verificheranno dei cedimenti assoluti e

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differenziali che porterebbero immediatamente alla fessurazione della pavimentazione, rendendola inutilizzabile.

Si comprende facilmente che per le pavimentazioni in calcestruzzo ad uso industriale, la progettazione geotecnica e le opere di fondazione che ne discendono, assumono un ruolo chiave, soprattutto quando tali opere sono fondate su terreni comprimibili che presentano elevati cedimenti.

1.1 Approccio progettuale

Come descritto nei precedenti paragrafi, nel presente lavoro di Tesi è previsto il dimensionamento delle opere di fondazione della struttura in elevazione e della pavimentazione industriale. Si è scelto di rendere indipendenti le due opere di fondazione in modo tale da svincolare la sovrastruttura dalla pavimentazione industriale. Questo ha premesso di analizzare il comportamento della pavimentazione indipendentemente da altri fattori, mettendo in evidenza il suo comportamento geotecnico, permettendo poi di mettere in atto soluzioni atte alla riduzione dei cedimenti specificatamente per la sola pavimentazione, aventi quindi valenza generale come rimedio per queste opere.

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2 INDAGINI GEOGNOSTICHE

2.1 Generalità

La caratterizzazione geotecnica di un qualsiasi sito, necessaria per il livello di progettazione richiesto, comprende la definizione della stratigrafia, la determinazione delle caratteristiche di permeabilità, compressibilità e la determinazione dei parametri di resistenza meccanica di tutti i terreni presenti che, per caratteristiche di omogeneità, potranno essere suddivisi in orizzonti diversi. Per dedurre tali parametri è necessario predisporre un’adeguata campagna di indagini nell’ambito del volume significativo dell’opera.

La fase relativa alla scelta dei parametri meccanici e di deformabilità del terreno è di particolare importanza in quanto da essa dipende l'esito finale dell'analisi ed è quindi indispensabile che venga svolta con la necessaria attenzione e scrupolosità. Per raggiungere tale obiettivo e raccogliere le informazioni necessarie ci si avvale di prove di laboratorio su campioni indisturbati e/o rimaneggiati e di indagini in sito, le quali presentano entrambe una serie di vantaggi e svantaggi.

Per quanto riguarda le prove di laboratorio, se da un lato ci possiamo avvalere di condizioni al contorno ben definite, del controllo delle condizioni di drenaggio, della possibilità di imporre un determinato percorso di sollecitazione e di poter identificare esattamente la natura del materiale sottoposto alla prova, occorre però anche considerare il modesto volume del campione che non sempre risulta rappresentativo del comportamento del terreno in sito e degli inevitabili effetti di disturbo conseguenti al prelievo del campione stesso.

Per quanto riguarda le indagini in sito occorre invece sottolineare la possibilità di investigare un volume maggiore di terreno ottenendo una descrizione più o meno continua delle caratteristiche geotecniche con la profondità. In particolare poi, nel caso di terreni non coesivi (per i quali, come noto, non è fattibile il prelievo di campioni indisturbati), esse rappresentano l'unica possibilità per caratterizzare il deposito. Le condizioni al contorno di una prova in sito sono però di complessa individuazione, come incerte sono le condizioni di drenaggio e fortemente pronunciati i gradienti di tensione e deformazione indotti nel terreno circostante, per cui in definitiva ne risulta una non agevole interpretazione dei risultati e la necessità di

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ricorrere a correlazioni empiriche, messe a punto assumendo come parametri di riferimento a volte i dati di prove di laboratorio e talora i dati ricavati da analisi retrospettive.

Tenendo presente i vantaggi e gli svantaggi delle due classi di prove (di laboratorio e in sito) appare chiaro come possano esistere delle situazioni in cui il ricorso a una di esse sia decisamente preferibile all'altra, non è possibile però che una categoria sia in assoluto preferibile all'altra. Prove in sito e prove di laboratorio vanno infatti viste come due procedure complementari, che solo se praticate in parallelo possono accrescere la conoscenza della litologia sottostante e del comportamento dei terreni.

2.2 Tipologia, finalità e ubicazione delle indagini geognostiche

Le tipologie di indagini geognostiche previste dal programma di indagine sono:

• Sondaggi geognostici a carotaggio continuo

• Prove penetrometriche statiche CPTU con piezocono.

Il piezocono utilizzato è attrezzato per la misura contemporanea della pressione interstiziale in aggiunta alle misure di resistenza alla punta, all'attrito laterale e al controllo della verticalità.

• Prova penetrometrica CPTU/DPSH.

Tale prova è stata eseguita essenzialmente per controllo e taratura dei risultati delle CPTU. Contemporaneamente all’esecuzione della prova dinamica, nello stesso foro, è stata eseguita una prova penetrometrica statica tradizionale CPTU.

Lo scopo delle indagini suddette è la raccolta di informazioni sufficienti a consentire la realizzazione di un modello geologico–geotecnico.

In modo particolare la determinazione del modello geologico comprende:

- la definizione della stratigrafia di dettaglio attraverso le stratigrafie dei sondaggi, i risultati delle prove di laboratorio e delle prove CPTU.

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Per quanto riguarda il modello geotecnico occorre invece determinare:

- i parametri di resistenza al taglio dalle prove di laboratorio e dalle prove CPTU. Tali parametri, facendo riferimento al criterio di rottura di Mohr-Coulomb, per quanto riguarda gli orizzontamenti a carattere prevalentemente drenato consistono nell'angolo di attrito

f

' (o di resistenza al taglio) ed eventualmente nella coesione c'; mentre invece, per quanto riguarda gli orizzontamenti a carattere prevalentemente non drenato, consistono nella resistenza al taglio non drenata cu.

Le finalità dell’esecuzione dei sondaggi geognostici sono essenzialmente due: 1) La ricostruzione litostratigrafica del complesso dei terreni.

2) La determinazione dei parametri geotecnici dei terreni campionati tramite prove di laboratorio.

Sui campioni di terreno prelevati dai fori di sondaggio sono state eseguite prove di laboratorio che consistono in:

- determinazione del contenuto d'acqua naturale dei campioni e del peso specifico dei grani;

- analisi granulometrica;

- limiti di Atterberg (o limiti di consistenza);

- prove Triassiali consolidate e non drenate (TxCIU); - prove Edometriche.

