PARTE PRIMA - · PDF fileStandard Penetration Test (S.P.T) ... Metodo di “Stroud e...

PARTE PRIMA

"FORMULAZIONI DI CARATTERE GENERALE" 1) - DETERMINAZIONE DEI PARAMETRI GEOMECCANICI DEL TERRENO E DELLA

ROCCIA DEDOTTI DALLE PROVE IN SITU: Standard Penetration Test (S.P.T) L'interpretazione delle prove S.P.T. eseguite nei fori di sondaggio permette di avere indicazioni sui valori di angolo di attrito interno Φ' e di densità relativa Dr dei terreni incoerenti e di coesione non drenata Cu in quelli coesivi. I metodi interpretativi utilizzati sono i seguenti: a - metodo del "Road Bridge Specification" per la determinazione dell'angolo d'attrito interno Φ' dei terreni incoerenti:

1515' +⋅=Φ N SPT

SPTN = n° di colpi per 30 cm. di avanzamento delle aste b - metodo del "Japanese National Railway" per la determinazione dell'angolo d'attrito interno Φ' dei terreni incoerenti:

273,0' +⋅=Φ N SPT

SPTN = n° di colpi per 30 cm. di avanzamento delle aste c - metodo di "Terzaghi" per la determinazione dei valori di coesione non drenata nei terreni coesivi. d - metodo di "Gibbs & Holtz (1957)" per la determinazione del valore di densità relativa dei terreni incoerenti:

7,0'21

+⋅=

vNspt

Drσ

vσ' = pressione verticale efficace (Kg/cmq) e - PRESENZA DELL’ACQUA (Conferenza Geotecnica di Torino XI ciclo – Politecnico di

Torino – Facoltà di Ingegneria): Ci sono opinioni divergenti sull’influenza che la presenza dell’acqua ha sui valori di Nspt.

e1. “Terzaghi e Peck (1948)”, ritengono che gli unici tipi di sabbie nei quali Nspt risente della presenza dell’acqua siano le sabbie fini e/o limose molto addensate. Per tali terreni, quando Nspt > 15 consigliamo di apportare la seguente correzione:

( )155,015 −+= NsptN corretto

e2. “Gibbs e Holtz (1957)” nelle loro prove di laboratorio, trovano una apprezzabile

diminuzione di Nspt nelle sabbie, dovuta alla presenza di acqua, ma non raccomandano di tenere conto di ciò nelle applicazioni in situ.

In sintesi, in assenza di una convergenza pareri su tale aspetto, la maggior parte dei ricercatori ed utilizzatori concordano nel trascurare l’efffetto della presenza dell’acqua nelle sabbie da fini a grossolane e nel tenere invece conto, tramite la formula di Terzaghi e Peck sopra riportata, nel caso di sabbie molto fini e/o limose. f - Metodo di “Stroud e Butler (1975)” per la determinazione del Modulo Edometrico nelle

argille dove: NsptfE ⋅=

f = 450 KN/mq per materiali mediamente plastici f = 600 KN/mq per materiali con indici di plasticità IP<20 g - Metodo di “Michell e Gardner” per la determinazione del Modulo Edometrico nelle

sabbie. 2) - PROVA DI PERMEABILITA’ LUGEON:

per ricavare il coefficiente di permeabilità K sono state utilizzate le seguenti formulazioni (Raccomandazioni sulla programmazione ed esecuzione delle indagini geognostiche, AGI 1977):

• Pressione nella mezzeria del foro Pe :

Pe = Pm + γw ⋅ (H + Hp) (t/mq)

Pm = pressione letta al manometro (t/mq) γw = peso specifico dell’acqua (t/mc)

Hp = perdite di carico in altezza d’acqua (m) H = altezza della colonna d’acqua calcolata per il punto medio del tratto di prova (m) • Coefficiente di permeabilità K:

K = ( q / Pe) ⋅ (γw / C) (m/sec)

Pe = pressione effettiva nella mezzaria del foro (t/mq)

q = portata assorbita (mc/sec)

C = coefficiente di forma dato da:

( )( ) ( ) ��

��

� −+

−⋅⋅Π⋅=

1/ln

12

/

/2

2

DL

DL

DLDC

D = diametro del tratto di foro in prova (m)

L = lunghezza del tratto di foro (m) 3) - CARATTERIZZAZIONE GEOMECCANICA DELL’AMMASSO ROCCIOSO: Gli ammassi rocciosi oggetto di indagini geognostiche e di rilievo geomeccanico vengono classificati secondo Bieniawski (1989) e Barton (1974,1976), metodologie che consentono di stimare la qualità e le caratteristiche di deformabilità e di resistenza dell'ammasso roccioso. Viene infine determinato il valore dell'indice GSI (Hoeck, 1994 - Hoeck et al., 1995), indice direttamente correlabile ai principali parametri geomeccanici, allo scopo di rappresentare in forma più adeguata le caratteristiche intrinseche dell'ammasso roccioso. 3a - Classificazione della roccia secondo l’Indice R.Q.D. (Raccomandazioni sulla

programmazione ed esecuzione delle indagini geotecniche – AGI, 1977) Nei testimoni di perforazione rocciosi, prelevati con doppio carotiere, è stato rilevato l'indice R.Q.D., che fornisce indicazioni sulla qualità della roccia:

R Q Dli

LF. . .= �

dove

� =li lunghezza dei singoli segmenti di carota > 10 cm

LF = lunghezza complessiva del foro Si riporta in tabella la valutazione della qualità della roccia attraverso l’indice RQD:

RQD (%)

Qualità della roccia

0-25 Molto scadente

25-50 Scadente 50-75 Discreta 75-90 Buona 90-100 eccellente

3b - Classificazione geomeccanica RMR (Bieniawski, 1989):

La classificazione di Bieniawski si basa sul rilievo di sei parametri: R 1 - resistenza a compressione monoassiale;

R 2 - R.Q.D. (Rock Quality Designation);

