Ing. Alessio Colombi, Ph.D.
Colombi & Roversi Associati
Studio di Ingegneria
[email protected]
www.crassociati.com
Operazione "Impariamo a
ricostruire"
rif. PA 2012-2511/RER
GLI INTERVENTI POSTSISMA
ASPETTI GEOTECNICI:
OPERE DI FONDAZIONE
SUPERFICIALI E PROFONDE
Ferrara, 9 maggio 2014
CONCETTI INTRODUTTIVI:
2
1
FONDAZIONI
DEFINIZIONE
FONDAZIONI
ELEMENTI DI COLLEGAMENTO TRA IL TERRENO E
LA SOVRASTRUTTURA, CONCEPITI PER RIPARTIRE
LE SOLLECITAZIONI PROVENIENTI
DALL’ELEVAZIONE SUL TERRENO IN MANIERA TALE
DA ASSICURARE IL RISPETTO DI DETERMINATI
REQUISITI
3
FONDAZIONI
CLASSIFICAZIONE
Superficiali
Profonde
D
D
B
D>10B
Plinti
Travi
Platee
B
D/B=13
Pozzi
DIRETTE O
SUPERFICIALI
D/B<1
PROFONDE
D/B>>1
B
Pali
Carichi trasmessi al terreno attraverso
la base della fondazione come tensioni
normali
Carico trasmesso al terreno anche
attraverso tensioni tangenziali sulla
4
superficie laterale
2
FONDAZIONI
REQUISITI PROGETTUALI
₪ SICUREZZA RISPETTO AD UN FENOMENO DI ROTTURA PER CARICO
LIMITE DEL TERRENO DI FONDAZIONE (SLU)
₪ LIMITAZIONE DEI CEDIMENTI ASSOLUTI E DIFFERENZIALI A VALORI
COMPATIBILI CON LA STATICA E LA FUNZIONALITÀ DELLA
SOVRASTRUTTURA (IN GENERE RISULTA IL PRINCIPALE VINCOLO
PROGETTUALE) (SLD)
₪ LO STATO DI SFORZO DELLA STRUTTURA DI FONDAZIONE DEVE
ESSERE COMPATIBILE CON I REQUISITI STRUTTURALI AFFERENTI LA
RESISTENZA DEI MATERIALI CHE LA COSTITUISCONO, L’INSORGERE DI
STATI DI FESSURAZIONE, LA DURABILITÀ DEI MATERIALI.
₪ LA SOLUZIONE PROGETTUALE ADOTTATA DEVE POTER ESSERE
REALIZZATA IN MODO SICURO E, PER QUANTO POSSIBILE, AGEVOLE.
₪ CRITERI DI ECONOMICITÀ (SENZA DEROGARE PERÒ AI PRECEDENTI
REQUISITI)
5
FONDAZIONI
FASI DEL PROGETTO
₪ Indagini, rilievi e prove volte alla caratterizzazione geotecnica
del sottosuolo.
₪ Determinazione dell’entità e della distribuzione dei carichi
agenti.
₪ Scelta del tipo di fondazione e della profondità del piano di posa
(in base alle caratteristiche del terreno e della sovrastruttura).
₪ Calcolo del carico limite di rottura del complesso terrenofondazione (SLU)
₪ Studio degli stati tensionali e deformativi conseguenti
all’interazione terreno-fondazione-sovrastruttura sotto l’azione dei
carichi di esercizio (calcolo dei cedimenti assoluti e differenziali –
SLD)
6
3
FONDAZIONI
FASI DEL PROGETTO
₪ Studio delle modalità esecutive e preparazione delle specifiche
tecniche (scavi, abbassamenti della falda, palificazioni, interventi a
presidio delle strutture adiacenti, tecniche esecutive).
₪ Piano dei controlli in corso d’opera ed eventualmente
monitoraggio in fase di esercizio (per verificare in fase di
realizzazione la rispondenza tra configurazione reale e previsioni
progettuali).
₪ Computo metrico e preventivo di spesa (utile anche per
eventuali scelte tra possibili soluzioni).
7
RIFERIMENTI NORMATIVI IN CAMPO GEOTECNICO
NORMATIVA EUROPEA
 UNI ENV 1997-1 (2006) Eurocodice 7: Progettazione geotecnica – Parte 1:
Regole generali
 UNI ENV 1997-2 (2007) Eurocodice 7: Progettazione geotecnica – Parte 2:
Indagini e prove nel sottosuolo
 UNI ENV 1998–1 (2005) Eurocodice 8 - Progettazione delle strutture per la
resistenza sismica - Parte 1: Regole generali, azioni sismiche e regole per gli edifici
 UNI ENV 1998–5 (2005) Eurocodice 8 - Progettazione delle strutture per la
resistenza sismica - Parte 5: Fondazioni, strutture di contenimento ed aspetti
geotecnici
NORMATIVA ITALIANA
D.M. 14 GENNAIO 2008- NORME TECNICHE PER LE COSTRUZIONI
(NTC08)
CIRC. MIN. INFRASTRUTTURE E TRASPORTI 2 FEBBRAIO 2009 N.
617. ISTRUZIONI PER L’APPLICAZIONE DELLE “NORME TECNICHE
PER LE COSTRUZIONI” DI CUI AL D.M. 14 GENNAIO 2008
8
4
RIFERIMENTI NORMATIVI – PROGETTAZIONE GEOTECNICA
IN CAMPO STATICO
D.M. 14 GENNAIO 2008- NORME TECNICHE PER LE COSTRUZIONI
Cap. 6: Progettazione Geotecnica
Par. 6.1: Disposizioni generali
Par. 6.4: Opere di fondazione
Par. 6.10: Consolidamento geotecnico di opere esistenti
Bozza Circolare C.S. LL.PP. Istruzioni per l’applicazione NTC 08
C6: Progettazione Geotecnica
C6.4: Opere di fondazione
9
RIFERIMENTI NORMATIVI – PROGETTAZIONE GEOTECNICA
IN CAMPO SISMICO
D.M. 14 GENNAIO 2008- NORME TECNICHE PER LE COSTRUZIONI
Par. 3.2: Azione sismica
Par. 3.2.2: Categorie di sottosuolo e condizioni topografiche
Par. 3.2.3: Valutazione dell’azione sismica
Cap. 7: Progettazione per azioni sismiche
Par. 7.11: Opere e sistemi geotecnici
Par. 7.11.3: Risposta sismica e stabilità del sito
Par. 7.11.5: Fondazioni
Bozza Circolare C.S. LL.PP. Istruzioni per l’applicazione NTC 08
C3: Azioni sulle costruzioni
C3.2: Azione sismica
C7: Progettazione per azioni sismiche
10
C7.11: Opere e sistemi geotecnici
5
LA CARATTERIZZAZIONE GEOTECNICA DEL SITO
IN CONDIZIONI STATICHE E SISMICHE
Cosa deve contenere la RELAZIONE GEOTECNICA?
Tutte le analisi inerenti il dimensionamento geotecnico
delle opere di fondazione
• Capacità portante di fondazioni superficiali e profonde
• Calcolo dei cedimenti di fondazioni superficiali e profonde
• Verifiche di stabilità e dimensionamento di opere di
sostegno
• Analisi di stabilità e calcolo dei cedimenti di rilevati in terra
(per es. accesso ai ponti)
• ……
11
OPERE DI FONDAZIONE: FONDAZIONI SUPERFICIALI
12
6
FONDAZIONI DIRETTE
TIPOLOGIE
TRAVI E PLINTI
GRATICCI E PLATEE
13
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008)
NEL DM 14.01.2008 IL PROGETTO DELLE FONDAZIONI DEVE ESSERE
CONDOTTO UTILIZZANDO APPROCCI DI CALCOLO AGLI STATI LIMITE
STATO LIMITE ULTIMO (SLU):
Condizione associata a fenomeni di collasso o ad altre
forme simili di rottura
Per es. rottura di una fondazione dovuta ad insufficiente
capacità portante
STATO LIMITE DI SERVIZIO (SLS):
Condizione associata alla perdita di alcuni o tutti i
requisiti di funzionalità della struttura
Per es. cedimenti eccessivi per l’utilizzo di una data
struttura
14
7
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008)
LA PROCEDURA DI PROGETTAZIONE AGLI STATI LIMITE
COMPORTA :
Definizione delle azioni (carichi agenti o spostamenti imposti)
Definizione delle proprietà del terreno (VALORI CARATTERISTICI) e
dei materiali della struttura
Definizione di valori limite per gli spostamenti tollerabili, apertura
delle fratture, vibrazioni sopportabili ...
Definizione dei modelli di calcolo da adottare per gli stati limite ultimi
e di servizio rilevanti per l’opera (che serviranno per la predizione
degli effetti delle azioni agenti e delle resistenze e deformazioni
indotte nel terreno dalle azioni)
Dimostrazione che nelle situazioni di progetto da analizzare gli stati
limite non saranno superati
15
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008)
Associati
STATI LIMITE ULTIMI SECONDO DM 14.01.08
STR: rottura o deformazioni eccessive degli elementi strutturali
GEO: rottura o eccessivi cedimenti del terreno
EQU: perdita di equilibrio (corpo rigido, es: plinti isolati con
momenti sollecitanti importanti, opere di sostegno a gravità)
UPL: sollevamento (indotto dalle sovrappressioni dell’acqua)
HYD: sifonamento ed erosione (gradienti idraulici)
16
8
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008)
STATI LIMITE ULTIMO PER RESISTENZA
STR - GEO
STR
GEO
17
SLU: CAPACITÀ PORTANTE DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI
18
9
SLU: CAPACITÀ PORTANTE DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI
CONDIZIONI DRENATE
19
CAPACITÀ PORTANTE DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI
Condizioni drenate
20
10
CAPACITÀ PORTANTE DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI
Condizioni drenate
21
CAPACITÀ PORTANTE DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI
Formula di Brinch-Hansen (statica) – Condizioni drenate
22
11
CAPACITÀ PORTANTE DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI
Condizioni drenate
23
CAPACITÀ PORTANTE DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI
Condizioni drenate
24
12
SLU: CAPACITÀ PORTANTE DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI
CONDIZIONI NON DRENATE
25
CAPACITÀ PORTANTE DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI
Condizioni non drenate
26
13
CAPACITÀ PORTANTE DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI
Condizioni non drenate
27
CAPACITÀ PORTANTE DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI
CONDIZIONI SISMICHE
28
14
CAPACITÀ PORTANTE DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI
Condizioni sismiche (Paolucci & Pecker 1997)
29
CAPACITÀ PORTANTE DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI
Condizioni sismiche (Paolucci & Pecker 1997)
30
15
CAPACITÀ PORTANTE DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI
Condizioni sismiche (Paolucci & Pecker 1997)
31
CAPACITÀ PORTANTE DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI
Condizioni sismiche (Paolucci & Pecker 1997)
32
16
CAPACITÀ PORTANTE DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI
Condizioni sismiche (Paolucci & Pecker 1997)
33
CAPACITÀ PORTANTE DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI
Condizioni sismiche (Eurocodice 8 Allegato F)
EC8
34
17
CAPACITÀ PORTANTE DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI
Condizioni sismiche (Eurocodice 8 Annesso F)
35
CAPACITÀ PORTANTE DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI
Condizioni sismiche (Eurocodice 8 Annesso F)
36
18
CAPACITÀ PORTANTE DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI
Condizioni sismiche (Eurocodice 8 Annesso F)
37
CAPACITÀ PORTANTE DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI
Condizioni sismiche
38
19
PROGETTO DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI
Condizioni sismiche
REGOLE GENERALI DI PROGETTO
UNICITÀ DELLA TIPOLOGIA DI FONDAZIONE
EVITARE L’ADOZIONE DI FONDAZIONI SUPERFICIALI PER ALCUNE
PARTI DELLA STRUTTURA IN ELEVAZIONE E FONDAZIONI SU PALI PER
ALTRE PARTI DELLA STESSA STRUTTURA
DIVERSE TIPOLOGIE DI FONDAZIONE POSSONO ESSERE ADOTTATE IN
UNITÀ STRUTTURALI DI UNA STESSA STRUTTURA MA FRA LORO
DINAMICAMENTE INDIPENDENTI
NO
SI
Giunto sismico
39
PROGETTO DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI
Condizioni sismiche
40
20
PROGETTO DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI
Condizioni sismiche
41
PROGETTO DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI
Condizioni sismiche
42
21
PROGETTO DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI
Condizioni sismiche
43
PROGETTO DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI
Condizioni sismiche
44
22
PROGETTAZIONE DI OPERE DI FONDAZIONE
SOGGETTE A SOLLECITAZIONI SISMICHE (DM 14.01.2008)
COLLEGAMENTI
ORIZZONTALI
TRA FONDAZIONI
A PLINTO
45
PROGETTO DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI
Condizioni sismiche
46
23
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE
COSA CAMBIA ?
F
Piano campagna
W
q=  D
Ipotesi: Fondazione
superficiale su terreno fine
D’
D
qagente
ALLE TENSIONI AMMISSIBILI IL CARICO DI PROGETTO AGENTE ERA:
VD = W+ F
AGLI STATI LIMITE IL CARICO DI PROGETTO AGENTE DIVENTA
VD = G x W+ Q x F
(ipotizzando che F sia un carico variabile e che W sia un carico
permanente)
47
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE
COSA CAMBIA ?
F
Piano campagna
q=  D
W
D’
D
qagente
ALLE TENSIONI AMMISSIBILI LA RESISTENZA DEL TERRENO ERA:
RD =A qlim = A [(2+)cu+D]
(A = area di base della fondazione; si sono trascurati per semplicità di
ragionamento i fattori correttivi nella formula di capacità portante)
AGLI STATI LIMITE LA RESISTENZA DEL TERRENO DI PROGETTO
DIVENTA
RD = (A [(2+) (cu,k/M)+q])
R
48
24
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA TRADIZIONALE
F
Piano campagna
q=  D
W
D’
D
qagente
qlim = (RD /A) ≥ VD/A=qagente
FS
FS
LA SICUREZZA È RACCOLTA NEL FATTORE DI SICUREZZA GLOBALE
DELLE VERIFICHE IN FONDAZIONE (FS=3 per fondazioni superficiali)
Non sono applicati coefficienti parziali sui carichi o sulle altre azioni
Non sono applicati coefficienti parziali sui parametri di resistenza
49
del terreno da utilizzare nelle verifiche
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008)
VERIFICA DELLA CAPACITÀ PORTANTE
VD  RD
CAPACITÀ PORTANTE
DELLA FONDAZIONE
CARICHI DI
NEI CONFRONTI DEI
PROGETTO APPLICATI
CARICHI AGENTI
NORMALMENTE ALLA
NORMALMENTE
ALLA
FONDAZIONE
BASE DELLA
FONDAZIONE
I fattori parziali aumentano l’entità delle azioni (per es. carichi della
sovrastruttura)e diminuiscono i parametri di resistenza del terreno (per es.
l’angolo di resistenza al taglio) ed il carico limite calcolato
Il Fattore di sicurezza globale usato alle tensioni ammissibili (FS=3) si50
suddivide in diversi fattori parziali
25
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008)
IL DECRETO PREVEDE IL CALCOLO DI DIVERSE ESPRESSIONI DI
VD E RD CHE SI DIFFERENZIANO IN FUNZIONE DI COME VENGONO
APPLICATI I FATTORI PARZIALI DI SICUREZZA TRA AZIONI,
PROPRIETÀ DEL TERRENO E MODELLI DI CALCOLO DELLA
RESISTENZA
USO DI DIFFERENTI APPROCCI ALLA PROGETTAZIONE
GEOTECNICA (DESIGN APPROACH – DA) CARATTERIZZATI DA
MODI DIVERSI DI COMBINARE ED UTILIZZARE I FATTORI PARZIALI
51
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008)
FATTORI PARZIALI SULLE AZIONI (F)
CARICHI
SIMBOLO
Effetto
Permanenti
Favorevole
Sfavorevole
Permanenti Favorevole
non
Sfavorevole
strutturali
Favorevole
Variabili
Sfavorevole
G1
G1
G2
G2
Qi
Qi
COMBINAZIONI
A1
A2
1.0
1.0
1.3
1.0
0.0
0.0
1.5
1.3
0.0
0.0
1.5
1.3
52
26
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008)
FATTORI PARZIALI SUI PARAMETRI DEL TERRENO (M)
PARAMETRO
DEL
TERRENO
SIMBOLO
COMBINAZIONI
M
M1
M2
Angolo di resistenza a
taglio (applicato a tan)