Anche per quanto riguarda le prove penetrometriche statiche le finalità dell’esecuzione delle prove sono essenzialmente due:

1) La ricostruzione litostratigrafica del complesso dei terreni sottostanti il fondale. 2) La determinazione dei parametri geotecnici dei terreni attraverso correlazioni

empiriche.

Per quanto riguarda l’ubicazione di tutte le indagini svolte esse sono riportate sulla Tavole n°1 allegata e sulla figura situata in fondo al presente paragrafo.

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I sondaggio effettuato, identificato con le sigla S2, è stato effettuato in un punto intermedio tra le prove CPTU, in modo tale da poter essere rappresentativo per tutte e tre, fino a una profondità di 50 [m] sotto il piano di campagna.

Di seguito si allega la tabella con esplicitati la quota di partenza e di fondo foro.

SONDAGGIO QUOTA P.C. (m) QUOTA FONDO FORO (m)

S2 +0.00 -47.00

Le prove pentrometriche contrassegnate denominata: CPT UMI 1-CPTU-12, CPT UMI 1 CPTU-14, CPT UMI 1-CPTU-16; sono state eseguite opportunamente distribuite sul lotto di indagine. Di seguito si allega la tabella con esplicitati la quota di partenza e di fondo prova delle varie prove effettuate e le ubicazioni delle stesse (Figura 2.1).

PROVA QUOTA P.C. (m) QUOTA FONDO PROVA (m)

CPTU 12 +0.00 -31.36

CPTU 14 +0.00 -29.28

Figura 2.1 – Ubicazione dei sondaggi e delle prove in sito effettuate azione dei sondaggi e delle prove in sito effettuate nell’area ex Saint Gobain

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2.3 Tecniche e modalità di esecuzione delle indagini geognostiche

2.3.1 Sondaggio meccanico a carotaggio continuo

I materiali estratti dal carotiere nel corso del sondaggio sono sistemati in apposite cassette catalogatrici in PVC, munite di scomparti divisori (Figure 2.3;2.4). Su ciascuna cassetta sono stati indicati in modo indelebile il numero del sondaggio, il numero progressivo della cassetta relativa a quel sondaggio, la profondità di riferimento e all'interno delle cassette stesse, anche i tratti in cui è stato eseguito il prelievo di campioni indisturbati.

Per quanto riguarda le tecniche di campionamento, nel caso in esame è stato utilizzato un campionatore Osterberg a pistone. Esso appartiene alla famiglia dei campionatori “fissi o stazionari” ed è il più utilizzato tra quelli ad azionamento idraulico. Il campionatore Osterberg è costituito da un pistone mobile,solidale al tubo di prelievo, che scorre sull'asta interna che collega la testa del campionatore al pistone fisso. La pressione sul pistone mobile viene esercitata attraverso le aste di collegamento (campionatore-superficie), con acqua in pressione. Uno sfiato posto sull'asta di collegamento testa campionatore-pistone fisso appena sopra al pistone fisso, permette l'azzeramento della pressione a fine corsa. Durante il campionamento bisognerà operare in modo che l'avanzamento a pressione sia continuo (senza interruzioni) ed il più rapido possibile onde minimizzare l'entità dei disturbi, particolarmente nel caso dei terreni coesivi di bassa consistenza. Questi campionatori se correttamente usati consentono di ottenere nei terreni coesivi alti gradi di qualità.

Nella pagina seguente sono riportate alcune foto dimostrative di campioni estratti con i metodi descritti.

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Figura 2.3 – Cassetta catalogatrice (immagine indicativa presa il letteratura)

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2.3.2 Prova penetrometrica CPTU/DPSH

La prova penetrometrica dinamica continua (dinamic probing, DP) consiste nell’infiggere verticalmente nel terreno una punta conica posta all’estremità inferiore di una batteria di aste, misurando il numero di colpi N necessari a far avanzare la punta per tratti consecutivi di lunghezza standard (δ).

Tale penetrometro, permette l’esecuzione sia della prova CPTU standard che della prova DPSH.

L’infissione, per la prova DPSH, avviene mediante battitura di un maglio di dato peso che viene fatto cadere liberamente da un’altezza prefissata a ritmo costante sulla testa di battuta appoggiata sopra l’ultima asta. I colpi necessari alla penetrazione di ciascun tratto di terreno rappresentano la resistenza alla penetrazione della punta conica.

L’elaborazione dei dati ottenuti dalla prova, la loro interpretazione e visualizzazione grafica, consentono la determinazione qualitativa e la parametrizzazione degli strati di terreno attraversati. L’indagine penetrometrica dinamica permette inoltre di riconoscere con buona precisione la consistenza del terreno.

Molto più significativa risulta essere la prova CPTU standard eseguita. In generale le prove penetrometriche CPTU standard, consistono nell'infiggere, ad una velocità costante di 20 mm/s, una punta di dimensioni normalizzate avente un diametro di 36 mm ed un angolo di apertura del cono di 60°.

Utilizzando il piezocono, cioè questa punta strumentata elettricamente, è possibile ottenere ottimi risultati dalle prove statiche, sia in termini di precisione delle misure che in termini di frequenza di campionamento dei dati. Con il piezocono adottato è infatti possibile acquisire, durante il movimento continuo di spinta, la resistenza alla punta qc e l'attrito laterale fs ad ogni centimetro di profondità.

Il piezocono, cioè il penetrometro statico a punta elettrica, è dotato di un elemento poroso di ceramica fine o di acciaio, detto filtro, di norma posto alla base della punta conica, ed è proprio attraverso il filtro che è possibile misurare e registrare, oltre ai parametri di resistenza alla penetrazione, qc e fs, anche la pressione

interstiziale, u2, sia durante l’avanzamento sia a penetrometro fermo (Figura 2.6). La

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Figura 2.6 – Schema tipo di un piezocono

La possibilità di misurare la pressione interstiziale ha considerevolmente aumentato la capacità interpretativa della prova nei terreni saturi. Infatti, durante la penetrazione alla velocità di 2 cm/s, nei terreni granulari e permeabili la rottura avviene in condizioni drenate, senza sensibili variazioni della pressione interstiziale, e quindi la pressione misurata dal piezometro coincide con quella in sito ( u2 = u0),

mentre nei terreni a grana fine e poco permeabili, si generano sovrappressioni interstiziali, Δu, e quindi viene misurata la pressione u2 = u0 + Δu.