R 3 - spaziatura delle discontinuità;

R 4 - condizioni delle discontinuità;

R 5 - condizioni idrauliche;

R 6 - orientamento delle discontinuità;

A ciascuno di questi parametri, raggruppati in cinque intervalli di valori, viene assegnato un coefficiente numerico detto "Indice". La somma dei sei parametri fornisce un valore, conosciuto con la sigla RMR (Rock Mass Rating) in base al quale è possibile assegnare l'ammasso roccioso ad una delle cinque classi distinte da Bieniawski. A tal riguardo, nel caso di gallerie, Bieniawski distingue due tipi di indice di classificazione RMR:

RMRbase = R1 + R2 + R3 + R4 + R5

RMRcorretto = RMRbase + R6

Dato che l'indice RMR viene in pratica utilizzato per ricavare i parametri di resistenza e di deformazione dell'ammasso roccioso (coesione, angolo di attrito interno e modulo di deformabilità), caratteristiche intrinseche dell'ammasso e quindi indipendenti dalle condizioni giaciturali, l'autore specifica che per la determinazione di tali parametri deve essere utilizzato l'indice RMRbase. I valori di coesione sono ricavati dalla seguente relazione:

c = 5 x RMRbase (Kpa)

L'angolo di attrito interno si ricava da:

Φ = 5 + (RMRbase /2)

Le caratteristiche di deformabilità dell'ammasso roccioso sono determinate mediante le relazioni proposte da Bieniawski (1978) e da Serafim-Pereira (1983):

Ed = 2 RMRbase - 100 per RMRbase > 50

Ed =10 (RMRbase -10) / 40 per RMRbase < 50

3c - Classificazione geomeccanica di BARTON et al. (1974): La classificazione di Barton si basa sulla raccolta di sei parametri:

1 - R.Q.D.

2 - numero di famiglie di giunti (Jn)

3 - rugosità della famiglia di giunti più sfavorevoli (Jr)

4 - grado di alterazione e riempimento del giunto più debole (Ja)

5 - flusso idrico (Jw)

6 - fattore di riduzione legato allo stato di sollecitazione in sito (SRF) L'indice Q di Barton è dato da:

Q = (RQD / Jn) ⋅ (Jr / Ja) ⋅ (Jw / SRF)

Si tratta di una classificazione che per la sua applicazione richiede una serie di dati di maggior dettaglio rispetto a quelli richiesti da Bieniawski; dati che nel caso specifico non è stato possibile raccogliere. Una valutazione dell'indice Q è stata possibile tramite la seguente relazione matematica di correlazione con l'indice RMR:

RMR = 9 ⋅ ln Q + 44 (Bieniawski, 1976)

3d - Indice GSI (Hoek, 1994 - Hoek et al., 1995): L'indice GSI (Geological Strength Index) si basa unicamente sulle caratteristiche intrinseche dell'ammasso roccioso indipendentemente dalle condizioni giaciturali, dalle condizioni tensionali e dalla presenza di acqua. Si tratta quindi di un indice puro basato solo sulla qualità geomeccanica dell'ammasso roccioso che permette anche di uniformare gli indici RMR ottenuti dalle varie edizioni. Il campo di valori dell'indice GSI è compreso tra 10 (ammassi scadenti) e 100 (rocce intatte). L'indice GSI e la classificazione di Bieniawski: Facendo riferimento alla classificazione di Bieniawski utilizzata nel presente studio l'indice GSI è dato da:

GSI = RMR'89 - 5 per RMR'89 > 23

Per RMR'89 < 23 il metodo non è applicabile. Per il calcolo di RMR'89 si deve tener conto dei primi 4 parametri R1, R2, R3 e R4 legati alle caratteristiche intrinseche dell'ammasso roccioso ed ipotizzare R5 =15 corrispondente a condizioni di ammasso completamente asciutto.

4) – CARATTERISTICHE DELL’AMMASSO ROCCIOSO DI HOEK & BROWN (1980): Hoek & Brown (1980) proposero una relazione empirica che descrivesse il comportamento a rottura della roccia intatta derivata dall’analisi dei dati di un grande numero di prove di fratturazione, monoassiali e triassiali, su provini di laboratorio. Tale relazione per la roccia intatta vale:

��

��

��

�

��

+

σσ

⋅⋅σ+σ=σ

I valori più affidabili per determinare la resistenza alla compressione monoassiale e la costante empirica mi del materiale sono quelli derivati da prove triassiali. Da questa relazione, valida per la matrice rocciosa intatta, gli Autori hanno dedotto una relazione che descrive il comportamento dell’ammasso roccioso:

��

��

�

��

+

σσ

⋅⋅σ+σ=σ

dove:

σ1 = sforzo principale max alla rottura σ3 = sforzo principale minimo alla rottura σci = resistenza a compressione uniassiale della roccia intatta D = fattore in funzione del disturbo e degrado dell’ammasso roccioso