1.0
1.25
Coesione efficace (c’)
c’
1.0
1.25
Resistenza a taglio non
drenata (cu)
cu
1.0
1.4
Peso per unità di
volume ()

1.0
1.0
53
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008)
FATTORI PARZIALI SUL MODELLO DI CALCOLO DELLA
RESISTENZA PER LE FONDAZIONI SUPERFICIALI (R)
SITUAZIONE DI
CALCOLO (TIPO DI
RESISTENZA)
CAPACITÀ PORTANTE
SCORRIMENTO
SIMBOLO
R,v
R,h
COMBINAZIONI
R1
R2
1.0
1.8
2.3
1.0
1.1
1.1
R3
54
27
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008)
DA1 1a combinazione (DA1 C1)
Approccio alla progettazione 1
A1 + M1 + R1

55
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008)
DA1 2a combinazione (DA1 C2)
Approccio alla progettazione 1
A2 + M2 + R2

56
28
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008)
DA2
Approccio alla progettazione 2
A1 + M1 + R3

57
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE
Associati
COSA CAMBIA ?
LE AZIONI APPLICATE ALLA FONDAZIONE (carichi
permanenti e variabili) SONO MOLTIPLICATE PER UN
FATTORE DI SICUREZZA PARZIALE DI SICUREZZA (G;Q)
I PARAMETRI DI RESISTENZA DEL TERRENO (angolo di
resistenza a taglio, resistenza a taglio non drenata) SONO
DIVISI PER UN FATTORE PARZIALE DI SICUREZZA (M)
IL VALORE DELLA CAPACITÀ PORTANTE È DIVISO PER UN
FATTORE PARZIALE DI SICUREZZA (R)
OSS: LA NORMA PREVEDE CHE PER FONDAZIONI IN
TERRENI FINI IL CALCOLO DEBBA ESSERE CONDOTTO SIA
IN CONDIZIONI NON DRENATE SIA DRENATE
58
29
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008)
59
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008)
VERIFICA A SCORRIMENTO
Hd
Vd
Rp,d
Rd
CONDIZIONI DRENATE
CONDIZIONI NON DRENATE
Rd = V’d tan d
Rd = Ac cu,d
Rd = (1/R,h ) V’d tan k
Rd = (1/R,h ) Ac cu,k
Rd = (1/R,h ) V’k tan k
60
30
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008)
VERIFICA A SCORRIMENTO
Hd  Rd+Rp,d
SOMMA DELLA
RESISTENZA CHE SI
SVILUPPA ALLA BASE
DELLA FONDAZIONE
E DELLA RESISTENZA
LATERALE OFFERTA
DAL TERRENO
CARICHI DI
PROGETTO APPLICATI
PARALLELAMENTE
ALLA FONDAZIONE
61
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008)
VERIFICA EQUILIBRIO DI CORPO RIGIDO (SLU)
IMPORTANTE PER FONDAZIONI ISOLATE SOGGETTE A SIGNIFICATIVE
AZIONI ORIZZONTALI E MOMENTI FLETTENTI IN PRESENZA DI BASSI
SFORZI NORMALI (per es. plinti di torri eoliche, di cartelloni stradali o
pubblicitari, di pali di illuminazione, MA ANCHE PLINTI CAPANNONI
PREFABBRICATI SOGGETTI A SISMA)
h
N
Piano campagna
W
O
62
B
31
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008)
VERIFICA EQUILIBRIO DI CORPO RIGIDO (SLU)
FATTORI PARZIALI SULLE AZIONI (F)
CARICHI
SIMBOLO
Effetto
Permanenti
Favorevole
Sfavorevole
Permanenti Favorevole
non
Sfavorevole
strutturali
Favorevole
Variabili
Sfavorevole
G1
G1
G2
G2
Qi
Qi
EQU
0.9
1.1
0.0
1.5
0.0
1.5
63
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008)
VERIFICA EQUILIBRIO DI CORPO RIGIDO (SLU)
B
B
Ed  Mrib   Q ,sfav  (H  h)  R d  Mstab   G1,fav  (N  )   G1,fav  (W  )
2
2
Azione:
Momento Ribaltante
Resistenza:
Momento Stabilizzante
64
32
STATO LIMITE DI ESERCIZIO (SLE)
PER LE VERIFICHE DELLO STATO LIMITE DI ESERCIZIO IN GENERE I
VALORI DI PROGETTO DELLE AZIONI E DELLE PROPRIETÀ DEL
TERRENO SONO I CORRISPONDENTI VALORI CARATTERISTICI
(cioè non si applicano i fattori parziali di sicurezza)
Ed  E Frep , Xk , ad   Cd
65
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008) - SLE
VERIFICA STATO LIMITE DI SERVIZIO (CEDIMENTI)
I VALORI DI SOGLIA DEVONO ESSERE SPECIFICATI IN FUNZIONE
DELLA STRUTTURA IN ELEVAZIONE SUPPORTATA E VANNO
STABILITI IN ACCORDO AL PROGETTISTA STRUTTURALE
ED  Cd
Effetto dell’Azione (o
sollecitazione) di progetto 
es. cedimento indotto
Valori di soglia o limite
I FATTORI PARZIALI SONO ASSUNTI UNITARI
CEDIMENTI PERMANENTI COMPATIBILI CON LA SICUREZZA DELLA FONDAZIONE
66
E DELL’ELEVAZIONE E CON I REQUISITI DI FUNZIONAMENTO DELLA STRUTTURA
33
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008) - SLE
67
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008) - SLE
68
34
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008) - SLE
69
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008) - SLE
70
35
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008) - SLE
Distorsioni angolari limite secondo Bjerrum(1963)
71
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008) - SLE
72
36
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008) - SLE
73
Valori ammissibili di alcuni parametri di deformazione secondo Sowers(1962)
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008) - SLE
74
37
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008) - SLE
75
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008) - SLE
76
38
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008) - SLE
77
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008) - SLE
78
39
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008) - SLE
79
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008) - SLE
Aliquote del cedimento di una fondazione superficiale su terreni fini
s = cedimento totale (finale, a t
→ ∞)
s0 = cedimento immediato (a t
= 0)
sc = cedimento di
consolidazione (si sviluppa
nel tempo - t>0 - per effetto
della graduale disspazione
delle sovrappressioni
interstiziali e della
conseguente variazione di
tensioni efficaci)
ss = cedimento secondario (da
‘creep’, contemporaneo a sc)
80
40
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008) - SLE
Cedimenti di fondazioni su terreni fini saturi
Cedimento medio
(elastico/immediato)
fondazione rigida (Janbu
1956; Christian & Carrier
1978)
D
I1  f  
B
s0 
qB
 Iw
Eu
Iw  I1  I2
H L