Poiché inoltre la sensibilità dello strumento alla variazione delle pressioni interstiziali è molto alta in quanto non risente di effetti di scala, è possibile identificare anche sottili lenti di terreno con diversa permeabilità, la cui presenza può essere decisiva nella stima dei tempi di consolidazione.

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3. COSTRUZIONE DEL MODELLO GEOLOGICO-GEOTECNICO 3.1 Introduzione

La definizione del profilo geologico-geotecnico con i relativi parametri è una fase fondamentale nella risoluzione di un qualsiasi problema geotecnico. Questa fase, se non viene svolta con la dovuta attenzione e scrupolosità, è spesso all'origine dei maggiori insuccessi. La prima fonte di informazione per arrivare alla definizione del modello è sicuramente costituita dalla esecuzione di una valida campagna di indagini (indagini in sito e in laboratorio trattate nei precedenti capitoli).

Obiettivo del presente lavoro risulta quello di omogeneizzare il più possibile le stratificazioni presenti e renderla così fruibile ai fini ingegneristici. Per maggiore chiarezza dei dati forniti, si descrive nel proseguo i programmi ed i procedimenti utilizzati dal laboratorio di analisi attraverso i quali è stato possibile elaborare i dati dei campioni e delle prove effettuate in sito e fornirci i seguenti risultati.

3.2 Costruzione del modello geologico-stratigrafico

La costruzione del modello geologico-stratigrafico è basato sulla interpretazione dei risultati forniti dal laboratorio, che ha elaborato i dati attraverso il programma di calcolo per l’interpretazione dei dati ricavati dalle prove CPTU denominato “CpeT-IT”, prodotto e distribuito da un’azienda americana specializzata in software geotecnici chiamata “GeoLogismiki”, attraverso il quale l’azienda “Geoservizi s.n.c.” ha potuto

3.2.1 Utilizzo delle prove penetrometriche CPTU ai fini stratigrafici

In qualsiasi lavoro di caratterizzazione geologica, anche se in maniera sommaria, già il semplice esame del profilo della resistenza alla punta qc delle prove

penetrometriche statiche consente la definizione qualitativa degli orizzonti stratigrafici del sottosuolo. In particolare, a stratificazioni di terreni incoerenti, corrisponde un tipico andamento di qc con valori elevati e marcatamente variabili. Invece a

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stratificazioni di terreni a grana fina corrispondono resistenze relativamente ridotte e ad andamento uniforme.

E’ quindi possibile utilizzare la prova CPTU per ottenere un buon riconoscimento dei terreni utilizzando anche il rapporto Friction ratio: Rf (%) = fs/qt x

100. Cioè il rapporto fra resistenza laterale e resistenza totale alla punta qt della prova

effettuata. In particolare a valori bassi di tale rapporto percentuale corrispondono i terreni incoerenti ed a un valore alto corrispondono i terreni coesivi.

Le figure sottostanti mostrano tutti i risultati delle prove CPTU relative al valore di qt e Rf (%) ottenuti per ogni verticale di prova e che quindi possono già dare un’idea,

anche se parziale, della litologia.

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25

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3.2.2 La stratigrafia sulla base dei sondaggi effettuati

Altro mezzo di indagine utilizzato per la definizione della litologia del sottosuolo corrisponde all’utilizzo dei sondaggi. Principalmente grazie a tale metodo e ai risultati di laboratorio sui campioni indisturbati, è stata fornita dalla Società “GEOSER s.c.r.l.” un esempio della successione stratigrafica sulla base delle perforazioni, ricavate dalla campagna di indagini.

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3.2.3 Il software “CpeT-IT” per l’interpretazione delle prove CPTU

In questo paragrafo verrà illustrato il metodo di funzionamento del programma utilizzato dal laboratorio di analisi per l’interpretazione delle prove CPTU.

CpeT-IT è un software per l'interpretazione dei dati ricavati dalle prove CPTU. Prodotto dalla “GeoLogismiki”, è stato sviluppato in collaborazione con la Gregg Drilling & Testing Inc., una delle principali compagnie nel settore delle prove in sito e con il professor Peter Roberts, co-autore di un esauriente testo sulle prove CPT (Robertson P. K., Campanella R. G., Gillespie D., Grieg J. (1986) - Use of Piezometer Cone Data. Proceedings of American Society of Civil Engineers, ASCE, “In Situ 86: Specialty Conference”, edited by S. Clemence, Blacksburg, June 23 – 25, Geotechnical Special Publication GSP No. 6, pp. 1263-1280.on). Nel programma vanno immessi i dati in ingresso, cioè tutta la serie di valori registrati dai sensori inseriti nel piezocono e salvati in formato excel su un pc direttamente collegato al macchinario sul campo. Una volta inseriti tali dati nel programma (Figura 3.1), “CpeT-IT” li elabora ed esegue le interpretazioni iniziali (basic interpretation) fornendo informazioni sul tipo di terreno (SBT- Soil Behaviour Type) e vari parametri geotecnici e geometrici del suolo, utilizzando l'approccio di Robertson et al. (1986).

Il programma effettua le prime elaborazioni basilari dei dati di partenza una volta inseriti i dati di input misurati durante le prove CPTU: la resistenza alla punta qc,

l'attrito laterale fs e la pressione dell'acqua u2 durante l'avanzamento, tutti espressi in

funzione della profondità. Essi comprendono la resistenza alla punta totale qt,

ricalcolata tenendo conto della presenza dell'acqua, il rapporto d'attrito Rf (Friction

ratio), la tensione efficace s'V0 e il valore normalizzato del Friction Ratio Fr. Di seguito si

riportano le formule utilizzate dal programma per eseguire queste prime elaborazioni dei dati di partenza:

( )

a u q q_t = _c+ ⋅1− _{[MPa] [3.1]} 100 ⋅ = t s f q f R _{[%] [3.2]} 0 0 ' 0 V u V =σ − σ [KPa] [3.3]

28

(

w

)

w z z u₀=

γ

⋅ − _{[KPa] [3.4]} 100 0 ⋅ − = V t s r q f F σ [%] [3.5]

dove a rappresenta il coefficiente di area netta del cono (net area ratio for cone), che il programma pone pari a 0.80 come valore di default, u0 è la pressione dell'acqua in sito

calcolata direttamente dal programma tenendo conto della profondità della falda zw e

del peso specifico gw dell'acqua e del terreno g.