��

�

�

��

�

�−�

�

��

σσ−σ

⋅σσ

= ��

�

��

��

�

�� coeff. sperimentale dipendente dalla roccia

�

��

−−⋅=

��

�� coeff. sperimentale dipendente dalla roccia

�

��

−−= ��

�� coeff. dipendente dall’ammasso roccioso

( )��

�

�

� −− −⋅+= coeff. dipendente dall’ammasso roccioso

�� ⋅σ=σ

��

� σ⋅−=σ

��

��

�� −⋅

σ⋅�

��

−= modulo di deformazione in Gpa

( )( ) ( ) ( ) �

��

�

��

�

σ⋅+⋅⋅⋅++⋅+⋅

σ⋅+⋅⋅⋅⋅=Φ −

−−

��

��

��

�� angolo di attrito

( ) ( )[ ] ( )( ) ( ) ( )( ) ( ) ( )��

��

��

��

+⋅+σ⋅+⋅⋅⋅+⋅+⋅+

σ⋅+⋅σ⋅⋅−+⋅+⋅σ=

−

−

coesione dove �� σσ=σ

��

�� Φ−

Φ⋅=σ resistenza a compressione dell’ammasso roccioso

( )( )( )( )( )��

��

�

�� +++−−+

⋅σ=σ−

se �� σ<σ<σ

5) - CARICO PORTANTE, CRITICO ED AMMISSIBILE DEL TERRENO E DELLA ROCCIA PER FONDAZIONI SUPERFICIALI E PROFONDE : FONDAZIONI DIRETTE IN TERRENI COESIVI E INCOERENTI a - Determinazione del carico portante o limite per fondazioni dirette: L'espressione più generale per il calcolo di Qlim fa riferimento alla formula di Brinch-Hansen (1970) che costituisce un'estensione della equazione di Buisman (1935) e Terzaghi (1943), ottenuta dalla sovrapposizione di soluzioni relative a casi particolari:

Qlim = 1/2 γ' B . Nγ . Sγ . iγ . bγ . gγ + c' .Nc . Sc . dc . ic . bc . gc + q' . Nq . Sq . dq . iq . bq . gq nella quale: Nγ, Nc ,Nq = fattori di capacità portante, dipendenti dall'angolo di resistenza al taglio Φ'; Sγ, Sc ,Sq = fattori di forma della fondazione; iγ, ic ,iq = fattori correttivi che tengono conto dell'inclinazione del carico; bγ, bc ,bq = fattori correttivi in funzione dell'inclinazione della base della fondazione; gγ, gc ,gq = fattori correttivi che tengono conto dell'inclinazione del piano campagna; dc ,dq = fattori dipendenti dalla profondità del piano di posa b - Determinazione del carico critico per fondazioni dirette: Per carico critico si intende quel carico al quale iniziano i primi fenomeni di plasticizzazione del terreno ed è calcolato con la formula di Frolich che, per Φ = 0, è dato da:

CuQcrit ⋅Π= Nell'ipotesi di terreno incoerente e nel caso in cui la costruzione segua immediatamente lo scavo, onde evitare il declassamento delle caratteristiche meccaniche del terreno, è espressa tramite:

( ) h1NqQ critcrit ⋅γ⋅+= Più in generale, per terreni il cui comportamento sia descrivibile mediante un inviluppo di rottura drenata caratterizzato sia dal parametro c’ che Φ, la formula è analoga a quella di Brinch - Hansen, ma anche i coefficienti Nc e Nγ critici vengono ottenuti imponendo la condizione tanΦcrit= 2/3tanΦ.

Per terreno immerso in acqua diviene:

h'NqQ critcrit ⋅γ⋅= Cu = Coesione non drenata Nqcrit= fattore in funzione di Φ’ γ = densità terreno h = profondità d'imposta

γ' = densità terreno immerso c - Determinazione del carico ammissibile del terreno per fondazioni dirette: Il carico ammissibile del terreno viene determinato, in prima approssimazione, fra i valori minimi ottenuti applicando, alla capacità portante limite, un coefficiente di sicurezza pari a 3 ed a quella critica di 0,8-1,5. FONDAZIONI PROFONDE IN TERRENI COESIVI E INCOERENTI a - Determinazione della capacità portante limite del palo di fondazione trivellato: La capacità portante (Plim) viene calcolata mediante:

WPPP plblim −+= dove: Pb = portata limite di base Pl = " " laterale Wp = peso del palo Il valore limite della portata per attrito laterale viene determinata con la seguente espressione:

hDPl i

h

lii ⋅� τ⋅⋅Π=

=

D = diametro del palo hi = spessore dello strato iesimo

τi = resistenza tangenziale limite mobilitabile sulla superficie laterale del palo in corrispondenza dello strato iesimo La portata limite di base risulta di:

AqP pbb ⋅= qb = resistenza specifica di base Ap = area di base del palo

b - Stima della resistenza tangenziale limite ττττi:

La resistenza tangenziale limite τi per i terreni incoerenti è di:

τi = σδ ivotgK '⋅⋅ K = coeff. di spinta orizzontale. Per i pali trivellati, questo risulta molto prossimo al valore a riposo Ko che può essere stimato con la formula di Jaki (Ko ≅ 1-senΦ')

tg δ = coefficiente di attrito tra terreno e palo

Φ' = angolo di attrito interno drenato σvo'i = pressione verticale efficace in corrispondenza del punto medio dello strato iesimo.

La resistenza tangenziale limite τi per terreni coerenti è di:

τi = α ⋅ Cu il coefficiente α è in funzione della coesione non drenata Cu:

α = α (Cu) I valori della funzione α = α (Cu) adottati nei calcoli sono riportati nelle raccomandazioni sopra citate. c - Stima della resistenza limite specifica alla base qb:

La resistenza limite specifica alla base è data da:

qb =σ'vo Nq* dove:

σ'vo = tensione verticale efficace alla base del palo

Nq* = coeff. adimensionale di capacità portante in funzione di Φ' corrispondenti all'insorgere delle deformazioni plastiche alla punta (Berezantzev, 1963) Per i terreni coesivi la resistenza limite alla base è di:

qb = 9Cu + σvo dove: σvo = tensione verticale totale alla base del palo d - Determinazione del carico ammissibile di un singolo palo:

Il carico di esercizio viene determinato applicando, al carico limite ultimo, un coefficiente riduttivo di 2,5, come previsto dal D.M. n.47 dell'11/3/88. FONDAZIONI DIRETTE SU ROCCIA a – Metodo di Bowles (1977):

Il carico ammissibile è dato da:

Qamm = C ⋅ qu dove: qu = resistenza alla compressione monoassiale della roccia C = coefficiente pari a 0,2-0,3 b – Metodo di Stagg (1968):

Nel caso di roccia omogenea e nell’ipotesi di validità del criterio di rottura di Mohr-Coulomb, la capacità portante si può ricavare in base all’equazione di Terzaghi-Meyerhof:

qo = γ B / 2 Nγ + C’ Nc + q’ Nq dove:

Nγ = Nq + 1 γ = densità naturale del terreno Nc = 5 tg 4 (45 + Φ/2) B = lunghezza della fondazione Nq = tg 6 (45 + Φ/2)

Per determinare il carico ammissibile il valore di qo verrà ridotto di una percentuale pari all’RQD:

qamm = qo (RQD)2

c – Metodo di Goodman (1968):

Il carico portante è dato da: Qport. = qu ⋅ (NΦ + 1)

Il carico ammissibile sarà pari a :

Qamm. = Qport / 3

Si raccomanda comunque di non superare mai la resistenza a compressione del calcestruzzo. FONDAZIONI PROFONDE IN ROCCIA a – Metodo di Johnson & Kavanagh:

La capacità portante ultima è data da:

Vs = ψ Ap F‘c dove:

ψ = fattore di riduzione della capacità del palo in funzione del tipo

Ap = area di base del palo

F’c = valore ammissibile della tensione del calcestruzzo o della resistenza alla compressione monoassiale della roccia se minore

Non si considera l’attrito laterale e l’incastro in roccia sarà pari a 3 diametri. 6) - STATO TENSIONALE NEL SOTTOSUOLO E CEDIMENTI PER FONDAZIONI DIRETTE: Il cedimento viene determinato con l'espressione:

toti

ii niH

ES= �

−

∆σ

Si = spessore dello strato iesimo Ei = modulo edometrico dello strato iesimo ∆σi = incremento di pressione calcolato in corrispondenza del punto medio dello strato iesimo ottenuto schematizzando il terreno come semispazio elastico omogeneo e isotropo, come previsto nel modello teorico di Boussinesq per superfici di carico infinitamente flessibili. Nel caso di strutture fondali con rigidezza elevata, la determinazione dello stato tensionale viene eseguita in corrispondenza del punto caratteristico.

Tale punto caratteristico è stato scelto da Voitus Van Hamme nella considerazione che la conoscenza delle pressioni nel sottosuolo serve per il calcolo dei cedimenti e per la piastra

infinitamente rigida possono appunto ipotizzarsi, in profondità, diagrammi di pressione uniforme di intensità media, assumendo proprio il valore lungo la verticale di tale punto. Il punto caratteristico ha coordinate:

2b

577,0e2a

577,0 ⋅⋅

riferite al centro del rettangolo essendo, gli assi, assi principali". (Geotecnica e Tecnica delle fondazioni. Carlo Cestelli Guidi - Hoepli 1987).

Nell'ipotesi di lavoro su terreni totalmente incoerenti è più opportuno operare con la formula di Schmertmann, a causa dell’ alta permeabilità che hanno di terreni granulari.

La maggior parte dei cedimenti si sviluppano contemporaneamente all'applicazione dei carichi. Schmertmann ha proposto di utilizzare la seguente espressione:

( ) ��

�� ∆⋅�⋅∆⋅⋅=

in cui:

∆ p = incremento netto di pressione sul piano di imposta della fondazione

∆ z = spessore dello strato in considerazione C1 = 1-0,5 (po' / p) = fattore in funzione della profondità di posa della fondazione, in cui po' = pressione litostatica efficace preesistente al piano d'imposta della fondazione

C2 = fattore empirico di creep = 1+ 0,2 . log10 (t / 0,1) definito da Nonweiller (1963) in cui t è il periodo in anni per cui si vuole calcolare il cedimento E = 2,5 qc (modulo di deformazione) Iz = fattore di influenza in funzione del rapporto di profondità z/0,5 B in cui z = prof. al di sotto del piano di imposta della fondazione B = larghezza della fondazione 7) - DECORSO DEI CEDIMENTI NEL TEMPO: L'evoluzione nel tempo del cedimento As è regolato dalla equazione della consolidazione monodimensionale:

( )C

HTtv

2v ⋅= in cui:

H = percorso di filtrazione Cv = coeff. di consolidazione verticale Tv = fattore di tempo t = tempo necessario per raggiungere il grado di consolidazione (Ù).

8) - VALUTAZIONE DEL COEFFICIENTE DI SOTTOFONDO STATICO O MODULO DI REAZIONE DEL TERRENO (Kps) E DEL COEFFICIENTE DI FONDAZIONE: Il coefficiente di sottofondo statico, o modulo di reazione verticale del terreno (qualora sia considerato alla Winckler), è calcolato mediante:

cmc/Kgwp

K =

in cui: p = pressione applicata w = spostamento verticale in un punto Il coefficiente di sottofondo statico è calcolato con la formulazione di Terzaghi. Il coefficiente di fondazione è stimato in base alle caratteristiche litologiche e meccaniche del sito, mediante opportuna bibliografia. Si riportano i grafici per la determinazione del coefficiente di sottofondo statico in funzione della tensione di rottura qu = 2 Cu in terreni coesivi e del numero di colpi N per piede (NSPT) in terreni incoerenti.

9) - MODULO DI REAZIONE ORIZZONTALE DEL TERRENO: In base alle indicazioni di Terzaghi, vista anche la natura dei terreni presenti negli strati più superficiali, si consiglia di adottare, nel calcolo dei pali alle azioni trasversali, un modulo di reazione orizzontale variabile con la profondità con legge del tipo:

E (Z) = 1000 Z t/mq Si riporta il relativo diagramma (Cestelli-Guidi Vol. II pag. 218).