I2  f  , , forma 
B
B


81
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008) - SLE
Cedimenti di fondazioni su terreni fini saturi
Cedimento di
consolidazione
Metodo di Terzaghi
82
41
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008) - SLE
Cedimenti di fondazioni su terreni fini saturi
83
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008) - SLE
Cedimenti di fondazioni su terreni fini saturi
Cedimento di
consolidazione
84
Metodo di Terzaghi
42
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008) - SLE
Cedimenti di fondazioni su terreni fini saturi
Cedimento di consolidazione
Correzione Skempton-Bjerrum (1957)
85
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008) - SLE
Cedimenti di fondazioni su terreni fini saturi
86
43
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008) - SLE
Cedimenti di fondazioni su terreni fini saturi – Cedimento secondario o viscoso
c si ricava da prove
edometriche
NB: ss è particolarmente significativo per
• terreni a grana fine organici
• terreni granulari con particelle fragili
(per es. piroclastici, micacei)
87
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008) - SLE
Cedimenti di fondazioni su terreni granulari – Metodo di Schmertmann 1970-78
88
44
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008) - SLE
Cedimenti di fondazioni su terreni granulari –Metodo di Burland&Burbidge 1984
89
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008) - SLE
Cedimenti di fondazioni su terreni granulari – Metodi elastici
90
45
PROCEDURA DI PROGETTAZIONE
GEOTECNICA AGLI STATI LIMITE (DM 14.01.2008) - SLE
Cedimenti di fondazioni su terreni granulari – Metodi elastici
91
OPERE DI FONDAZIONE: FONDAZIONI PROFONDE
92
46
CLASSIFICAZIONE TIPOLOGICA
INSTALLAZIONE SENZA
ASPORTAZIONE DI TERRENO
(infissi, battuti, a spostamento)
Con tubo forma prefabbricato e
gettati in opera
Prefabbricati
sezione
cava
acciaio
Il tubo-forma viene infisso nel terreno
per formare il foro per il palo
sezione
piena
cls cls acciaio legno
C.A.
Assemblati
mediante giunti in
acciaio e resina
epossidica
cls
acciaio
Tubo forma a
Tubo forma Tubo forma
perdere, chiuso in
chiuso in
aperto in
punta e riempito di
punta
C.A.P.
punta
cls
Tubo lasciato in Tubo recuperato
e viene gettato il
posizione e
Assemblati
cls
riempito di cls
mediante giunti
eventualmente
brevettati dal
Tubo a sezione
allargando
la
costruttore
costante o
93
base
rastremato
CLASSIFICAZIONE TIPOLOGICA
INSTALLAZIONE CON
ASPORTAZIONE DI TERRENO
(a sostituzione, trivellati)
Con perforazione a
percussione o
rotazione
Con o senza
tubazione di
rivestimento
Con o senza
fango
bentonitico
Con trivella ad
elica continua
(CFA) e malta o cls
iniettato
Con o senza
tubazione di
rivestimento
Medio e grande
diametro
Con
vibroinfissione di
un tubo forma
aperto, svuotato
all’interno e
recuperato
Medio e grande
diametro
Con o senza
allargamento
alla base
Piccolo, medio e
grande diametro
94
47
EQUILIBRIO DI UN PALO SINGOLO
95
96
Da Jamiolkowski, 2005
48
97
Da Jamiolkowski, 2005
CAPACITÀ PORTANTE DI UN PALO SINGOLO SOGGETTO A
CARICO ASSIALE
Qu  Qus  Qub
z L
Qus  D  us dz ; Qub
0
Qu = Carico ultimo (limite)
Qus = Carico limite laterale
Qub = Carico limite di base
us = Carico limite unitario
laterale
D 2
qub

4
qub = Carico limite unitario
di base
D = Diametro del palo
L = lunghezza del palo
98
49
Determinazione delle resistenze unitarie di calcolo per pali di fondazione
99
Resistenza laterale unitaria limite per pali a sostituzione in terreni fini
mediante correlazioni da risultati di prove in sito
(A)
S,U
PALI A SOSTITUZIONE IN TERRENI FINI
Cat
1
Equazioni
[kN/m2]
Note
s,u = f (qc)
s,u = αSPT + βSPT NSPT
Riferimenti
Vedi Figura 2
αSPT = 0 kPa
1
DA PROVE IN SITO
βSPT = 5.0 kPa
Bustamante e
Gianeselli (1982)
Shioi e Fukui (1982)
trivellazione con fango bentonitico:
αSPT = 10 kPa
limite:
βSPT = 3.3 kPa
s,u,max = 170 kPa
Decourt (1982)
per 3 < NSPT < 50
100
50
Resistenza laterale unitaria limite per pali a sostituzione in terreni fini
mediante correlazioni da risultati di prove in sito
101
Resistenza laterale unitaria limite per pali a sostituzione in terreni fini
mediante parametri geotecnici determinati da prove in sito o di laboratorio
(B)
Cat
PALI A SOSTITUZIONE IN TERRENI FINI
s,u = cu.
Metodo :
1
1
[FL-2]
=0.30.6
1
cu25kPa
25cu70kPa
cu70kPa
cu  25 kPa
25  cu 50 kPa
50 cu 75 kPa
cu 75 kPa







con medio=0.45
=0.7
=1-0.008(cu-25)
=0.35
=0.9
=0.8
=0.6
=0.4
1
1
Per cu < 150 kPa
Riferimenti
s,u,max =96 kPa
Skempton (1959)
pa
1
cu
pa
1
cu
  0.33  0.15 
pa
1
cu
pa
1
cu
 α = 0.55
 cu

 1.5 
 101

150 kPa < cu < 250 kPa    0.55  0.1  
Note
s,u,max =100 kPa
  0.29  0.19 
  0.31  0.17 
S,U DA PARAMETRI GEOTECNICI
Viggiani (1993)
  0.21  0.26 
1
-
AGI (1984)
Stas e Kulhawy
(1984)
Compressione
trazione
tutti
Chen e Kulhawy
(1994)
O’Neill e Reese
(1999)
102
51
Resistenza laterale unitaria limite per pali a sostituzione in terreni fini
mediante parametri geotecnici determinati da prove in sito o di laboratorio
 s,u (kPa)
140
120
100
80
Skempton 1959
60
Viggiani 1993
AGI 1984
40
Stas e Kulhawy 1984
Chen e Kulhawy 1994 C
20
O'Neill e Reese 1999
cu (kPa)
0
0
50
100
150
200
250
300
350
400
103
Resistenza laterale unitaria limite per pali a sostituzione in terreni
granulari mediante correlazioni da risultati di prove in sito
(C)
PALI A SOSTITUZIONE IN TERRENI GRANULARI
Cat
Equazioni
1
[kN/m2]
s,u = f (qc)
-
S,U
DA PROVE IN SITO
Note
Riferimenti
Fig. 4
Bustamante e Gianeselli (1982)
Sabbie e sabbie limose fig. 5
s,u,max = 100 kPa
Sabbie ghiaiose e ghiaie fig. 5
s,u,max = 136 kPa
rielaborazione del database di
Bustamante e Gianeselli (1982)
da Alsamman (1995)
Perforazione
- con tubo forma:
αSPT = 0 kPa0
βSPT = 1.8 kPa
s,u,max = 90 kPa
1
s,u =αSPT+βSPT NSPT
- con fango:
Gwizdala (1984)
αSPT = 0 kPa
βSPT = 3.0 kPa
s,u,max = 150 kPa
αSPT= 0 kPa
βSPT = 1 kPa
αSPT= 0 kPa
βSPT = 3.3 kPa
Findlay (1984)
Shioi e Fukui (1982)
Wright e Reese (1979)
104
52
Resistenza laterale unitaria limite per pali a sostituzione in terreni
granulari mediante correlazioni da risultati di prove in sito
105
Resistenza laterale unitaria limite per pali a sostituzione in terreni
granulari mediante parametri geotecnici determinati da prove in sito o di
laboratorio
(D) PALI A SOSTITUZIONE IN TERRENI GRANULARI Cat
-2
Equazioni [FL ]
S,U DA PARAMETRI GEOTECNICI
Note
Riferimenti
’cv    ’p
Chen e
K = 0.83K0 perforazione a secco
K = 0.67 0
Kulhawy
(1994)
perforazione con camicia
K = 0.92K0 perforazione con fanghi
  '
2
AGI (1984)
s,u = K σ’v0 tanδ K = 0.4 ÷ 0.7 decrescente con la profondità
  '
K = 0.5
sabbia sciolta
K = 0.4
sabbia densa
Viggiani
(1993)
’cv    ’p
Fleming et al.
(1992)
K = 0.7
sabbie (0.2  1.2):
NSPT > 15 colpi/0.3m
2
s,u = β σ’v0
NSPT < 15 colpi/0.3m
β = 1.5 – 0.245(z)0.5
N
  SPT 1.5  0.245  (z)0.5
15


NSPT > 15 colpi/0.3m
O’Neill e
Reese (1999)
sabbie e ghiaie (0.25  1.8):
β = 2.0 – 0.15(z)0.5
s,u,max = 200 kPa
106
53
Portata limite unitaria di base per pali a sostituzione in terreni fini
mediante correlazioni con i risultati di prove in sito
(E)
PALI A SOSTITUZIONE IN TERRENI FINI
Equazioni [MN/m2]
Cat
Note
qb,u = CPT qc
1
qb,u = SPT NSPT
Riferimenti
CPT =0.4
Argille tenere
qc < 1 MPa
Argille mediamente consistenti
1 < qc < 5 MPa CPT =0.35
Argille consistenti/sovraconsolid.
1
qb,u DA PROVE IN SITO
-
qc > 5 MPa
Gianeselli
CPT =0.45
SPT = 0.15 MPa
Argille
Bustamante e
(1982)
Shioi e Fukui
(1982)
107
Portata limite unitaria di base per pali a sostituzione e a spostamento in
terreni fini mediante parametri geotecnici determinati da prove in sito o di
laboratorio
(F) PALI A SOSTITUZIONE E A SPOSTAMENTO IN TERRENI FINI - qb,u DA PARAMETRI GEOTECNICI
Cat
Equazione [FL-2]
Note
2
qb,u = Nc cu + σv,L
Nc = 9 per L/D> 3
Riferimenti
Skempton (1951)
AGI (1984)
per argille OC fessurate
2
qb,u = (9cu + σv,L)Rc
2
qb,u = NC cu
D  0.5
con D[m]
2D
D 1
pali a sostituzione R C 
con D[m]
2  D 1
pali a spostamento R C 
NC = 9
API 2002
NC = 9 per penetrazione di 3D
NC = 6 per palo appena appoggiato
2
qb,u =
N*C
cu + σv,L
N*C = NC ζcs ζcd ζcr
da fig. 7
ζcs = 1.2
qb,u = N*C cu
(1992)
Kulhawy (1984)
fattore dio rigidezza
N*C = 1.33(ln Ir + 1)
2
Fleming et al.
fattore di forma
ζcd = f (L/D) fattore di profondità
ζcr = f (Ir)
Meyerhof (1983)
N*C = 9 se cu > 96 kPa
pali a sostituzione
O’Neill e Reese
(1999)
108
54
(G) PALI A SOSTITUZIONE IN TERRENI GRANULARI
Cat
Equazione [MPa]
-
qb,crit DA PROVE IN SITO
Note
Riferimenti
Bustamante e Gianeselli
1
qb,crit = CPT qc
Cedimento relativo: s/D = 5%
(1983)
CPT = 0.10 (molto densa)
Van Impe et al. (1988); De
CPT = 0.14 (mediamente densa)
s/D=10%
Beer (1988); Jamiolkowski
e Lancellotta (1988); Franke
CPT = 0.15 (molto densa)
(1991); Frank (1994);
CPT = 0.21 (mediamente densa)
Portata critica unitaria
di base per pali a
sostituzione in terreni
granulari, mediante
correlazioni con
risultati di prove in sito
Fioravante et al. (1995); Lee
e Salgado (1999)
s/D = 10% vedi fig. 8
1
qb,crit = f (qc)
valida per pali attestati per almeno 3D in strati
di spessore  6D
Alsamman (1995)
qb,crit,max = 3 MPa
s/D = 5%
1
qb,crit = SPT ωSPT NSPT
SPT = 0.065 MPa
SPT 
1.25
1
D
Reese e O’Neill (1988)
qb,crit,max = 4.9 MPa
s/D=10%
sabbia:
SPT = 0.08 MPa
Matsui (1993)
ghiaia:
SPT = 0.16 MPa
1
qb,crit = SPT NSPT
s/D=10%
sabbia:
SPT = 0.119 MPa
qb,crit,max = 5.7MPa
ghiaia:
SPT = 0.15 MPa
Gwizdala (1984)
qb,crit,max = 7.4MPa
sabbie limose:
SPT = 0.085 MPa
qb,crit,max = 4.2 MPa
109
Portata critica unitaria di base per pali a sostituzione in terreni granulari,
mediante correlazioni con risultati di prove in sito
110
55
(H) PALI A SOSTITUZIONE IN TERRENI GRANULARI Cat
Equazione [FL-2]
2
q b,crit  BK   ' D
qb,crit DA PARAMETRI GEOTECNICI
Note
Riferimenti
L