Di seguito vengono mostrati i parametri geotecnici calcolati dal programma, come la densità relativa Dr (%), l'angolo di resistenza al taglio (Friction Angle) e la resistenza al taglio non drenata Su (Undrained Shear Strength), le cui formule vengono

di seguito riportate: Dr tn r C Q D2 = _[3.6]

(

)

(

)

(

)

n V a a V t tn q p p Q = −σ ₀ / ⋅ /σ'₀ [3.7] 15 . 0 05 . 0 381 . 0 ' 0 −       ⋅ + ⋅ = a V c p I n

σ

_[3.8]

(

) (

)

(

_{2 2}

)

0.5 1 log 1.22 log 47 . 3 − + + = t r c Q F I

(

)

kt v t u N q s = −σ 0 [3.9]

in cui Qtn è la resistenza alla punta normalizzata (n varia al variare di Ic), pa è la

pressione atmosferica ( pa = 0,1 Mpa), Cdr e Nkt sono rispettivamente la costante di

29

3.2.4 Costruzione della stratigrafia con “CpeT-IT”

Per ogni verticale d'indagine delle prove CPTU è stato fornito, dal laboratorio grazie all’utilizzo del software “CpeT.IT”, lo spessore e la tipologia di materiale riconosciuta dal programma in base all'interpretazione di Robertson et al.

Quindi i risultati delle prove CPTU sono stati utilizzati dal software per la ricostruzione del profilo stratigrafico del sottosuolo. Il programma della Geologismiki calcola l’indice (SBT) in funzione della resistenza alla punta Qt1 e del Friction Ratio Fr

precedentemente definiti ed in base al valore assunto da tale indice distingue tra i diversi strati di materiale.

Terreno sensitivo a grana fine (Sensitive Fine Grained) Terreno organico,torba (Organic Soil)

Argille (Clay)

Argille ed Argille limose (Clay e Silty Clay)

Limo sabbioso e limo argilloso (Sandy Silt e Clayey Silt) Sabbia limosa e limo sabbioso (Silty Sand e Sandy Silt) Sabbia e sabbia limosa (Sand e Silty Sand)

Sabbia (Sand)

I grafici sottostanti mostrano i risultati della ricostruzione del profilo stratigrafico, fornite dal laboratorio attraverso il programma, per ogni verticale di prova, attraverso le quali è stato possibile poi ricostruire la stratigrafia.

30

PROVA: UMI-1 CPTU-12:

PROVA: UMI-1 CPTU-14:

31

PROVA: UMI-1 CPTU-16:

3.2.5 Prove CPTU e Sondaggi: confronti ed interpretazione risultati

Come è possibile vedere, leggendo con attenzione i paragrafi precedenti, si notano delle differenze, a volte anche macroscopiche, fra la successione stratigrafica fornita dai sondaggi e quella data dall’elaborazione delle prove CPTU con il software “CPeT-IT” .

Questo fatto però non deve ingannare e soprattutto non deve far perdere di vista l’obiettivo finale di questa modellazione, che è quello di fornire una successione stratigrafica semplificata il più omogenea possibile, la quale permetta di elaborare una stratigrafia fruibile ai fini ingegneristici.

32

3.2.6 Il modello geologico-stratigrafico di riferimento

Per tutte le considerazioni svolte è stato necessario semplificare il modello stratigrafico fornito dalle prove in sito e dalle elaborazioni di laboratorio, cercando di ottenere stratificazioni orizzontali in modo tale da poter effettuare i calcoli di fondazione. La classificazione di riferimento così ottenuta risulta la seguente:

1) Orizzonte A: costituito da limo di medio bassa consistenza, con presenza non continua di sostanze organiche. Questo orizzonte raggiunge il suo spessore massimo, pari a 1,5m, in corrispondenza del punto di indagine della CPTU16 e tende ad assottigliarsi a partire dalla zona in cui è stato effettuato il sondaggio 2, fino a sparire in corrispondenza della zona di prova della CPTU12. Nel modello di progetto si assume che l’orizzonte A abbia uno spessore costante di 1 m.

2) Orizzonte B: costituito da argille debolmente limose poco consistenti e con presenza non continua di sostanze organiche. Questo orizzonte si estende dalla quota di -2,00 m (rispetto al p.d.c.) sino alla profondità di -7,50 m circa.

Lo spessore di questo strato tende a mantenersi sostanzialmente costante con andamento all’incirca orizzontale e parallelo a quello del piano di campagna. Nel modello di progetto si assume che l’orizzonte B abbia uno spessore costante di 1,5m e che sia interessato dalla presenza di sostanze organiche lungo tutto il suo spessore . Le ipotesi assunte nella definizione del modello di calcolo sono a favore di sicurezza seppure rimangano ragionevoli.

3) Orizzonte C: costituito da un’alternanza di limo sabbioso e sabbie limose di medio-bassa consistenza. Questo orizzonte si estende al disotto del precedente orizzonte B ed è possibile assumere uno spessore medio di 1,10 m.

4) Orizzonte D: si trova al di sotto dell’orizzonte C e presenta andamento grosso modo orizzontale costituito da argilla poco consistente con presenza di elementi organici e torbosi. Lo strato risulta di notevole spessore e si estende

33

per 12,20 m al di sotto dello strato C, si assume uno spessore cautelativo medio di 12,50 m.

5)Orizzonte E: orizzonte costituito da sabbie fini debolmente limose e mediamente addensate che si estende al disotto del precedente orizzonte C per uno spessore medio di 2,40 m.

6)Orizzonte F: orizzonte costituito da argille e argille limose mediamente consistenti che si estende al di sotto dell’orizzonte D per uno spessore medio di 6,60m.

7)Orizzonte G: orizzonte costituito da sabbie debolmente limosa da mediamente ad abbastanza addensate. Questo strato si torva subito al di sotto dell’orizzonte E, quindi con quota di partenza di -30,00 m rispetto al piano di campagna e si estende fino a fine quota di indagine.

34

35

3.3 Costruzione del modello geotecnico

Ricavato il modello geologico di riferimento, risulta fondamentale ottenere tutti i parametri di resistenza e di deformabilità propri di ogni orizzonte stratigrafico precedentemente definito. In pratica occorre ricavare il modello geotecnico.

Per fare ciò devono essere ricavati tutti i parametri di riferimento o tramite correlazioni dai risultati delle prove in sito o tramite le analisi di laboratorio per gli strati dove sono stati prelevati i campioni.