10) - ALTEZZA CRITICA ED OPERATIVA DEGLI SBANCAMENTI: a - Verifica in termini di sforzi totali: L'altezza critica dello sbancamento verticale, che si rompe con un cerchio passante per il piede dello stesso, in condizioni di superficie di estradosso orizzontale ed in assenza di sovraccarichi, è data da:

Hc = 4 x Cu / γ

mentre l'altezza operativa, considerando un coefficiente di sicurezza di 2 è di:

Hop = 2 x Cu / γ dove: Cu = coesione non drenata espressa in termini di tensioni totali; verifica a breve termine qualora allo scavo segua subito la realizzazione dell'opera.

b - Verifica in termini di sforzi efficaci: L'altezza critica dello sbancamento verticale, che si rompe con un cerchio passante per il piede dello stesso, in condizioni di superficie di estradosso orizzontale ed in assenza di sovraccarichi, è data da:

Hc = Ns x c’ / γ mentre l'altezza operativa, considerando un coefficiente di sicurezza di 1,3 è di:

Hop = Ns x c’ / (1,3 x γ ) dove: Ns = fattore di stabilità in funzione di Φ (Taylor) c’ = coesione drenata espressa in termini di tensioni efficaci; verifica a lungo termine Nell'ipotesi di lavoro su terreno incoerente ed in assenza di filtrazione, la pendenza degli scavi da dare sull'orizzontale è calcolata mediante:

3,1tg 'φ=β

Φ' = angolo di attrito drenato 1,3 = coeff. di sicurezza previsto dal D.M. 47 dell'11/3/88. Nel caso di presenza di piezometrica, la pendenza degli scavi è di:

2tg

tg'

a'

'' φ=

γ+γγ⋅φ=β

PARTE SECONDA

"INDAGINI SISMICHE"

1) – PREMESSA: Su specifico incarico Compartimentale, la PROGEO di Forlì ha effettuato, in asse galleria, la campagna sismica tomografica a rifrazione.

Per la trattazione specifica con i relativi elaborati grafici, si rimanda all’allegato T00GE00GEORE04B INDAGINI E PROVE DI LABORATORIO E IN SITU.

Le risultanze sismiche hanno trovato piena concordanza con i rilievi geologici di superficie, le stratigrafie dei sondaggi e le prove di laboratorio.

PARTE TERZA

"CARATTERIZZAZIONE GEOMECCANICA DEL TERRENO DEDOTTA DALLE PROVE IN SITO E DI LABORATORIO"

Sono state reperite n° 7 stratigrafie dei sondaggi e prove di laboratorio riguardanti le campagne geognostiche antecedenti al 2002 i cui dati sono riportati nell’elaborato T00GE00GEORE04C INDAGINI E PROVE DI LABORATORIO E IN SITU.

I punti di sondaggio sono riportati nella tavola T00GE00GEOCG03B CARTA GEOLOGICA CON UBICAZIONE INDAGINI.

Durante tale campagna furono eseguite prove S.P.T., rilevati sulle carote di natura coesiva i valori di pocket-penetrometer, vane test tascabile e prelevati campioni indisturbati di terreno che furono sottoposti a prove di laboratorio.

Tali dati saranno utilizzati per lo studio dell’imbocco all’inizio Lotto (zona Trisungo) con relativo rilevato stradale di raccordo con la variabilità esistente.

I sondaggi oggetto di analisi sono i nn.ri 1+2+2a+3 del 2000. 1) – CARATTERIZZAZIONE GEOTECNICA DEL TERRENO SUPERFICIALE

DEDOTTA DALLE PROVE IN SITO:

SOND.

N°

PROF. SOND.

m.

PROF. FALDA

m.

PROF. PROVA S.P.T.

m.

NUMERO COLPI

NSPT

Cu

Kg/cmq

CONSISTENZA TIPO LITOLOGICO

1 20,00 non rilevata

4,5 5-4-7 0,75 consistente limo argilloso-sabbioso con

frammenti litoidi 10,5 6-7-11 1,20 molto consistente “ “ “ “

2 30,00 non

rilevata 4,5 3-4-4 0,55 moderatamente

consistente alternanza di limi

argillosi 9,0 4-16-12 2,00 estremamente

consistente limi argillosi

10,5 6-7-11 1,20 molto consistente limi argillosi

2a 15,00 non rilevata

limi argillosi fino a –2,4 m.

non sono state effettuate prove in sito

3 23,00 non

rilevata 3,50 11-13-17 2,00 molto consistente argilla umida con resti

vegetali e frammenti litoidi

SOND.

N°

PROF. SOND.

m.

PROF. PROVA

m.

POCKET PENETR. Kg/cmq

VANE TEST

Kg/cmq

TIPO LITOLOGICO

1 20,00 1,5 7,0 2,6 5,5 9,0 3,0 11,8 9,0 3,6

limo argilloso – sabbioso con frammenti

litoidi

2 30,00 2,0 8,0 3,9 2,5 9,0 4,3 3,5 8,0 3,2 4,0 9,0 1,9 4,5 8,0 3,0 5,5 7,5 2,6

alternanza di limi argillosi con calcinelli e frammenti litoidi

7,0-7,5 8,5 3,8 8,0 8,0 2,5

argilla umida con plaghe giallastre e resti vegetali

9,0 9,0 3,1 “ “ “ “ “ “

3 23,00 1,5 9,0 3,1 limi argillosi e frammenti litoidi 2,5 8,5 5,7 limi argillosi e frammenti litoidi 3,0-6,0 9,0 5,7 argilla con resti vegetali e frammenti

litoidi

I valori di pocket-penetrometer e di vane test tascabile sono stati mediati. Da quanto verificato con le prove in situ, si deduce: a – l’interpretazione delle prove S.P.T. rilevano una coesione non drenata Cu compresa tra 0,55 e 2 Kg/cmq; trattasi di terreno di consistenza da media a molto compatta.

b – in base ai dati di pocket penetrometer assimilati a prove di espansione laterale libera, si è in presenza di argilla compattissima.

c – le prove di vane test tascabile hanno rilevato una coesione non drenata Cu compresa tra 1,9 e 5,7 Kg/cmq, argilla da molto compatta a compattissima.

d - l’interpretazione del valore medio delle prove SPT (N = 18), secondo la correlazione di Mitchell e Gardner (1975), conduce ad una valutazione del modulo elastico confinato E = 75 kg/cmq circa. 2) – CARATTERIZZAZIONE GEOMECCANICA DEL TERRENO SUPERFICIALE

DEDOTTA DALLE PROVE DI LABORATORIO SU TERRE: si riassumono i dati inerenti alle prove effettuate sulle terre.