B K  f   'p , 
D

Fig. 9
Berezantzev
(1970)
s/D=0.120.20
2
q b,crit
E
s
 1.96  S 2 
1  D
ES
 0.1
E0
s/D=0.05
ES
 0.08
E0
s/D=0.10
Ghionna et al.
(1994)
Portata critica unitaria di base per pali a
sostituzione in terreni granulari, mediante
parametri geotecnici determinati da prove in
sito o di laboratorio
111
Resistenza laterale unitaria limite per pali a spostamento in terreni fini
mediante correlazioni da risultati di prove in sito
(I) PALI A SPOSTAMENTO IN TERRENI FINI
Cat
-
S,U DA CORRELAZIONI CON PROVE IN SITO
Equazione [kPa]
Note
Riferimenti
Bustamante e
1
s,u = f (qc)
Vedi Figura 10
Gianeselli
pali completamente a spostamento (battuti prefabbricati)
Shioi e Fukui
αSPT = 0 kPa - βSPT = 1.0 kPa
(1982)
(1982)
pali completamente a spostamento (battuti prefabbricati)
αSPT = 10 kPa 1
s,u =αSPT+βSPT NSPT
s,u,max = 170 kPa
βSPT = 3.3 kPa
3 < NSPT < 50 colpi/0.3m
Decourt
(1982)
pali a spostamento gettato in opera
αSPT = 0 kPa -
βSPT = 5 kPa
s,u,max = 150 kPa
αSPT = 0 kPa - βSPT = 10 kPa
Yamashita et
al. (1987)
Shioi e Fukui
(1982)
112
56
Resistenza laterale unitaria limite per pali a spostamento in terreni fini
mediante correlazioni da risultati di prove in sito
113
Resistenza laterale unitaria limite per pali a spostamento in terreni fini
mediante parametri geotecnici determinati da prove in sito o di laboratorio
(L)
Cat
PALI A SPOSTAMENTO IN TERRENI FINI
Metodo :
s,u = cu.
cu25kPa
1
1
1
[FL ]


=1-0.011(cu-25)
cu70kPa

=0.5
cu25kPa

=1.0
25cu50kPa

=0.85
50cu75kPa

=0.65
cu75kPa

=0.50
cu25kPa

=1.0
25cu50kPa

=0.80
50cu75kPa

=0.65
cu75kPa

=0.50
cu
1
 'v0


s,u = F  cu
Riferimenti
fig. 12
Tomlinson (1977)
s,u,max = 120 kPa
s,u,max = 100 kPa
 = f (cu,’v0)
F = f (L/D)
AGI (1984)
Pali in cls
AGI (1984)
Pali in acciaio
 c 
  0.5   u 
  'v0 
 c 
  0.5   u 
  'v0 
Viggiani (1993)
0.5
Olson e Dennis
1
(1982)
Randolph e
0.25
Murphy (1985)
1
 40 
  0.55  c u 0.3   'v0 0.3 

 L/D 
1
Note
=1.0
25cu70kPa
cu
1
 'v0
1
S,U DA PARAMETRI GEOTECNICI
 = f (cu)
1
1
-
-2
API 2002
0.2
Kolk e Ven der
Velde (1996)
fig. 13
Semple e Rigden
114
(1984)
57
Resistenza laterale unitaria limite per pali a spostamento in terreni fini
mediante parametri geotecnici determinati da prove in sito o di laboratorio
250
AGI 1984 accia io
 s,u (kPa)
 (-)
1.2
AGI 1984 cls
1
Randolph e Murphy 1985
200
Viggiani 1993
AGI 1984 acciaio
AGI 1984 cls
Randolph e Murphy 1985
'v0=400kPa
Viggiani 1993
0.8
'v0=200kPa
150
'v0=100kPa
0.6
'v0=400kPa
'v0=50kPa
100
'v0=20kPa
'v0=200kPa
0.4
'v0=10kPa
'v0=100kPa
'v0=50kPa
'v0=20kPa
'v0=10kPa
0.2
50
cu (kPa)
cu (kPa)
0
0
0
50
100
150
200
250
300
350
400
450
0
50
100
150
200
250
300
350
400
450
115
Resistenza laterale unitaria limite per pali a spostamento in terreni fini
mediante parametri geotecnici determinati da prove in sito o di laboratorio
Cat
Metodo β
s,u = K σ’v0 tanδ = β σ’v0 [FL-2]
Note
Riferimenti
Burland (1973)
2
  1  sen '  OCR 0.5  tan  '
2
  1  sen '   tan  '  0.25
2
  1.5  K 0  tan  'TD
Meyerhof (1976)
Flaate e Selnes
(1977)
argille NC
AGI (1984)
Francescon (1983)
116
58
(M)
PALI A SPOSTAMENTO IN TERRENI GRANULARI
-
Cat
Equazione [kPa]
Note
1
s,u = f (qc)
Fig. 14
qc < 10 MPa
S,U DA PROVE IN SITO
Riferimenti
Bustamante e
Gianeselli
(1983)
CPT =
qc 20 MPa
1
1
150
CPT =
1
200
 CPT  0.11  e  tan  '
s,u = CPT qc
Pali battuti
Sabbia molto sciolta
qc < 2 MPa
Sabbia sciolta
2  qc < 5 MPa
Sabbia media
5  qc < 15 MPa
Sabbia densa
15  qc < 25 MPa
Sabbia molto densa
qc > 25 MPa
pali battuti prefabbricati
Vesic (1977)
CPT =0.020
CPT =0.015
CPT =0.012
CPT =0.009
CPT =0.007
αSPT = 0 kPa
βSPT = 2.0 kPa
pali battuti prefabbricati
per 3 < NSPT < 50
1
s,u =αSPT+βSPT NSPT
Meyerhof
(1976)
Shioi e Fukui
(1982)
Decourt
(1982)
s,u,max = 170 kPa
αSPT = 0 kPa
βSPT = 5.0 kPa
pali battuti e gettati in opera
Viggiani
(1993)
AGI (1984)
αSPT = 10 kPa
βSPT = 3.3 kPa
pali battuti e gettati in opera
De Beer
(1985)
Resistenza laterale
unitaria limite per pali a
spostamento in terreni
granulari mediante
correlazioni da risultati di
prove in sito
Shioi e Fukui
(1982)
αSPT = 30 kPa
βSPT = 2.0 kPa
Yamashita et
al. (1987)
s,u,max = 200 kPa
pali battuti
αSPT = 0 kPa
βSPT = 2.0 kPa
s,u,max = 150200 kPa
AGI (1984)
117
Resistenza laterale unitaria limite per pali a spostamento in terreni
granulari mediante correlazioni da risultati di prove in sito
118
59
(N)
Cat
S,U DA PARAMETRI GEOTECNICI
PALI A SPOSTAMENTO IN TERRENI GRANULARI Equazione [FL-2]
Note
K=1,  = f (terreno, DR)
Riferimenti
API (2002)
Tab. 3
profilati acciaio:
tubo chiuso acciaio
 = 20°
 = 20°
cls prefabbricato:

K = 0.7 ÷ 1
K= 1 ÷ 2
3
'
4
K= 1 ÷ 2
3
'
4
K= 1 ÷ 2
cls gettato in opera
=
K= 1 ÷ 3
oss: limiti inferiori sabbia sciolta, superiori sabbia densa; pali
battuti
pali battuti acciaio
 = 20°
K = 0.5 ÷ 1

pali battuti cls pref.
2
s,u = K σ’v0 tanδ
pali battuti cls gettato in opera  = 
K= 1 ÷ 3
 = ’cv
pali infissi gettati in opera
K= 1
pali infissi con tubo forma lasciato in opera K= 1.2
oppure
K = 0.02 Nq
Nq=f (’p) Berezantzev (1970)
Tab. 4
Tab. 4
K = f (grado di spostamento, DR)
 = f (DR, ’c)
Fig. 15
Fig. 15
2
s,u = β σ’v0



AGI (1984)
Fleming et al.
(1992)
Stas e
Kulhawy
(1983)
Kulhawy et al.
(1983)
K/K0 = f (grado di spostamento)
/’ = f (materiale del palo)
’ =28°
’ =35°
’ =37°
Viggiani
(1993)
Resistenza laterale unitaria
limite per pali a
spostamento in terreni
granulari mediante
parametri geotecnici
determinati da prove in sito
o di laboratorio
=0.44
=0.75
=1.20
Kraft (1990)
Meyerhof
(1976)