3.3.1 Risultati delle Prove penetrometriche CPTU

Come detto nei paragrafi precedenti i risultati delle prove CPTU sono state utilizzate dal laboratorio di analisi anche per la determinazione dei parametri di resistenza drenati (angolo di attrito f' ) e non drenati (resistenza al taglio non drenata Cu).

I parametri drenati sono stati forniti per tutti gli orizzonti presenti, mentre i parametri non drenati, invece sono stati forniti soltanto per lo strato B e lo strato C.

Inoltre i risultati di codeste prove sono stati interpolati per ricavare anche il peso di volume naturale ed il modulo edometrico degli strati

3.3.1.1 La resistenza a taglio non drenata “Cu”

La resistenza al taglio in condizioni non drenate, definita anche resistenza in termini di tensioni totali, rappresenta la resistenza del terreno che si può mettere in conto tutte le volte che si effettua una analisi di stabilità in condizioni non drenate e in termini di tensioni totali. Prima del 1940, per la determinazione della resistenza al taglio non drenata cu, si ricorreva esclusivamente a prove di laboratorio, in particolar

modo venivano utilizzate le prove triassiali non consolidate - non drenate (TxUU). Purtroppo l'affidabilità dei risultati di tali prove risulta piuttosto limitata. Infatti, la resistenza al taglio ottenuta da una prova TxUU è sensibilmente influenzata dall'inevitabile disturbo subito dal campione, che dipende da vari fattori quali, ad esempio, il tipo di campionamento e la profondità di prelievo. Occorre inoltre tener conto della scarsa rappresentatività di un campione: spesso i risultati di laboratorio

36

non mettono in luce il reale comportamento che un volume di terreno superiore può avere in sito, soprattutto nei casi in cui il terreno presenti una macrostruttura caratterizzata da fessure. Per tali motivi recentemente è stata posta attenzione sulla possibilità di ottenere le stesse informazioni da prove penetrometriche statiche, anche grazie alla notevole sensibilità degli strumenti attualmente utilizzati dotati di sofisticati sistemi di misura. Nonostante ciò l'uso della cu ricavata da prove penetrometriche

statiche nelle analisi di stabilità resta affetto da alcune incertezze. In primo luogo il problema della penetrazione statica (prova CPT) non può essere trattato come un problema di capacità portante poiché è diverso da un fenomeno di incipiente rottura. Inoltre è necessario mettere in conto non solo la non linearità del comportamento del terreno ma, dato che si tratta di un problema di grandi deformazioni, anche la non linearità di tipo geometrico. Considerando le difficoltà connesse con l'interpretazione dei risultati delle prove penetrometriche senza perdere di vista i suddetti aspetti, al fine di ottenere una stima della resistenza al taglio non drenata si fa in genere riferimento soluzioni teoriche comunque basate su ipotesi semplificative o a correlazioni empiriche del tipo:

vo u c c N c q = ⋅ +

σ

Per quanto riguarda il fattore Nc i dati di letteratura mostrano, per argille di

bassa e media consistenza, valori compresi tra 5 e 21 con andamento decrescente all'aumentare dell'indice di plasticità. Tale dispersione è imputabile a diversi fattori, quali errori nella misura di cu e qc, il trascurare la dipendenza della qc dalla profondità

e a causa delle diverse caratteristiche fisiche e meccaniche delle argille esaminate. Facendo invece riferimento alle indicazioni di Bjerrum (1972, 1973), si può assumere, indipendentemente dall'indice di plasticità, un valore di Nc mediamente pari a 14.

Si noti l'analogia tra la precedente espressione e quella utilizzata dal programma “CpeT-IT” (par. 3.2.3) per ricavare la resistenza al taglio non drenata che viene indicata con la dizione su (in letteratura si trova indistintamente indicata come cu

o su) per quegli strati di terreno riconosciuti dal software, in base alla classificazione

basata sull'indice SBT (vedi paragrafo 3.2.2) come argilla o argilla limosa. Il programma di calcolo, come già specificato al paragrafo 3.2.3, adotta un valore:

37 14 = = c k N N

In definitiva, il laboratorio di analisi, per il calcolo della coesione non drenata negli orizzonti coesivi o misto coesivo-granulare (B, C ed E) ha utilizzato la relazione sopracitata, presente nel software:

k v t

u q N

c =( −

σ

0)/

I risultati ottenuti sono riportati nella seguente tabella:

Orizzonti Cu [KPa]

B 46,4

C 37,0

38

3.3.2 L'Elaborazione dei Risultati delle Prove di Laboratorio

L'elenco delle prove di laboratorio effettuate sui campioni di terreno prelevati dai fori di sondaggio è già stato riportato al Capitolo 2. L'obiettivo di tali prove è quello di caratterizzare dal punto di vista geotecnico il terreno, per poterne successivamente verificare e valutare le caratteristiche meccaniche.

3.3.2.1 Classificazione dei campioni

Nel corso della campagna di indagini effettuata sono stati raccolti entro le cassette catalogatrici campioni rimaneggiati e tramite campionatore Ostenberg campioni indisturbati.

Attraverso analisi di laboratorio di vagliatura e sedimentazione si è cercato di individuare gruppi di terreni riconducibili a granulometrie simili, effettuando cioè una classificazione dei campioni. In pratica occorre individuare dei parametri significativi e distintivi per ogni gruppo in modo da stabilire un criterio convenzionale di riconoscimento. Il sistema di classificazione diventa così una sorta di linguaggio di comunicazione convenzionale, per identificare attraverso un nome il tipo di materiale e fornendo indirettamente, almeno a livello qualitativo, delle indicazioni sul comportamento del terreno. Tali analisi servono anche e soprattutto per confrontare e migliorare la classificazione geologica-stratigrafica individuata nei paragrafi iniziali del presente capitolo.

I sistemi di classificazione per granulometrie differenti sviluppati nel corso degli anni sono molteplici e la scelta deve essere valutata di volta in volta a seconda delle finalità ingegneristiche. Ad esempio, per classificare i terreni di fondazione, il sistema più utilizzato è il sistema USCS (Unified Soil Classification System)(Figura 3.7). L’Highway Research Board HRB (1942) propone invece un sistema di classificazione utilizzato principalmente nel campo delle costruzioni stradali o comunque per terreni utilizzati come materiale da costruzione. Tale sistema è stato anche adottato successivamente dalla American Association of State Highway and Trasportation Office (AASHTO), ed è inoltre riportato, con qualche modifica, dalle norme CNR-UNI 10006 (Figura 3.8).