Unità

geotecnica

Taglio C.D. Residuo Sond.

n°

Camp.

n°

Prof.

m

W

%

γγγγ

t/m3

γγγγd

t/m3

Ghiaia

%

Sabbia

%

Limo

%

Argilla

%

Wl

%

Wp

%

Ip

%

ϕ' °

c' Kg/cm²

ϕr °

cr Kg/cm²

Pocket-pen.

Kg/cm2

1 1 ind.* 3,3-3,8 C 23,0

1,95 1,61 0 18 14 68 42 34 8 25 0,06 24 0

2 1 ind. 4,0-4,5 C 22,0

1,97 1,62 0 35 16 49 44 31 13 24 0,11

3 1 ind. 5,1-5,6 C 13,3

2,05 1,81 27 0,00 N.P.

13 1 ind. 5,6-6-2 A 14,4

2,09 1,83 > 800

13 2 ind. 8,6-9,2 A 14,6

2,10 1,83 44 0,28 > 800

14 1 ind. 5,3-5,8 A 15,4

2,12 1,84 25 0,12 20,5 0 400

14 1 ric.** 5,3-5,8 A 15,4

2,12 1,84 24 0,08 23,5 0 400

* campioni indisturbati ** campioni ricostruiti Dall’analisi delle prove per i sondaggi n°1+2+3 si deduce: a - si tratta di terreni prevalentemente argillosi-limosi con tasso sabbioso variabile;

b - la densità naturale ha un valore compreso tra 1,95 e 2,04 t/mc e pertanto rientrante nella norma;

c - i contenuti di acqua (W) sono tendenzialmente bassi e sempre inferiori al limite liquido(Wl);

d - il limite liquido denota la presenza di argilla tendenzialmente non rigonfiata;

e - la prova di taglio CD in scatola di Casagrande ha dato i valori dell’angolo di attrito interno drenato compresi tra 24 e29°

f - la prova di taglio CD in scatola ha dato i valori di coesione drenata C’ compresa tra 0,06 e 0,11 Kg/cmq;

g - il valore dell’angolo di attrito interno drenato φ’, determinato con la prova di taglio CD in scatola di Casagrande, è di 24°;

h - il valore di coesione drenata residua, determinato con la prova di taglio CD in scatola di Casagrande, è pari a 0,0 Kg/cmq;

i - i valori rientrano nella norma e rispecchiano le caratteristiche di altri terreni similari (es. coperture di disfacimento della marnoso-arenacea).

Analogamente a quanto fatto per i terreni litoidi (vedi cap. successivi), ai fini progettuali è stato possibile schematizzare la successione stratigrafica secondo diverse “unità geotecniche”, che trovano corrispondenza con le unità stratigrafiche rappresentate nella carta geologica. A tali unità vengono riferiti i diversi campioni nella tabella precedente

(colonna “unità geotecniche”). Per inciso, l’unità geologica III che compare nella carta geologica è stata inglobata nella C, per l’affinità litologica e geotecnica. Ciò premesso, si nota che le uniche unità rappresentate sono la A e la C, in quanto la B (riconducibile ad un terreno di genesi eluviale) non interferisce significativamente con le opere all’aperto. Benchè il numero di campioni elencati sia contenuto, esso è rappresentativo di una situazione locale in cui i terreni di copertura sono caratterizzati dalla pervasiva presenza di trovanti di arenaria e marna, di modo che gli orizzonti “campionabili” sono pochi ed irregolarmente distribuiti. Questo vale in particolar modo per l’unità A, mentre la C è più omogenea dal punto di vista geotecnico, come si può anche notare dalla tabella riassuntiva. Esaminando i dati a disposizione, è possibile giungere ad una definizione univoca dei parametri geotecnici delle diverse unità. In particolare, i dati relativi all’unità C presentano una buona concordanza tra i diversi campioni, perciò ci si è basati su una loro interpretazione cautelativa che comunque risulta poco difforme da una definizione per valori medi (considerando, appunto, la scarsa dispersione dei dati).

UNITA C - parametri geotecnici principali range val. di progetto

peso di volume (t/mc) 1,95 - 2,05 1,95 angolo res. al taglio (°) 24° - 27° 24° coesione drenata (t/mq) 0,6 - 1,1 0,6

Per l’unità A, invece, è giocoforza considerare la eterogeneità della compagine granulometrica che induce una certa variabilità nei dati di prova

UNITA A - parametri geotecnici principali range val. di progetto

peso di volume (t/mc) 2,09 - 2,12 2,09 angolo res. al taglio (°) 24° - 44° 32° ang. res. tag residua (°) 20,5° - 23,5° 20,5° coesione drenata (t/mq) 0,8 - 2,8 1,5 coes. dr. residua (t/mq) 0,0 0,0

Riguardo l’angolo di resistenza al taglio, si considera attendibile il valore medio ottenuto (da considerarsi comunque cautelativo poiché uno dei dati di partenza è stato determinato su campione ricostituito) anche alla luce del fatto che praticamente coincide con quello ricavabile dalle numerose prove di taglio lungo i giunti della formazione di base, influenzato a sua volta dalle caratteristiche di rugosità e dalle patine di riempimento, fattori che ritroviamo se consideriamo il comportamento al taglio di un ammasso quale quello riconducibile all’unità A, costituito da blocchi litoidi che possono essere sia a contatto reciproco, che immersi in una matrice derivante dal disfacimento della formazione di base (soprattutto -ma non solo- la componente marnosa). I valori di resistenza residua si possono attribuire a quei settori in cui l’unità A coincide con accumuli di frana (in particolare il settore in sx idrografica del Fosso Pratovento, che però non è attraversato all’aperto)