 L  z 
 

 D 
  z    min    max   min   e 
con:
  0.03  0.07
max
q
 0.01  c  tan  'cv
 'v0
min  0.3  tan  'cv
Randolph et al.
(1994)
Randolph
(2003)
119
Portata limite unitaria di base per pali a spostamento in terreni fini
mediante correlazioni con i risultati di prove in sito
120
60
(P)
Cat
PALI A SPOSTAMENTO IN TERRENI GRANULARI
qb,u = CPT qc
da CPT:
qb,u = SPT NSPT
da SPT
-
qb,u DA PROVE IN SITO
[MPa]
Portata limite unitaria di base
per pali a spostamento in
terreni granulari mediante
correlazioni con i risultati di
prove in sito
Riferimenti
[MPa]
CPT = 1
(con ammorsamento>10D)
1
Pali infissi
1
Pali infissi
CPT = 0.30.4
1
Pali infissi
CPT = 0.4
1
Pali infissi
CPT = 0.91
1
Valida in terreni omogenei per pali infissi
SPT = 0.4 MPa
Meyerhof (1976)
sabbie
SPT = 0.45 MPa
Martin et al. (1987)
limi e limi sabbiosi
SPT = 0.35 MPa
Meyerhof (1976)
Bustamante e
Gianeselli (1983)
Randolph (2003)
White (2003)
White e Bolton
(2005)
Pali battuti
1
Pali battuti
1
1
sabbie
SPT =0.40 MPa
limi sabbiosi di riporto
SPT =0.25 MPa
limi argillosi di riporto
SPT =0.20 MPa
Shioi e Fukui (1982)
SPT =0.15 MPa
Pali infissi e gettati in opera
Yamashita et al.
qb,u,max =7.5 MPa
(1987)
SPT =0.30 MPa
L/D5:
1
Decourt (1982)
L/D5:
pali a punta chiusa
SPT = 0.1+0.04L/D MPa
pali a punta aperta
SPT = 0.06L/D MPa
Shioi e Fukui (1982)
Pali battuti
SPT =0.20 MPa
Limi e limi sabbiosi
1
Sabbie e sabbie limose
SPT =0.35 MPa
Sabbie ghiaiose
SPT =0.50 MPa
Ghiaie sabbiose e ghiaie
SPT =0.60 MPa
AGI (1984)
121
Portata limite unitaria di base per pali a spostamento in terreni granulari
mediante parametri geotecnici determinati da prove in sito o di laboratorio
(Q)
PALI A SPOSTAMENTO IN TERRENI GRANULARI
Cat
Equazione [FL-2]
2
qb,u = Nq σ’vL
2
qb,u = Nq σ’vL
2
qb,u = N* D  + N*q σ’vL
-
qb,u DA PARAMETRI GEOTECNICI
Note
Nq= f (, ’p, DR, litologia)
Riferimenti
Tab.5
valori limite su qb,u
Nq= f (’p, meccanismo di rottura)
N*
= 0.3 ζr N
Vedi Fig. 17(a)
N*q
= ζqr ζqs ζqd Nq
Vedi Fig. 17(b)
Ir 
Eu
indice di rigidezza
3  cu
Metodo iterativo Fig 19
2
qb,u = f (’cv, DR, σ’v)
Fig16
oppure
Abachi Fig 20
API (2002)
Lancellotta
(1987)
Kulhawy
(1984)
Fleming et al.
(1992)
122
61
Portata limite unitaria di base per pali a spostamento in terreni granulari
mediante parametri geotecnici determinati da prove in sito o di laboratorio
123
Portata limite unitaria di base per pali a spostamento in terreni granulari
mediante parametri geotecnici determinati da prove in sito o di laboratorio
124
62
Portata limite unitaria di base per pali a spostamento in terreni granulari
mediante parametri geotecnici determinati da prove in sito o di laboratorio
125
OPERE DI FONDAZIONE PROFONDE : CEDIMENTI
126
63
CEDIMENTO PALO SINGOLO
127
OPERE DI FONDAZIONE PROFONDE: CEDIMENTI
Palo soggetto a forze verticali
- stima attraverso relazioni empiriche
- metodo analitico approssimato
- metodo delle curve di trasferimento
- metodo BEM lineare
- metodo BEM non lineare
• Gruppo di pali
- metodo empirico
- metodo delle equivalenze
- winkler
- metodo dei coefficienti di interazione
128
64
OPERE DI FONDAZIONE PROFONDE: CEDIMENTI
Non linearità della relazione
carichi – cedimenti:
• Concentrazione sforzi
• scorrimenti all’interfaccia
129
CEDIMENTO DEL PALO SINGOLO: METODI
ANALITICI APPROSSIMATI
Fleming et al.
PALO RIGIDO
Palo rigido se
Ep
L
 0.25 
d
GL
130
65
CEDIMENTO DEL PALO SINGOLO: METODI
ANALITICI APPROSSIMATI
Fleming et al.
PALO
DEFORMABILE
131
CEDIMENTO DEL PALO SINGOLO:METODI
NUMERICI
Metodo agli elementi di contorno
132
Adatto all’introduzione di un legame elasto – plastico dell’interfaccia palo - terreno
66
CEDIMENTO PALI IN GRUPPO
• metodi empirici
• metodi delle
equivalenze (palo
equiv., piastra eq.)
• winkler
• metodi dei
coefficienti di
interazione
133
CEDIMENTO PALI IN GRUPPO
134
67
CEDIMENTO PALI IN GRUPPO
135
CEDIMENTO PALI IN GRUPPO
Metodo empirico (Mandolini et Al., 1997)
wgruppo = wsingolo·n·Rg
R = (n·s/L)0.5
136
68
CEDIMENTO PALI IN GRUPPO
Metodo empirico (Mandolini et Al., 1997)
Cedimento differenziale
w
R ds 
w gruppo
R ds ,max  0.36  R 0.32
137
CEDIMENTO PALI IN GRUPPO
138
69
OPERE DI FONDAZIONE: FONDAZIONI PROFONDE SOGGETTE A
CARICHI TRASVERSALI
139
PALI SOGGETTI AD AZIONI ORIZZONTALI:
CARICO LIMITE
RESISTENZA LIMITE DEL TERRENO
Distribuzione
Distribuzione definita da analisi semplificata secondo
teoriche e sperimentali
Broms (1964)
140
70
PALI CON ROTAZIONE IN TESTA IMPEDITA
(in terreni fini e granulari)
MECCANISMI DI ROTTURA
PALO CORTO
PALO INTERMEDIO
PALO LUNGO
IPOTESI
Carico applicato alla quota del p.c. (e=0)
Vincolo tale da impedire completamente la rotazione in testa
(la struttura di fondazione deve essere in grado di esplicare141
il
momento necessario)
PALI SOGGETTI AD AZIONI ORIZZONTALI:
CARICO LIMITE
PALI LIBERI DI RUOTARE IN TESTA IN TERRENI FINI:
PALO “CORTO”
Rottura provocata da una rotazione rigida del palo
Il valore della forza orizzontale limite H
dipende solo dalla geometria del problema (d,
L, e) e dalla resistenza del terreno (cu)
Il massimo momento flettente agente sul palo
è inferiore al suo momento di plasticizzazione
My  la resistenza strutturale della sezione
del palo non influenza il cinematismo di
rottura
142
71
PALI SOGGETTI AD AZIONI ORIZZONTALI:
CARICO LIMITE
PALI LIBERI DI RUOTARE IN TESTA IN TERRENI FINI:
PALO “LUNGO”
Il momento flettente massimo uguaglia o supera il momento di
plasticizzazione della sezione My
Il cinematismo di rottura avviene con la
formazione di una cerniera plastica ad una
certa profondità
Il valore della forza orizzontale limite H
dipende dalla geometria del problema (d, L,
e), dalla resistenza del terreno (cu) e dal
momento di plasticizzazione della sezione
My
143
PALI IN TERRENI FINI: PALO “CORTO”
RESISTENZA ORIZZONTALE LIMITE DI CALCOLO
144
72
PALI IN TERRENI FINI: PALO “LUNGO”
RESISTENZA ORIZZONTALE LIMITE DI CALCOLO
145
PALI IN TERRENI GRANULARI: PALO “CORTO”
RESISTENZA ORIZZONTALE LIMITE DI CALCOLO
146
73
PALI IN TERRENI GRANULARI: PALO “LUNGO”
RESISTENZA ORIZZONTALE LIMITE DI CALCOLO
147
PALI SOGGETTI AD AZIONI ORIZZONTALI:
SPOSTAMENTI INDOTTI
Terreno schematizzato come mezzo alla
Winkler (letto di molle orizzontali)
P  pd
P: Reazione del terreno per unità di lunghezza
del palo
d: diametro del palo
p  kh  y
kh: coefficiente di reazione del terreno
y: spostamento orizzontale
K  kh  d
K: modulo di reazione del terreno
148
74
PALI SOGGETTI AD AZIONI ORIZZONTALI:
SPOSTAMENTI INDOTTI
In genere, nell’ipotesi di terreno uniforme si assume:
kh costante con la profondità per terreni argillosi sovraconsolidati
kh linearmente variabile con la profondità per terreni argillosi
normalconsolidati e terreni sabbiosi
Per terreni fini kh è funzione della resistenza a taglio non drenata
Per terreni granulari kh è funzione della densità relativa
kh andrebbe calibrato caso per caso attraverso prove di carico su
pali soggetti ad azioni orizzontali
La soluzione del problema viene trattata con gli strumenti teorici
149
della trave su suolo elastico
PALI SOGGETTI AD AZIONI ORIZZONTALI:
SPOSTAMENTI INDOTTI
Terzaghi (1955)
Terreni fini
Jamiolkowski&Lancellotta (1977)
(Argille di Porto Tolle)
CIRIA (1984)
kh  (500  700) 
cu
d
cu Carichi di breve durata
d
(200  400) cu Carichi di lunga durata

kh 
3
d
kh  (200  400) 
150
75
PALI SOGGETTI AD AZIONI ORIZZONTALI:
SPOSTAMENTI INDOTTI
Terreni
granulari
Garassino et
Al. (1975)
151
OPERE DI FONDAZIONE PROFONDE :
CAPACITA’ PORTANTE DEI MICROPALI
152
76
SOTTOFONDAZIONI MEDIANTE RETICOLI DI MICROPALI
(Juran et al., 1999)
153
CLASSIFICAZIONE DEI MICROPALI IN BASE ALLA MODALITA’ DI
INIEZIONE
Bruce et Al., 1997
154
77
CLASSIFICAZIONE DEI MICROPALI
155
CLASSIFICAZIONE DEI MICROPALI
156
78
PALI TRIVELLATI DI PICCOLO DIAMETRO (Micropali)
PALO RADICE (TIPO B)
Perforazione
con tubo
Posizionamento
armatura (tubo, Riempimento
unica barra o
con malta
gabbia)
D=80÷250mm
Compressione
del getto
157
CLASSIFICAZIONE DEI MICROPALI IN BASE ALLA MODALITA’ DI
INIEZIONE
Bruce et Al., 1997
158
79
CLASSIFICAZIONE DEI MICROPALI
Pressione
≥1 MPa
Pressione
2-8 MPa
159
PALI TRIVELLATI DI PICCOLO DIAMETRO (Micropali)
PALO TUBFIX (TIPO D)
Perforazione
con sonda a
rotazione Inserimento
tubo finestrato
con valvole di
non ritorno
Formazione
di una
guaina in
malta
cementizia
Iniezione di
cls a forte
pressione
(20-40 atm)
D=85÷200mm
160
80
MICROPALI
FHWA, 2000
Bustamante & Doix 1985 – CCTG 1993
161
MICROPALI
FHWA, 2000
Bustamante & Doix 1985 – CCTG 1993
162
81
MICROPALI
FHWA, 2000
Bustamante & Doix 1985 – CCTG 1993
163
MICROPALI
FHWA, 2000
Bustamante & Doix 1985 – CCTG 1993
164
82
MICROPALI
FHWA, 2000
165
MICROPALI
FHWA, 2000
166
83
FHWA, 2000
MICROPALI
167
MICROPALI
FONDAMENTALE IMPORTANZA DELLE PROVE DI CARICO
COME BASE E VERIFICA DEL DIMENSIONAMENTO STANTE LA
SIGNIFICATIVA DIPENDENZA DALLE MODALITA’ ESECUTIVE E
DALL’INTERAZIONE CON LE CONDIZIONI DI SITO
LA PORTATA DI BASE E’ IN GENERE PARI AL 10-15%
DI QUELLA LATERALE
IN GENERE VIENE TRASCURATA NEL
DIMENSIONAMENTO
SE MESSA IN CONTO SI POSSONO IMPIEGARE LE
FORMULE PER PALI A SOSTITUZIONE
168
84
MICROPALI
Carico critico per instabilità dell’equilibrio elastico - Mascardi 1981
Pk  2    Earm  Jarm
  kh  D
D: Diametro del micropalo
kh: coefficiente di Winkler orizzontale
169
MICROPALI
Cedimento verticale (Poulos&Davis 1981) – metodo elastico

  Pmax
E  Lu
 Lu 

D
  0.5  Log 
D: Diametro del micropalo
Lu: lunghezza utile del micropalo (tratto iniettato nel terreno di
ammorsamento)
E: Modulo di Young del terreno di ammorsamento del micropalo
170
85
OPERE DI FONDAZIONE PROFONDE : VERIFICHE AGLI STATI LIMITE
(NTC08)
171
RESISTENZA ULTIMA A COMPRESSIONE DI
PROGETTO
RESISTENZA ULTIMA A
COMPRESSIONE DI PROGETTO
Rc,d
DA PROVE DI CARICO STATICHE
DALLE PROPRIETÀ MECCANICHE
DEL TERRENO DERIVANTI DALLA
CARATTERIZZAZIONE GEOTECNICA
DA PROVE DI CARICO DINAMICHE
172
86
REQUISITI PROGETTUALI
FONDAMENTALE IMPORTANZA DELLE PROVE DI
CARICO COME BASE DEI METODI DI PROGETTO
DELLE FONDAZIONI PROFONDE
UTILIZZO DI FATTORI DI CORRELAZIONE  PER
RICAVARE I VALORI CARATTERISTICI DELLA
RESISTENZA A COMPRESSIONE O A TRAZIONE DEI
PALI DIRETTAMENTE DAI RISULTATI DELLE PROVE
DI CARICO STATICHE O DALLE PROVE IN SITO
IL VALORE DEI FATTORI DI CORRELAZIONE 
DIPENDE DAL NUMERO DI PROVE DI CARICO
173
ESEGUITE O DAL NUMERO DI VERTICALI INDAGATE
STATO LIMITE ULTIMO
174
da Mandolini (2011)
87
STATO LIMITE ULTIMO
175
da Mandolini (2011)
RESISTENZA ULTIMA A COMPRESSIONE DA
RISULTATI DI INDAGINI GEOTECNICHE
PROCEDURE DI PROGETTO CON DA1 E DA2:
“PROCEDURA DEL PALO MODELLO”
A
Si determina la resistenza a compressione di calcolo
attraverso uno dei metodi presenti in letteratura geotecnica
a partire dai risultati delle indagini geotecniche di ciascun
profilo considerato
RESISTENZA DI
BASE CALCOLATA
R c ,cal  R b,cal  R s,cal
RESISTENZA
LATERALE
CALCOLATA
Il risultato Rc,cal sarebbe la resistenza prevista se il palo
fosse installato esattamente sulla verticale indagata
( palo modello)
176
88
STATO LIMITE ULTIMO
177
da Mandolini (2011)
STATO LIMITE ULTIMO
178
da Mandolini (2011)
89
STATI LIMITE PER LE FONDAZIONI PROFONDE
PERDITA DI STABILITÀ GLOBALE
SUPERAMENTO DELLA CAPACITÀ PORTANTE DEI PALI
SFILAMENTO O INSUFFICIENTE RESISTENZA A TRAZIONE
ROTTURA DEL TERRENO PER CARICHI ORIZZONTALI
ULS
ROTTURA STRUTTURALE DEL PALO
ROTTURA COMBINATA DEI PALI E DEL TERRENO
ROTTURA COMBINATA DELLA SOVRASTRUTTURA E DEL
TERRENO
CEDIMENTI ECCESSIVI
ULS o SLS
SOLLEVAMENTO ECCESSIVO
SPOSTAMENTO LATERALE ECCESSIVO
VIBRAZIONI INTOLLERABILI
SLS
179
AZIONI E SITUAZIONI DI PROGETTO
AZIONI DA CONSIDERARE IN FASE DI PROGETTO
CARICHI PERMANENTI E VARIABILI DERIVANTI
DALLA SOVRASTRUTTURA
MOVIMENTI DEL TERRENO
Cedimenti del terreno
ATTRITO NEGATIVO
Sollevamenti del terreno
Movimenti orizzontali del terreno
180
90
STATO LIMITE ULTIMO (GEO E STR)
CARICHI DI
PROGETTO
R = Resistenza SLU
(da prove di carico o
dalle proprietà del
terreno)
R
Rk =
Rk = Resistenza
caratteristica
Rd =