39

40

41

Ai fini del presente lavoro si è ritenuto opportuno classificare i campioni secondo la norma ASTM D2488-84, la quale presenta le seguenti specifiche:

Classificazione ASTM D2488-84 Ghiaia (> 4,76 mm) %

Sabbia (4,76 - 0,075 mm) % Limo ed argilla (< 0,075 mm) %

Eseguite le indagini di laboratori, si sono potute costruire le granulometrie di ogni campione, e da esse individuare le frazioni granulometriche percentuali. Nelle pagine seguenti sono riportati grafici forniti dal laboratorio IGETECMA s.a.s.

L’analisi dei risultati forniti delle prove di laboratorio, attraverso i limiti di Atterberg (limite liquido LL e limite plastico PL), ci ha fornito l'indice di plasticità IP per i campioni indisturbati, che rappresenta l'intervallo di contenuto d'acqua in cui il terreno rimane allo stato plastico, pari a:

PL LL IP= −

I terreni coesivi sulla base della letteratura tecnica possono essere suddivisi sulla base dell’IP sopracitato secondo la seguente classificazione:

Figura 3.9 – Suddivisione dei terreni basata sull'indice di plasticità

I valori dell’indice di plasticità, che ci sono stati forniti dalle prove di laboratorio, sono riportati nei grafici seguenti secondo la ricostruzione di Casagrande.

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Carta di Plasticità strato “A”

43

Carta di Plasticità strato “B”

44

Carta di Plasticità strato “C”

45

Carta di Plasticità strato “D”

46

Carta di Plasticità strato “E”

47

Carta di Plasticità strato “F”

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3.3.2.2 Coesione e angolo di resistenza a taglio nei terreni coesivi

Il laboratorio di analisi, nel fornire i valori rappresentativi della coesione c' e dell'angolo di resistenza al taglio

f

' per ciascuno degli orizzonti coesivi presenti, ha effettuato prove TX-CIU. In particolare, per ogni strato, 3 prove con tensioni iniziali crescenti su altrettanti campioni indisturbati prelevati. Per ogni prova TX-CIU effettuata sono stati ricavati i valori di pressione efficace s1' e s3' corrispondenti al

rapporto s1'/s3' massimo, per ogni campione, attraverso le relazioni:

2 ' ' '=σ1+σ 3 s 2 3 1 σ σ − = t

Sono stati riportati poi, sul piano cartesiano s'-t, i tre punti rappresentativi, per un totale di 3n punti per ciascuna famiglia granulometrica analizzata, essendo n il numero di campioni appartenenti alla famiglia stessa. Dall'interpolazione di tali punti, come descritto il letteratura tecnica, si ottiene la retta di equazione:

' tan ' ' s

α

a t= +

Per analogia, tramite le relazioni:

' cos ' '

ϕ

a c= ϕ'=arcsen(tanα')

è possibile ottenere i valori della coesione e dell'angolo di resistenza al taglio e quindi, utilizzando come criterio di rottura quello di Mohr-Coulomb, la retta di inviluppo a rottura di equazione: ' tan ' ' σ ϕ τ =c+

Dalle due rette di regressione di cui sopra, il laboratorio ha fornito i seguenti valori della coesione e dell’angolo di attrito:

Strato C’ [KPa] f’ [°]

Limo argilloso organico (A) 14,8 23,9

Argilla debolmente limosa (B) 13,7 21,5

Sabbia Limosa e Limo Sabbiso (C) 12,1 28,5 Argillia con elementi torbosi (D) 11,6 18,7

Sabbia debolmente limosa (E) 10,3 25,7

Argilla e Argilla Limosa (F) 5,4 21,8

49

3.3.2.3 Peso di volume naturale nei terreni coesivi

Nei rapporti delle prove eseguite, si trovano i valori dei pesi dell'unità di volume naturale

g

, il peso dell’unità di volume secco

g

d e il peso specifico dei grani Gs.

Nella tabella seguente si riportano i valori sopracitati in relazione al numero di sondaggio, di campione e di profondità.

Strato Campione (n°) Profondità (m)

g

(KN/m3)

g

d (KN/m3) Gs (KN/m3) A C2 -3,0 19,4 15,3 26,45 B C3 -5,0 18,4 13,5 26,56 D C8 -13,0 15,9 9,6 26,88 F C17 -26,0 16,7 10,9 26,71

3.3.2.4 Parametri di compressibilità nei terreni coesivi

Per ottenere i parametri di deformabilità dei terreni coesivi sono stati utilizzati dal laboratorio di analisi i risultati delle prove edometriche.

Infatti la prova di compressione edometrica, a fronte di una notevole semplicità esecutiva permette di:

· determinare la relazione tensione-deformazione che caratterizza le proprietà di compressibilità e di rigonfiamento per effetto di variazioni di stato tensionale effettivo in condizioni monodimensionali (edometriche, o di deformazione trasversale impedita);

· determinare le caratteristiche che governano la variabilità di tali deformazioni nel tempo, per effetto dei fenomeni di consolidazione primaria e secondaria; · ricostruire la storia tensionale del deposito naturale da cui è stato prelevato il campione.

50

Per ricavare in pratica i valori di deformabilità cercati si è proceduto come segue:

Per ogni campione sul quale è stata effettuata la prova edometrica viene sempre allegato il diagramma in scala semilogaritmica tensioni-deformazioni nel piano (e - log s’z) e nel piano (e - log s’z). In ordinata sinistra quindi è rappresentato l’andamento

dell’indice dei vuoti in funzione della pressione verticale media efficace, mentre in ordinata destra è riportato l’andamento delle deformazioni assiali anch’esso in funzione della pressione verticale efficace. Per una migliore comprensione del procedimento svolto si allega un grafico tipico dell’andamento di un’argilla (Figura 3.21).

Figura 3.10 – Andamento tipico di un campione di argilla sottoposto a prova edometrica

Nel grafico si individuano tre tratti per la fase di carico: − un tratto iniziale a debole pendenza (punti 1-2).

− un tratto intermedio a pendenza crescente (punti 2-5).

− un tratto finale a pendenza maggiore e quasi costante (punti 5-8). - la curva di scarico (punti 8-11) ha pendenza minore e quasi costante.