3) – MODELLI STRATIGRAFICO-GEOTECNICI PER LE OPERE ALL’APERTO I dati compendiati nella presente sezione si considerano sufficienti per la definizione di modelli stratigrafico-geotecnici da assumere a base della progettazione geotecnica delle opere e dei movimenti terra lungo i tratti all’aperto, che coinvolgono i terreni della copertura detritica ed i livelli più superficiali del substrato arenaceo-marnoso (Flysch della Laga). Per quest’ultimo orizzonte, i parametri si possono desumere dai dati riassunti nella parte Quinta - 5) (relative alle prove su roccia), opportunamente scelti tenendo conto della superficialità stratigrafica, e dunque del maggior grado di alterazione e decompressione rispetto ai livelli più profondi. In pratica, si è operato un dimezzamento del valore di c’ e si è scelto il valore di fi’ in condizioni di flusso idraulico. Segue una serie di modelli stratigrafico-geotecnici, per sezioni rappresentative dei diversi tratti e/o opere all’aperto. I parametri rappresentati sono quelli più usuali (peso di volume e dati di resistenza al taglio). Altri parametri significativi si possono desumere dall’interpretazione delle prove in situ (ad es. SPT) La presenza della falda non è stata considerata in quanto, almeno nei punti d’indagine per i tratti all’aperto, non è stata reperita oppure si prevede di deprimerla con opere di drenaggio.

γ φ�

��

γ φ�

γ φ�

PARTE QUARTA

"CARATTERIZZAZIONE GEOMECCANICA DELLA ROCCIA DEDOTTA DALLE PROVE IN SITO E DI LABORATORIO"

1) – PROVE IN SITO EFFETTUATE ANTECEDENTEMENTE AL 2002 (si veda all.

T00GE00GEORE04B INDAGINI E PROVE DI LABORATORIO E IN SITU): Sondaggio n° 2 / 2000 – Lunghezza 30 m. in tale sondaggio sono state eseguite le misure sclerometriche.

PROFONDITA’ m

RESISTENZA ALLA COMPRESSIONE

Rc

Litologia

17,5 42 22,5 35 24,5 10

alternanza di arenarie e marne siltose

2) – PROVE IN SITO EFFETTUATE NELLA CAMPAGNA GEOGNOSTICA DEL 2002: I sondaggi nn.ri 1+2+3 sono stati eseguiti, oltre che a distruzione di nucleo, con impiego di doppio carotiere T2 e T6S con uso di corona al diamante. Pertanto è stato possibile, per ogni manovra, calcolare l’indice R.Q.D. Inoltre sui giunti naturali è stato rilevato anche l’indice J.R.C. Per la dettagliata analisi si rimanda all’Allegato T00GE00GEORE04C INDAGINI E PROVE DI LABORATORIO E IN SITU Successivamente ai dati rilevati in campagna, è stato calcolato l’indice R.Q.D. nei tratti di carota corrispondenti alle litologie individuate dagli scriventi. I risultati sono riportati nella tabella che segue.

Sondaggio n.

Prof. da-a m.

Lunghezza m.

Unità R.Q.D. Qualità della roccia

1 45,05,0 30,00 U2 97,07 ottima 2 21,2-31,0 9,80 U1 (faglia) 40,21 scadente 2 31,0-41,7 10,70 U2 100,00 ottima 3 18,0-21,0 3,00 U1 22,00 molto scadente 3 42,0-45,0 3,00 U1 27,30 scadente 3 60,0-63,0 3,00 U1 92,00 ottima 3 70,0-79,8 9,8 U1 99,49 ottima 3 79,8-100,6 20,8 U5 100,00 ottima

Si evidenzia il basso valore di RQD in corrispondenza della zona di faglia, che classifica l’ammasso roccioso come scadente. Tale zona interessa interamente il cavo della galleria, che pertanto dovrà essere trattata adeguatamente durante lo scavo.

Si evidenzia che per i valori di RQD pari a 22,0 e 27,3 inerenti al Sondaggio n. 3 è stata utilizzata, nel doppio carotiere, la corona al widia di durezza H1. 3) – PROVE DI LABORATORIO EFFETTUATE ANTECEDENTEMENTE AL 2002: si riportano in dati in tabulato.

Taglio su roccia

Triassiale su roccia Sond.

n°

Camp.

n°

Prof.

m

γγγγ

t/m3

N°

provini

σσσσc

KPa

Es

MPa c KPa

φφφφ °

N°

provini

Es Mpa

2 2 23,0-23,5 2,55 1 38140

3 1 10,0-11,5 2,68 670 30,9 3 20447

4 1 53,5-54 2,67 1

2

101100

73470

40255

16894

4 2 65,7-67,1 2,64 1

3

5

6

9178

16915

17440

20865

4 3 77,5-77,8 2,68

4 4 78,0-78,5 2,63 1 83260 11144

6b 1 12,2-12,5 2,52 1 32520 3676

6b 2 13,6-14,0 2,51

6 1 23,1-23,3 2,71

6 2 25,0-25,6 2,63 1 99590 11314 4 26411

6 3 27,5-28,8 2,61 1 95790 14781 2 18280

13 1 13,0-14,5 2,60 130 30,9 5 23948

15b 1 15,5-15,8 2,53

15b 2 17,8-18,0 2,62

15b 3 23,5-24,0 2,56 1 97610 26154 2

4

21626

25352

15b 4 25,7-26,0 2,65 1 Non rilevate

Dall’analisi delle prove si deduce:

a - la densità naturale dei vari litotipi rientra nella norma;

b - la resistenza alla compressione monoassiale dei vari litotipi è buona come pure il loro modulo di elasticità.