RESISTENZA
DI PROGETTO
Fd  Rd
R

Rk

 = Fattore di
correlazione
 = Fattore
parziale di
sicurezza
CONSIDERA LA VARIABILITÀ DEL TERRENO E GLI EFFETTI DI
INSTALLAZIONE DEL PALO
181
STATO LIMITE ULTIMO
182
da Franceschini (2011)
91
STATO LIMITE ULTIMO
183
RESISTENZA ULTIMA A COMPRESSIONE DA
RISULTATI DI INDAGINI GEOTECNICHE
PROCEDURE DI PROGETTO CON DA1 E DA2:
“PROCEDURA DEL PALO MODELLO”
C
I valori di progetto della resistenza a compressione (di
base e laterale) si ottengono applicando i fattori parziali:
R c ,d  R b ,d  R s,d 
FATTORE PARZIALE SULLA
RESISTENZA DI BASE
R b ,k R s,k

b
s
FATTORE PARZIALE SULLA
RESISTENZA LATERALE
184
92
STATO LIMITE ULTIMO
185
STATO LIMITE ULTIMO
186
93
STATO LIMITE ULTIMO
187
STATO LIMITE ULTIMO
188
94
RESISTENZA ULTIMA A COMPRESSIONE DA
RISULTATI DI INDAGINI GEOTECNICHE
PROCEDURE DI PROGETTO CON DA1 E DA2:
“PROCEDURA DEL PALO MODELLO”
B
Ai valori medi e minimi di Rc,cal, Rb,cal, Rs,cal sono applicati
i fattori di correlazione 3 e 4 per considerare la variabilità
del terreno e delle resistenze calcolate all’interno del sito
Se la struttura di collegamento dei pali è sufficientemente rigida e
resistente da poter trasferire carico dai pali più deboli a quelli più
resistenti (EC7):
3
1.1
3  1.0
4
1.1
189
STATO LIMITE ULTIMO
190
da Franceschini (2011)
95
STATO LIMITE ULTIMO PALIFICATE
PALI IN GRUPPO
LA RESISTENZA A COMPRESSIONE DELL’INSIEME DEI
PALI DEVE ESSERE ASSUNTA LA MINORE DI:
SOMMA DELLA RESISTENZA A COMPRESSIONE DEI
SINGOLI PALI
RESISTENZA A BLOCCO (CALCOLATA COME UNICO
PALO DI GRANDE DIAMETRO)
191
OPERE DI FONDAZIONE PROFONDE : PLATEE SU PALI – PALI COME
RIDUTTORI DI CEDIMENTO (CENNI)
192
96
PLATEE SU PALI – PALI COME RIDUTTORI DEL
CEDIMENTO (CENNI)
193
da Mandolini (2011)
PLATEE SU PALI – PALI COME RIDUTTORI DEL
CEDIMENTO (CENNI)
194
da Mandolini (2011)
97
PLATEE SU PALI – PALI COME RIDUTTORI DEL
CEDIMENTO (CENNI)
195
da Mandolini (2011)
PLATEE SU PALI – PALI COME RIDUTTORI DEL
CEDIMENTO (CENNI)
196
da Mandolini (2011)
98
PLATEE SU PALI – PALI COME RIDUTTORI DEL
CEDIMENTO (CENNI)
197
FONDAZIONI PROFONDE IN ZONA SISMICA (CENNI)
198
99
FONDAZIONI PROFONDE IN ZONA SISMICA (DM 14.01.2008)
DEVONO ESSERE PROGETTATE PER RESISTERE ALLE SEGUENTI
SOLLECITAZIONI
FORZE INERZIALI
trasmesse dalla sovrastruttura
FORZE CINEMATICHE
derivanti dalla deformazione del terreno
circostante in seguito al sisma
199
FONDAZIONI PROFONDE IN ZONA SISMICA (DM 14.01.2008)
200
100
FONDAZIONI PROFONDE IN ZONA SISMICA (DM 14.01.2008)
201
FONDAZIONI PROFONDE IN ZONA SISMICA (DM 14.01.2008)
202
101
FONDAZIONI PROFONDE IN ZONA SISMICA (DM 14.01.2008)
203
da Mandolini (2010)
FONDAZIONI PROFONDE IN ZONA SISMICA (DM 14.01.2008)
204
da Mandolini (2010)
102
FONDAZIONI PROFONDE IN ZONA SISMICA (DM 14.01.2008)
205
da Mandolini (2010)
FONDAZIONI PROFONDE IN ZONA SISMICA (DM 14.01.2008)
206
da Mandolini (2010)
103
FONDAZIONI PROFONDE IN ZONA SISMICA (DM 14.01.2008)
207
FONDAZIONI PROFONDE IN ZONA SISMICA (DM 14.01.2008)
208
da Mandolini (2010)
104
FONDAZIONI PROFONDE IN ZONA SISMICA (DM 14.01.2008)
209
da Mandolini (2010)
FONDAZIONI PROFONDE IN ZONA SISMICA (DM 14.01.2008)
210
da Mandolini (2010)
105
FONDAZIONI PROFONDE IN ZONA SISMICA (DM 14.01.2008)
211
da Mandolini (2010)
FONDAZIONI IN TERRENI SOGGETTI A LIQUEFAZIONE
212
106
TERRENI LIQUEFACIBILI:
INTERVENTI DI CONSOLIDAMENTO DEL TERRENO
213
TERRENI LIQUEFACIBILI:
INTERVENTI DI CONSOLIDAMENTO DEL TERRENO
VIBROFLOTTAZIONE
COMPATTAZIONE DINAMICA
PALI INFISSI
JET-GROUTING
INIEZIONI CEMENTIZIE
DRENAGGI
COLONNE DI GHIAIA E SABBIA
VERIFICHE SUI PARAMETRI GEOTECNICI A
FINE TRATTAMENTO
214
107
TERRENI LIQUEFACIBILI:
INTERVENTI DI CONSOLIDAMENTO DEL TERRENO
(da Lai, 2009)
Vibroflottazione o vibrocompattazione
(colonne di sabbia addensata in terreni a
grana grossa)
215
TERRENI LIQUEFACIBILI:
INTERVENTI DI CONSOLIDAMENTO DEL TERRENO
(da Lai, 2009)
Compattazione dinamica
(terreni a grana grossa)
216
108
TERRENI LIQUEFACIBILI:
INTERVENTI DI CONSOLIDAMENTO DEL TERRENO
(da Lai, 2009)
Jet Grouting
217
TERRENI LIQUEFACIBILI:
INTERVENTI DI CONSOLIDAMENTO DEL TERRENO
218
109
TERRENI LIQUEFACIBILI:
INTERVENTI DI CONSOLIDAMENTO DEL TERRENO
219
TERRENI LIQUEFACIBILI:
INTERVENTI DI CONSOLIDAMENTO DEL TERRENO
220
110
TERRENI LIQUEFACIBILI:
INTERVENTI DI CONSOLIDAMENTO DEL TERRENO
221
TERRENI LIQUEFACIBILI:
INTERVENTI DI CONSOLIDAMENTO DEL TERRENO
222
111
TERRENI LIQUEFACIBILI:
INTERVENTI DI CONSOLIDAMENTO DEL TERRENO
Iniezioni di miscele cementizie
223
TERRENI LIQUEFACIBILI:
INTERVENTI DI CONSOLIDAMENTO DEL TERRENO
224
112
TERRENI LIQUEFACIBILI:
INTERVENTI DI CONSOLIDAMENTO DEL TERRENO
Iniezioni di miscele cementizie
225
TERRENI LIQUEFACIBILI:
INTERVENTI DI CONSOLIDAMENTO DEL TERRENO
Dreni verticali prefabbricati
226
113
TERRENI LIQUEFACIBILI:
INTERVENTI DI CONSOLIDAMENTO DEL TERRENO
(da Lai, 2009)
Vibrosostituzione
(colonne in ghiaia, sabbia o
malta cementizia in terreni fini)
227
TERRENI LIQUEFACIBILI:
TRASFERIMENTO DEL CARICO A STRATI CONSISTENTI
Faccioli 2003
228
114
TERRENI LIQUEFACIBILI:
TRASFERIMENTO DEL CARICO A STRATI CONSISTENTI
Faccioli 2003
229
FONDAZIONI PROFONDE IN ZONA SISMICA (DM 14.01.2008)
Associati
230
115
FONDAZIONI PROFONDE IN ZONA SISMICA (DM 14.01.2008)
Associati
231
Procedura di progetto
di pali in terreni
liquefacibili
(Madabhushi et al.
2010)
232
116
FONDAZIONI PROFONDE IN ZONA SISMICA (DM 14.01.2008)
Associati
233
FONDAZIONI PROFONDE IN ZONA SISMICA (DM 14.01.2008)
Associati
CARICHI ORIZZONTALI E MOMENTI
FLETTENTI LUNGO IL FUSTO DEL
PALO INDOTTI DA MOVIMENTI
LATERALI DI STRATI LIQUEFATTI
I COLLEGAMENTI TRA I PALI E LA
SOVRASTRUTTURA DEVONO
ESSERE IN GRADO DI ASSORBIRE
234
ROTAZIONI SENZA ROMPERSI
117
FONDAZIONI PROFONDE IN ZONA SISMICA (DM 14.01.2008)
Associati
POSSIBILI MECCANISMI DI ROTTURA
235
(AGI, 2005)
FONDAZIONI PROFONDE IN ZONA SISMICA (DM 14.01.2008)
Associati
SPOSTAMENTI
ORIZZONTALIDEL TERRENO
INDOTTI DAL TERREMOTO DI
PROGETTO (terreni stabili)
Azioni cinematiche
indotte dal sisma
Fratture lungo il
fusto di pali
causate da azioni
cinematiche
Terremoto
di
progetto
236
118
FONDAZIONI PROFONDE IN ZONA SISMICA (DM 14.01.2008)
(da Lai, 2009)
237
FONDAZIONI PROFONDE IN ZONA SISMICA (DM 14.01.2008)
(da Lai, 2009)
238
119
FONDAZIONI PROFONDE IN ZONA SISMICA (DM 14.01.2008)
(da Lai, 2009)
239
FONDAZIONI PROFONDE IN ZONA SISMICA (DM 14.01.2008)
(da Lai, 2009)
240
120
DETERMINA REGIONALE RIGUARDANTE I SITI COLPITI DA
LIQUEFAZIONE
Definisce le aree dei Comuni di S.Agostino e
Mirabello colpite da liquefazione
Indica gli interventi ammessi per il consolidamento
delle dei terreni
241
METODI DI INTERVENTO DI MITIGAZIONE DEL RISCHIO
LIQUEFAZIONE IN PRESENZA DI EDIFICI ESISTENTI
TRATTAMENTI ATTIVI
Si definiscono attivi quegli interventi che migliorano le proprietà
meccaniche dei terreni mediante azioni dirette quali addensamento o
cementazione
Qualunque intervento di miglioramento dovrà incrementare la resistenza
ciclica dei materiali trattati di una quantità almeno sufficiente a evitare il
ripetersi del fenomeno in caso di un sisma di entità paragonabile a quelli
del 20 e 29 Maggio u.s., avere un basso impatto ambientale, risultare il
meno invasivo possibile per le aree edificate, interessare superfici
limitate,non dovrà alterare (se non localmente in corrispondenza degli
edifici) il regime delle acque interstiziali di falda e il loro chimismo, e
dovrà avere caratteristiche stabili e permanenti nel tempo, ben
certificate. Durante i trattamenti gli edifici dovranno essere monitorati
topograficamente per registrare eventuali effetti indotti dagli stessi
242
121
METODI DI INTERVENTO DI MITIGAZIONE DEL RISCHIO
LIQUEFAZIONE IN PRESENZA DI EDIFICI ESISTENTI
TRATTAMENTI ATTIVI: Iniezioni di permeazione con miscele
leganti “permeation grouting”
Lo scopo della tecnica è generare una leggera cementazione o coesione
vera tra i grani del terreno facendo penetrare nei pori interstiziali una
miscela “legante” opportunamente calibrata (es. soluzioni o
sospensioni silicatiche). La cementazione provoca un aumento della
resistenza a liquefazione, una riduzione della permeabilità ed un
incremento della rigidezza
È necessaria una accurata scelta del prodotto da iniettare che non deve
spostare i grani di terreno (spiazzamento, fenomeni di claquage), ma
deve permearli. In genere le soluzioni o le sospensioni di silicati sono
altamente penetranti, mentre le miscele a base di cemento hanno un
campo di impiego limitato ai soli terreni a grana grossa
243
METODI DI INTERVENTO DI MITIGAZIONE DEL RISCHIO
LIQUEFAZIONE IN PRESENZA DI EDIFICI ESISTENTI
TRATTAMENTI ATTIVI: Iniezioni di permeazione con miscele
leganti “permeation grouting”
244
122
METODI DI INTERVENTO DI MITIGAZIONE DEL RISCHIO
LIQUEFAZIONE IN PRESENZA DI EDIFICI ESISTENTI
TRATTAMENTI ATTIVI: Iniezioni di compattazione “compaction
grouting”
La tecnica consente di ridurre l’indice dei vuoti di terreni granulari