Il grafico può essere interpretato tenendo conto della storia tensionale e deformativa subita dal provino di terreno. Il provino, quando si trovava in sito, era soggetto alla pressione litostatica. Durante il campionamento, l’estrazione, il trasporto, l’estrusione dal campionatore, ha subito una serie di disturbi inevitabili ed una

51

decompressione fino a pressione atmosferica in condizioni di espansione libera. A causa della decompressione il provino si è espanso e, a parità di contenuto in acqua, è diminuito il grado di saturazione e si sono generate pressioni neutre negative.

Una volta che il provino giunge in laboratorio viene fustellato con un anello metallico e inserito in una cella riempita d’acqua. Il provino inizia quindi ad assorbire acqua e trovandosi in condizioni di espansione laterale impedita tende a rigonfiare. A questo punto si inizia la fase di carico. Il tratto iniziale della curva di Figura (punti 1-2) corrisponde perciò ad un ri-compressione in condizioni udometriche, alla quale segue uno scarico (non rappresentato nel grafico) non edometrico. Perciò il primo tratto non è rettilineo, e comunque non ha pendenza eguale a quella del ramo di scarico.

Il secondo tratto della curva (punti 2-5) è marcatamente curvilineo e comprende il valore della pressione di consolidazione in sito detta pressione di preconsolidazione, la cui determinazione sperimentale viene di norma eseguita con la costruzione grafica di Casagrande, descritta nel seguito.

Il terzo tratto della curva di carico (punti 5-8) corrisponde ad una compressione edometrica vergine o di primo carico.

Figura 3.11 – Curva edometrica sperimentale semplificata

La pendenza del tratto iniziale è detta indice di ricompressione “Cr” (punti 1-4 Figura 3.10) e non è molto significativo per i motivi sopradetti. La pendenza del tratto successivo al ginocchio, ovvero alla pressione di consolidazione, è detta indice di compressione “Cc” (punti 4-8 Figura 3.10). La pendenza nel tratto di scarico tensionale è detta indice di rigonfiamento “Cs” (punti 8-11 Figura 3.10).

52

Per determinare questi valori è necessario individuare con sufficiente precisione il valore della pressione di preconsolidazione σ’c = σ’p.

Per determinare la pressione di preconsolidazione sono state proposte varie procedure, tra cui la più comunemente utilizzata e anche quella utilizzata nel presente lavoro, è quella di Casagrande, che prevede i seguenti passi:

Figura 3.12 – Metodo grafico di Casagrande per il calcolo della tensione preconsolidazione

1. Si determina il punto di massima curvatura (M) del grafico e-log σ'v

2. Si tracciano per M la retta tangente alla curva (t), la retta orizzontale (o) e la retta bisettrice (b) dell'angolo formato da t ed o

3. l'intersezione di b con la retta corrispondente al tratto terminale della curva di primo carico individua la pressione di preconsolidazione “σ'c”.

Considerate le difficoltà spesso esistenti nell'individuare il punto di massima curvatura, è utile confrontare sempre il valore di σ'c ottenuto, con i suoi possibili limiti

inferiore e superiore:

− il primo è rappresentato dall’ascissa del punto di intersezione tra la retta di ri-compressione e quella di compressione vergine (punto S);

− il secondo dall’ascissa del punto R a partire dal quale la relazione e-logσ' diventa una retta.

53

Confrontando il valore della σ’c determinato sperimentalmente, con la tensione

verticale efficace σ’v0 (calcolata) esistente in sito alla quota di prelievo del campione, si

determina il grado di sovraconsolidazione OCR del deposito in esame (nel punto di prelievo del campione).

Essendo i terreni mezzi particellari costituiti da grani solidi e vuoti, con i grani solidi praticamente incompressibili, ogni variazione di volume di un elemento di terreno corrisponde ad una variazione del volume dei vuoti. Inoltre, se il terreno è saturo, ovvero se tutti i vuoti sono riempiti d’acqua, essendo l’acqua praticamente incompressibile, una variazione di volume comporta un moto di filtrazione dell’acqua interstiziale: in allontanamento dall’elemento di terreno se il volume si riduce, in entrata nell’elemento se il volume aumenta.

Il processo di espulsione dell’acqua dai pori avviene quando, per effetto del carico applicato, si genera, all’interno di un certo volume di terreno, un campo di sovrapressioni neutre, Δu, variabile da punto a punto. La conseguente differenza di carico idraulico, rispetto alle condizioni di equilibrio, provoca l’instaurarsi di un flusso dell’acqua in regime transitorio dai punti a energia maggiore verso i punti a energia minore, e in particolare verso l’esterno della zona interessata dall’incremento delle pressioni interstiziali. Via via che l’acqua viene espulsa dai pori, le particelle di terreno si deformano e si assestano in una configurazione più stabile e con meno vuoti, con conseguente diminuzione di volume.

La velocità di questo processo dipende dalla permeabilità del terreno. L’entità della variazione di volume, dipende dalla rigidezza dello scheletro solido, cioè dalla struttura del terreno.

Escludendo le sollecitazioni di natura dinamica e riferendosi quindi solo al caso di carichi statici o quasi statici, nei terreni a grana grossa (ghiaie e sabbie), a causa della loro elevata permeabilità (k > 10-6 m/s), l’espulsione dell’acqua è praticamente istantanea e quindi anche la deformazione volumetrica. Nel caso dei terreni a grana fine (limi e argille), invece, a causa della loro scarsa permeabilità (k <10-6 m/s) l’espulsione dell’acqua dai pori con dissipazione delle sovrapressioni neutre, e quindi la deformazione volumetrica, risulta differita nel tempo. Questo fenomeno, caratterizzato da un legame tensioni-deformazioni tempo, viene indicato con il termine

54

“consolidazione”. Tale fenomeno fisico è espresso nei risultati delle prove edometriche del presente progetto tramite diagrammi accorciamenti-tempo (w- log t), in scala semilogaritmica, relativi ad ogni incremento di carico. Le curve sono composte di un tratto curvilineo, relativo al cosiddetto processo di consolidazione primaria, e di un tratto lineare, consolidazione secondaria, nella quale si manifestano deformazioni di tipo viscoso.

Per effetto di ciascun incremento di carico, la curva cedimenti-tempi sperimentale (Figura sottostante) è caratterizzata dalla presenza di tre diverse fenomenologie di cedimento:

- un Cedimento Immediato, w0: dovuto a svariate concause sperimentali (deformabilità finita del sistema di applicazione dei carichi, non perfetta saturazione di provino ed elementi drenanti, etc.)

- un Cedimento da Consolidazione Primaria, wc: cioè dovuto al processo idrodinamico, descritto dalla ben nota teoria di Terzaghi (1923), in cui deformazioni di volume e cedimenti sono associati a dissipazioni di sovrappressioni neutre Du;

- un Cedimento da Consolidazione Secondaria, ws: associato a deformazioni di volume che avvengono indipendentemente dalla variazione nel tempo della pressione neutra; queste possono essere dovute, tipicamente, a deformazioni viscose (o da ‘creep’) dei granuli (es. nei terreni ricchi di sostanze organiche) o dei contatti interparticellari (nel caso di terreni fini molto plastici), o ancora a rottura progressiva degli elementi (nel caso dei terreni a grana grossa con particelle fragili).

Poiché la curva di consolidazione sperimentale è caratterizzata dalla coesistenza di questi tre fenomeni deformativi, per dedurne il “coefficiente di consolidazione verticale cv” (che caratterizza il decorso della consolidazione primaria), è

necessario anzitutto ‘depurarla’ dell’assestamento iniziale, w0, e poi dell’aliquota di

cedimento variabile nel tempo dovuta agli ‘effetti secondari’. Questi si manifestano tra l’altro con la classica ‘coda’ con un asintoto obliquo.

La più diffusa procedura di interpretazione della curva cedimenti-tempi si deve a Casagrande ed è riassunta nella figura sottostante (Figura 3.24). Da questo metodo è possibile dedurre graficamente, oltre il coefficiente cv, anche l’aliquota wc del

cedimento totale dovuta al solo fenomeno di consolidazione idrodinamico ed il coefficiente di consolidazione secondaria, c_ae.

55

Figura 3.13 – Interpretazione grafica curva cedimenti-tempi di una prova edometrica

Dal punto di vista operativo ed analitico per ogni campione e per ogni incremento di carico sono stati calcolati:

1) Il valore del coefficiente di consolidazione verticale con la formula: 2 ₅₀

50 ( /2) )/

(T H t

c_v = ⋅ dove:

T50= 0,197 => Fattore di tempo al 50% della consolidazione

H = Altezza media del provino

t50= Tempo per il 50% della consolidazione

Nella formula sopra è presente il valore di H/2, in quanto il provino è doppiamente drenato cioè presenta drenaggio su entrambe le superfici inferiore e superiore.

2) Il valore del coefficiente di consolidazione secondaria con la formula: c_αε =(H₁−H₂/H₀)/log(t₂/t₁)

56

dove:

H0= Altezza iniziale provino

H1= Altezza provino istante 1

H2 = Altezza provino istante 2

t1= Tempo per H1

t2= Tempo per H2

Riassumendo ed esplicitando tutti i valori ricavati con i procedimenti sopraesposti, il laboratorio di analisi ci ha fornito i seguenti valori:

Valori dei parametri di compressibilità:

Valori per singolo campione Campione (n°) Profondità (m) Cr Cr’ Cc Cs

s'

p (KPa) C2 -3,0 0,0419 - 0,20765 0,07329 135,5 C3 -5,0 0,0427 - 0,27755 0,07851 69 C8 -13,0 0,0589 0,06999 0,50676 0,15484 90 C17 -26,0 0,0452 0,03298 0,28508 0,11698 82,2

Valori dei parametri di compressibilità e consolidazione utilizzati nel modello

geotecnico di riferimento:

Valori per ogni Strato Orizzontale Strato Profondità (m) Cr Cr’ Cc Cs

s'

p (KPa) A -3,0 0,042 - 0,208 0,073 135,5 B -5,0 0,043 - 0,277 0,078 69 D -13,0 0,059 0,07 0,507 0,155 90 F -26,0 0,045 0,033 0,285 0,117 82,2

57

3.3.4 Modello geotecnico di riferimento dei parametri di resistenza

Strato/Orizzonte Profondità [m] Cu [KPa] c’ [KPa] f’ [°]

g

[KN/m3]

Limo argilloso organico (A) -2 ; -3 / 14,8 23,9 19,4

Argilla debolmente limosa con sporadici elementi torbosi (B)

-3 ; -7,5 46,4 13,7 21,5 18,4

Sabbia limosa,limo sabbioso (C) -7,5 ; -8,5 37 12,1 28,5 16,1 Argille con tracce di elementi

torbosi (D)

-8,5 ; -21,5 45 11,6 18,7 15,9

Sabbia debolmente limosa (E) -21,5 ; -23 / 10,3 25,7 19,31

Argilla e Argilla limosa (F) -23 ;-29 / 5,4 21,8 16,7

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4. DIMENSIONAMENTO GEOTECNICO DEI PLINTI 4.1 Introduzione

Come noto dalla letteratura, le opere di fondazione hanno il compito di trasferire le sollecitazioni provenienti dalla struttura in elevazione al terreno. Tale trasferimento deve essere compatibile con la resistenza del terreno e le deformazioni che ivi si producono devono essere tali da non compromettere la stabilità e la funzionalità dell’edificio. Il trasferimento di queste sollecitazioni deve avvenire in modo tale da non superare la resistenza del terreno sul quale poggiano, inoltre le deformazioni che si vengono a produrre devono essere contenute entro precisi limiti stabiliti dalle normative in vigore, al fine di evitare che la struttura in elevazione perda la sua funzionalità. In particolar modo bisogna evitare che si creino abbassamenti differenziali, che sono i più pericolosi per il telaio, in quanto possono ingenerare sollecitazioni sugli elementi strutturali non previste in fase di progetto. Al contrario, un abbassamento uniforme della struttura, non inficia in modo significativo la stabilità della struttura, in quanto non essendoci deformazioni differenti tra i vari pilastri le sollecitazioni rimangono quelle di progetto.

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4.2 Scelta della tipologia di fondazione

La scelta del tipo di fondazione deve essere fatta in base alle caratteristiche del terreno, alle caratteristiche e all’economia dell’opera, alle interferenze con manufatti già esistenti.

In letteratura le fondazioni vengono comunemente distinte in:

• Fondazioni dirette: plinti, travi rovesce e platee che poggiano direttamente su un terreno superficiale o in prossimità della superficie idoneo a sopportare i carichi trasmessi dalla fondazione stessa.