mediante iniezioni di miscele cementizie che spiazzano il terreno
circostante che si compatta con conseguente incremento della
resistenza alla liquefazione, della rigidezza e riduzione della permeabilità
Una boiacca di malta viene pompata a pressioni elevate fino a 3.5 MPa
dal basso verso l’alto da tubi di acciaio infissi o trivellati nel terreno
secondo una griglia con interesse 1.5 – 3.0 m. Il volume di boiacca
immesso può variare dal 3 al 20% del volume di terreno trattato.
Le iniezioni di compattazione generano elementi colonnari “consolidati”
che hanno funzione portante se realizzati sotto le fondazioni di edifici
esistenti o di nuova costruzione; possono essere utilizzate per riportare
in piano edifici che hanno subito rotazioni anche significative; inoltre
rappresentano un ulteriore fattore di miglioramento delle proprietà 245
meccaniche del sottosuolo.
METODI DI INTERVENTO DI MITIGAZIONE DEL RISCHIO
LIQUEFAZIONE IN PRESENZA DI EDIFICI ESISTENTI
TRATTAMENTI
ATTIVI: Iniezioni di
compattazione
“compaction
grouting”
246
123
METODI DI INTERVENTO DI MITIGAZIONE DEL RISCHIO
LIQUEFAZIONE IN PRESENZA DI EDIFICI ESISTENTI
TRATTAMENTI PASSIVI
Qualora le metodiche di intervento di tipo “attivo” risultassero
eccessivamente onerose, giustificabili solo per particolari edifici, quali
quelli pubblici e strategici, ma poco estendibili ad ampie aree, potranno
essere presi in considerazione trattamenti di tipo passivo, i quali non
alterano le condizioni attuali dei terreni ma intervengono in maniera
passiva se il fenomeno dovesse riproporsi, riducendo il generarsi della
sovrappressione dell’acqua (IPS) o favorendo la dissipazione (dreni)
247
METODI DI INTERVENTO DI MITIGAZIONE DEL RISCHIO
LIQUEFAZIONE IN PRESENZA DI EDIFICI ESISTENTI
TRATTAMENTI PASSIVI: Parziale saturazione “Induced Partial
Saturation”, IPS
I terreni non saturi hanno una maggiore resistenza a liquefazione
rispetto a quelli saturi, perché generano minori sovrappressioni
dell’acqua interstiziale in caso di sisma. La parziale saturazione (IPS)
può essere indotta in terreni sotto falda come quelli in esame, mediante
tre tecniche recentemente sviluppate negli Stati Uniti e in Giappone: la
prima prevede la generazione di gas all’interno dell’acqua di falda
mediante processi di elettro-osmosi; la seconda consiste
nell’insufflaggio di gas direttamente nel terreno saturo; la terza prevede
l’iniezione di miscele contenenti soluzioni chimiche in grado di generare
minuscole bollicine di gas all’interno dei pori tra i grani di sabbia. In
questo modo un terreno saturo diventa parzialmente saturo, quindi più
resistente ai carichi ciclici
248
124
METODI DI INTERVENTO DI MITIGAZIONE DEL RISCHIO
LIQUEFAZIONE IN PRESENZA DI EDIFICI ESISTENTI
TRATTAMENTI PASSIVI: Parziale saturazione “Induced Partial
Saturation”, IPS
Le tecniche IPS sono molto meno costose rispetto alle tecniche di tipo
attivo, ma per essere utilizzate nei siti in esame, devono essere calibrate
mediante un campo prova; Le tecniche IPS sono ancora sperimentali,
ben caratterizzate con modelli di laboratorio, ma
ancora poco sperimentate sul campo
Per verificare il permanere della condizione di parziale saturazione, è
ritenuto necessario un monitoraggio periodico mediante la misura della
velocità di propagazione di onde elastiche di compressione nel terreno,
il cui valore è particolarmente sensibile al grado di saturazione.
Potrebbero, infine, essere richiesti periodici interventi di ripristino nel
caso il terreno si saturasse, per questo motivo le canne di iniezione
dovranno essere ben protette da rotture incidentali e risultare
249
accessibili e riutilizzabili nel corso degli anni
METODI DI INTERVENTO DI MITIGAZIONE DEL RISCHIO
LIQUEFAZIONE IN PRESENZA DI EDIFICI ESISTENTI
250
125
METODI DI INTERVENTO DI MITIGAZIONE DEL RISCHIO
LIQUEFAZIONE IN PRESENZA DI EDIFICI ESISTENTI
TRATTAMENTI PASSIVI:
Parziale saturazione “Induced
Partial Saturation”, IPS
251
METODI DI INTERVENTO DI MITIGAZIONE DEL RISCHIO
LIQUEFAZIONE IN PRESENZA DI EDIFICI ESISTENTI
TRATTAMENTI PASSIVI: Drenaggi
La tecnica consiste nell’installazione di dreni verticali nel sottosuolo in
adiacenza agli edifici esistenti per favorire il rapido smaltimento delle
sovrappressioni interstiziali indotte dal sisma. Esistono diverse
tipologie di dreni tra cui dreni prefabbricati infissi o installati in foro,
tubi fessurati con filtro a sabbia o ghiaino installati in foro, pozzi per
acqua tradizionali, pali di sabbia o ghiaia, colonne di ghiaia, ecc.
Il drenaggio non produce alcun significativo miglioramento delle
caratteristiche meccaniche dei terreni interessati. L’utilizzo di dreni
senza contemporaneo addensamento del terreno può non essere
sufficiente a dissipare abbastanza velocemente le sovrappressioni
interstiziali durante la fase più intensa del sisma. In alcuni casi l’effetto
drenante può essere accoppiato a quello “consolidante” attraverso la
realizzazione di elementi colonnari di materiali a grana grossa
252
fortemente addensati
126
METODI DI INTERVENTO DI MITIGAZIONE DEL RISCHIO
LIQUEFAZIONE IN PRESENZA DI EDIFICI ESISTENTI
TRATTAMENTI PASSIVI:
Drenaggi
253
METODI DI INTERVENTO DI MITIGAZIONE DEL RISCHIO
LIQUEFAZIONE IN PRESENZA DI EDIFICI ESISTENTI
CAMPO PROVA PER INTERVENTI DI TIPO ATTIVO E PASSIVO TIPO IPS
Data la natura dei terreni alluvionali interessati, la loro eterogeneità,
considerate le proprietà meccaniche ed idrauliche dei litotipi presenti, è
opportuno che la scelta delle tecniche di mitigazione del rischio di
liquefazione per le zone di sottosuolo sottostanti gli edifici colpiti degli
eventi sismici sia effettuata a valle di uno o più campi prova sperimentali
in siti ben caratterizzati geotecnicamente
L’efficacia del trattamento dovrà essere verificata mediante prove in sito
e prove di laboratorio eseguite su campioni rappresentativi dei terreni
trattati
I siti adibiti a campo prova dovranno essere ben caratterizzati
geotecnicamente
Le Imprese che eseguiranno i campi prova dovranno possedere una
consolidata esperienza nell’esecuzione di interventi di mitigazione del
254
rischio di liquefazione, anche mediante l’impiego di tecnologie differenti
127
METODI DI INTERVENTO DI MITIGAZIONE DEL RISCHIO
LIQUEFAZIONE IN PRESENZA DI EDIFICI ESISTENTI
VERIFICA DEI RISULTATI PER METODI ATTIVI
Le indagini da realizzare prima e dopo l’esecuzione del trattamento di
mitigazione del rischio di liquefazione ritenuto più opportuno sono
255
METODI DI INTERVENTO DI MITIGAZIONE DEL RISCHIO
LIQUEFAZIONE IN PRESENZA DI EDIFICI ESISTENTI
VERIFICA DEI RISULTATI PER METODI PASSIVI
Le indagini da realizzare prima e dopo l’esecuzione del trattamento di
mitigazione del rischio di liquefazione mediante IPS sono
256
128
METODI DI INTERVENTO DI MITIGAZIONE DEL RISCHIO
LIQUEFAZIONE IN PRESENZA DI EDIFICI ESISTENTI
INTERVENTI DI SOTTOFONDAZIONE
Gli interventi strutturali sulle fondazioni di edifici esistenti sono utili per
proteggere la struttura in elevazione dalle deformazioni indotte dalla
liquefazione, di cui non riducono la probabilità di evenienza. Pertanto
possono essere efficaci se il fenomeno temuto è la mobilità ciclica
Allargamento dell’impronta delle fondazioni
(aumento rigidezza verticale e capacità portante)
Collegamento di fondazioni isolate
Creazione di piano rigido orizzontale con realizzazione
di platea
Utilizzo di sottofondazioni profonde (pali o micropali)
(si obbliga in questo caso ad utilizzare anche cordoli di
collegamento alle fondazioni superficiali esistenti)257
METODICHE DI INTERVENTO DI MITIGAZIONE DEL RISCHIO
LIQUEFAZIONE PER EDIFICI DI NUOVA COSTRUZIONE IN
ADIACENZA AD EDIFICI ESISTENTI
Per ridurre la suscettibilità a liquefazione dei terreni interessati da nuove
costruzioni da realizzarsi in adiacenza a strutture esistenti, si potrà
addensare il terreno di fondazione per spiazzamento, mediante
l’inserimento di colonne di materiale granulare (displacement columns).
Dovendo evitare di trasmettere vibrazioni significative agli edifici
adiacenti, la tecnologia consolidata e ritenuta più opportuna è il “save
composer”.
Quest’ultima tecnologia, messa a punto di recente ed utilizzata in
Giappone, ha il vantaggio del possibile riutilizzo delle macerie di
demolizione che ne riduce i costi.
258
129
METODICHE DI INTERVENTO DI MITIGAZIONE DEL RISCHIO
LIQUEFAZIONE PER EDIFICI DI NUOVA COSTRUZIONE IN
ADIACENZA AD EDIFICI ESISTENTI
Le fasi della lavorazione prevedono una fase di perforazione, durante la
quale viene spinto e ruotato un tubo metallico di diametro opportuno
(400 - 500 mm), alla base del quale è fissata una punta a perdere.
Una volta raggiunta la base dello strato di sabbia interessato dalla
liquefazione, il tubo è estratto mediante una sequenza regolare che
alterna risalita di 2 m e nuova discesa di 1 m, mentre gli aggregati sono
versati all’interno del tubo metallico. Questa azione alternata di salita e
discesa determina, oltre all’allargamento del diametro finale della
colonna di materiale inerte, una azione di ricompattazione del terreno
circostante del tutto analoga a quella ottenibile con l’ausilio della
vibrazione senza però creare disturbo alle costruzioni confinanti.
Gli aggregati utilizzati possono essere costituiti da ghiaia, sabbia
oppure anche macerie opportunamente macinate.
L’interasse di trattamento generalmente utilizzato è a maglia quadrata
259
o a quinconce di lato 1,5-2 m.
METODICHE DI INTERVENTO DI
MITIGAZIONE DEL RISCHIO
LIQUEFAZIONE PER EDIFICI DI
NUOVA COSTRUZIONE IN
ADIACENZA AD EDIFICI
ESISTENTI
colonne a spostamento “save
composer” – maglia 2mx2m
260
130
Determina regionale riguardante la documentazione tecnica a supporto
dei progetti di consolidamento del terreno in siti liquefacibili
Definisce le tipologie di indagini richieste per la
definizione del modello geotecnico
Definisce le tipologie di indagini finalizzate alla
Progettazione degli interventi
261
Determina regionale riguardante la documentazione tecnica a supporto
dei progetti di consolidamento del terreno in siti liquefacibili
131
Determina regionale riguardante la documentazione tecnica a supporto
dei progetti di consolidamento del terreno in siti liquefacibili
Determina regionale riguardante la documentazione tecnica a supporto
dei progetti di consolidamento del terreno in siti liquefacibili
132
Determina regionale riguardante la documentazione tecnica a supporto
dei progetti di consolidamento del terreno in siti liquefacibili
Determina regionale riguardante la documentazione tecnica a supporto
dei progetti di consolidamento del terreno in siti liquefacibili
133
Determina regionale riguardante la documentazione tecnica a supporto
dei progetti di consolidamento del terreno in siti liquefacibili
Determina regionale riguardante la documentazione tecnica a supporto
dei progetti di consolidamento del terreno in siti liquefacibili
134
Esempio di studio tecnica di intervento a San Carlo
Fonte: Ing. Asioli - TREVI S.p.A. (2013)
Esempio di studio tecnica di intervento a San Carlo
Fonte: Ing. Asioli - TREVI S.p.A. (2013)
135
Esempio di studio tecnica di intervento a San Carlo
Fonte: Ing. Asioli - TREVI S.p.A. (2013)
Esempio di studio tecnica di intervento a San Carlo
Fonte: Ing. Asioli - TREVI S.p.A. (2013)
136
Esempio di studio tecnica di intervento a San Carlo
Fonte: Ing. Asioli - TREVI S.p.A. (2013)
MIGLIORAMENTO ED ADEGUAMENTO DELLE FONDAZIONI
DEGLI EDIFICI
274
137
INTERPRETAZIONE DEI DISSESTI
PERDITA DI CONTRASTO IN ZONE INTERNE
(cedimenti differenziali per eterogeneità areale del terreno,
liquefazione e densificazioni dei terreni granulari indotti da sisma)
275
INTERPRETAZIONE DEI DISSESTI
LA FONDAZIONE DEVE ESSERE SUFFICIENTEMENTE
RIGIDA PER RIDISTRIBUIRE IL CARICO A FRONTE DI
FENOMENI LOCALI DI LIQUEFAZIONE DEL TERRENO
276
138
INTERPRETAZIONE DEI DISSESTI
PERDITA DI CONTRASTO IN ZONE PERIMETRALI
(e.g. costruzioni in prossimità di cigli, scavi e scarpate)
277
INTERPRETAZIONE DEI DISSESTI
Frana di Nigawa – Kobe 1995
278
139
TIPI DI INTERVENTO PER IL MIGLIORAMENTO E
L’ADEGUAMENTO DI STRUTTURE DI FONDAZIONE
ALLARGAMENTO DELLA BASE DI APPOGGIO DI FONDAZIONI
SUPERFICIALI
TRASFORMAZIONE DELLE FONDAZIONI SUPERFICIALI IN
FONDAZIONI PROFONDE
₪Micropali (Pali radice, Pali tubfix,…)
₪Pali di medio diametro
MIGLIORAMENTO DELLE PROPRIETÀ MECCANICHE DEL
TERRENO (INIEZIONI DI CALCE E CEMENTO - JET
GROUTING)
279
ADEGUAMENTO DI FONDAZIONI DI STRUTTURE MURARIE
Allargamento della base fondale (Antonucci 2003)
280
140
ADEGUAMENTO DI FONDAZIONI DI STRUTTURE MURARIE
Creazione di una nuova fondazione in cemento armato
281
ADEGUAMENTO DI FONDAZIONI DI STRUTTURE MURARIE
282
141
ADEGUAMENTO DI FONDAZIONI DI STRUTTURE MURARIE
Allargamento della base fondale
283
ADEGUAMENTO DI FONDAZIONI DI STRUTTURE MURARIE
Allargamento della base fondale
284
142
CONSOLIDAMENTO MEDIANTE MICROPALI
285
SOTTOFONDAZIONI MEDIANTE RETICOLI DI PALI RADICE
(Lizzi, 1989)
286
143
SOTTOFONDAZIONI MEDIANTE RETICOLI DI PALI RADICE
(Lizzi, 1989)
287
SOTTOFONDAZIONI MEDIANTE RETICOLI DI PALI RADICE
(Lizzi, 1989)
288
144
CONSOLIDAMENTO MEDIANTE MICROPALI
289
CONSOLIDAMENTO MEDIANTE MICROPALI
290
145
CONSOLIDAMENTO MEDIANTE MICROPALI
291
CONSOLIDAMENTO MEDIANTE MICROPALI
292
146
CONSOLIDAMENTO MEDIANTE MICROPALI
293
CONSOLIDAMENTO MEDIANTE MICROPALI
294
147
CONSOLIDAMENTO MEDIANTE MICROPALI
295
CONSOLIDAMENTO MEDIANTE MICROPALI
296
148
CONSOLIDAMENTO MEDIANTE MICROPALI
297
CONSOLIDAMENTO MEDIANTE MICROPALI
298
149
CONSOLIDAMENTO MEDIANTE MICROPALI
299
CONSOLIDAMENTO MEDIANTE MICROPALI
300
150
CONSOLIDAMENTO MEDIANTE MICROPALI
301
SOTTOFONDAZIONI MEDIANTE L’INFISSIONE STATICA DI PALI IN
ACCIAIO
CONSOLIDAMENTO CON PALI INFISSI
STATICAMENTE (PALI SOLES®)
302
151
SOTTOFONDAZIONI MEDIANTE L’INFISSIONE STATICA DI PALI IN
ACCIAIO
CONSOLIDAMENTO CON PALI INFISSI
STATICAMENTE (PALI SOLES®)
303
ADEGUAMENTO DI FONDAZIONI DI STRUTTURE MURARIE
(PALO TIPO SOLES®)
304
152
ADEGUAMENTO DI FONDAZIONI DI STRUTTURE MURARIE
(PALO TIPO SOLES®)
305
ADEGUAMENTO DI FONDAZIONI DI STRUTTURE MURARIE
(PALO TIPO SOLES®)
306
153
ADEGUAMENTO DI FONDAZIONI DI STRUTTURE MURARIE
(PALO TIPO SOLES®)
307
ADEGUAMENTO DI FONDAZIONI DI STRUTTURE MURARIE
(PALO TIPO MEGA)
308
Foto: Impresa Rescazzi
154
ADEGUAMENTO DI FONDAZIONI DI STRUTTURE MURARIE
(PALO TIPO MEGA)
309
Foto: Impresa Rescazzi
CONSOLIDAMENTO DEL TERRENO MEDIANTE JETGROUTING
Getto ad alta pressione di
miscele acqua-cemento
310
155
CONSOLIDAMENTO DEL TERRENO MEDIANTE JETGROUTING
311
CONSOLIDAMENTO DEL TERRENO MEDIANTE JETGROUTING
312
156
ADEGUAMENTO DI FONDAZIONI IN ZONA SISMICA
(Foti e Manassero 2009)
INCREMENTO DI AZIONE ORIZZONTALE SULLA STRUTTURA
INDOTTO DAL SISMA
UNA DELLE CRITICITÀ PIÙ FREQUENTI DELLE FONDAZIONI È
LEGATA ALL’INFLUENZA DEL MOMENTO TRASMESSO
DALLA SOVRASTRUTTURA
PER LE FONDAZIONI SUPERFICIALI IL MOMENTO PUÒ
COMPORTARE UN PARZIALE
SOLLEVAMENTO ED UNA RIDUZIONE DELLA CAPACITÀ
PORTANTE COME EFFETTO DELL’INCREMENTO
DELL’ECCENTRICITÀ DEL CARICO
313
ADEGUAMENTO DI FONDAZIONI IN ZONA SISMICA
(Foti e Manassero 2009)
Interventi di rinforzo per impedire il sollevamento della fondazione
(Priestley et al., 1992)
314
157
ADEGUAMENTO DI FONDAZIONI IN ZONA SISMICA
(Foti e Manassero 2009)
Ampliamento di fondazioni superficiali esistenti (Roeder et al.,
1996)
315
ADEGUAMENTO DI FONDAZIONI IN ZONA SISMICA
(Foti e Manassero 2009)
Esempio di adeguamento di fondazioni su pali con aggiunta di
nuovi pali ed allargamento della fondazione (Kawashima et al.,
1994)
316
158
ADEGUAMENTO DI FONDAZIONI IN ZONA SISMICA
(Foti e Manassero 2009)
Uno degli effetti principali del sisma è l’incremento delle azioni
orizzontali di progetto sulle strutture. Il problema dell’adeguamento
nei confronti di tali azioni si pone ad esempio in modo sostanziale per
le spalle da ponte. Altra modalità di rotazione è quella innescata da
fenomeni di liquefazione o di espansione laterale a tergo dell’opera
Cinematismi di collasso per le spalle da ponte per effetto del
sisma: (a) rotazione verso valle indotta dalla spinta del terreno; (b)
rotazione verso il rilevato di accesso per effetto dell’instabilità del
317
terreno per fenomeni di liquefazione (FIB, 2007)
ADEGUAMENTO DI FONDAZIONI IN ZONA SISMICA
(Foti e Manassero 2009)
Interventi di adeguamento nei confronti delle azioni orizzontali: (a)
tiranti; (b) pali di grosso diametro collegati con una soletta rigida
318
(Buckle et al., 2006)
159
ADEGUAMENTO DI FONDAZIONI IN ZONA SISMICA
(Foti e Manassero 2009)
Interventi di adeguamento sismico delle spalle da ponte: (a)
rinforzo laterale della spalla con pali di grosso (Buckle et al., 2006);
(b) alleggerimento del rilevato di accesso per ridurre la spinta del319
terreno (FIB, 2007)
ADEGUAMENTO DI FONDAZIONI IN ZONA SISMICA
(Foti e Manassero 2009)
320
160
ADEGUAMENTO DI FONDAZIONI IN ZONA SISMICA
(Foti e Manassero 2009)
Schemi concettuali di
possibili interventi
strutturali o sui terreni
per adeguare le
fondazioni
in relazione ai cedimenti
indotti dal carico ciclico
nei terreni sciolti ed alla
liquefazione
(ATC, 1997)
321
ADEGUAMENTO DI FONDAZIONI IN ZONA SISMICA
(Foti e Manassero 2009)
Esempio di adeguamento strutturale della fondazione con barre verticali
FRP rinforzate con fibre aramidiche e cavi di precompressione orizzontali
(FIB, 2007)
322
161
ADEGUAMENTO DI FONDAZIONI IN ZONA SISMICA
(Foti e Manassero 2009)
323
Inserimento di dispositivi antisismici tramite il sollevamento dell’edificio
ADEGUAMENTO DI FONDAZIONI IN ZONA SISMICA
(Foti e Manassero 2009)
324
Inserimento di dispositivi antisismici tramite il sollevamento dell’edificio
162
Colombi & Roversi Associati
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Alessio Colombi
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325
163