4) – PROVE DI LABORATORIO CAMPAGNA GEOGNOSTICA ANNO 2002: Sui campioni indisturbati di roccia prelevati con doppio carotiere T2 e T6s sono state eseguite, nel laboratorio S.G.A.I. di Morciano (RN), le seguenti determinazioni:

• Potere di assorbimento • Densità di volume • Potere di assorbimento • Determinazione della velocità delle onde soniche di compressione e taglio e calcolo dei

moduli elastici dinamici • Determinazioni dell'indice di rugosità (JRC) e di durezza (JCS) lungo giunti naturali • Prove di compressione monoassiale con determinazione del modulo di Young e del

coefficiente di Poisson tangente e secante • Prove di trazione indiretta (Brasiliana) • Prove di compressione triassiale con cella di Hoek con calcolo del modulo elastico • Prove di taglio diretta su giunto • Prove di alterabilità (Slake Durability Test) al primo ciclo • Rilevamenti dell'indice sclerometrico (R) • Prove di resistenza al punzonamento "Point Load Strenght" • Determinazioni del tenore in carbonati (media di 2 determinazioni) • Prove di gelività

Tutte le risultanze delle analisi sono nell’ALL. T00GE00GEORE04B INDAGINI E PROVE DI LABORATORIO E IN SITU e sono qui di seguito riassunte:

SOND. CAMP. Prof. STATO DENS. indice TENORE assorbim. PARAM. DINAMICI COMPRESSIONE SEMPLICE TAGLIO SU ROCCIA DEL APPAR. sclerometrico CARB. Vel. Ultras. Mod.el.din Sforzi Def.vert. Def.oriz. C.Poiss E Sec. Coesione Ang.attrito CAMP. γ R CaCO3 v Ed σc εv ε h η E Tang. C φ

n. n. m. gr/cc % % m/s MPa MPa % % / MPa MPa °

3 1 71,90 I 0,15 pp 36,93 72,00 0,08 pr 36,90

3 2 73,80 I 2,67 2612 74,00

3 3 74,20 I 2,67 3823 36271 64,008 0,364 0,092 0,190 16943 74,40 17213

3 4 99,60 100,00

I 2,66 2766

3 5 84,50 I 2,60 2834 20477 78,132 0,459 0,126 0,130 12471 85,00 18583

3 6 75,70 I 0,27 pp 48,61 76,00 0,17 pr 42,57

3 7 79,00 I 40,1 15,12 79,40

3 8 84,15 I 2,62 1,432 3402 29921 88,012 0,204 0,040 0,120 48986 84,50 44497

3 9 87,40 I 2,63 1,159 3584 31937 68,791 0,318 0,061 0,170 33394 88,00 26491

3 10 98,70 I 2,61 3160 / 79,987 0,220 / / 26013 99,00 50295

3 11 94,40 I 2,64 3572 95,00

3 12 79,45 I 2,66 41,9 8,05 3133 25417 51,934 0,104 0,023 0,140 56231 79,75 50259

SOND. CAMP. Prof. STATO Prova JCS TRIASSIALE SU ROCCIA

POINT LOAD RUGOS. SLAKE GELIVITA'

DEL Brasiliana Def.vet. Def.oriz. C.Poiss Es Sec. Coesione Ang.attrito STRENGTH J.R.C. DURAB. CAMP. RT σapp. σ1 σ3 εv ε h η Es Tang. C φ Ind.

stand. Sforzi TEST

n. n. m. KPa MPa MPa MPa % % / MPa MPa ° Is(50) σc / Id2

MPa MPa % 3 1 71,90 I 41,10 3 72,00 47,56

3 2 73,80 I 8139,9 74,00

3 3 74,20 I 74,40

3 4 99,60 100,00

I 30,75 36,39 40,90

2,00 3,00 4,00

0,026 0,058 0,078

0,014 0,022 0,022

/ 0,210 0,270

202722 195455 57212 62523 89722 73925

4,697 41,81

3 5 84,50 I 5330,9 GELIVO 85,00

3 6 75,70 I 93,53 6 76,00 71,87

3 7 79,00 I 4,320 103,680 79,40

3 8 84,15 I 99,60 84,50

3 9 87,40 I 99,00 88,00

3 10 98,70 I 5413,9 99,00

3 11 94,40 I 6134,9 8,720 209,280 99,30 95,00

3 12 79,45 I 98,50 79,75

SOND. CAMP. Prof. STATO DENS. indice TENORE assorbimento PARAM. DINAMICI COMPRESSIONE SEMPLICE TAGLIO SU ROCCIA DEL APPAR. sclerometrico CARB. Vel. Ultras. Mod.el.din Sforzi Def.vert. Def.oriz. C.Poiss E Sec. Coesione Ang.attrito CAMP. γ R CaCO3 v Ed σc εv ε h η E Tang. C φ

n. n. m. gr/cc % % m/s MPa MPa % % / MPa MPa °

2 1 28,00 I 0,11 pp 32,20

28,20 0,07 pr 31,48

2 2 26,60 I 2,54 2602 16747 11,143 0,047 0,009 0,140 26408

27,00 24376

2 3 31,30 I 0,08 pp 26,48

31,60 0,05 pr 25,40

2 4 35,50 I 6,8 20,00

36,00

2 5 35,00 I 0,07 pp 27,90

35,36 0,04 pr 26,52

2 6 38,20 I 2,67 2711

38,40

2 7 40,20 41,00

I 2,61 1,343 3712 / 84,440 0,386 0,067 / 21110 22209

2 8 34,00 I 2,68 3234 26056 61,754 0,672 0,351 0,190 8402

34,30 8490

2 9 39,25 I 2,60 45,5 10,73 3067 / 56,522 0,463 0,094 / 10828

39,50 12643

2 10 37,75 I 2,65 1204

37,90

2 11 34,50 I 1,132

34,70

2 12 36,40 I

36,80

SOND. CAMP. Prof. STATO Prova JCS TRIASSIALE SU

ROCCIA RUGOS. SLAKE

DEL Brasiliana Def.vet. Def.oriz. C.Poiss Es Sec. Coesione Ang.attrito

POINT LOAD STRENGTH

J.R.C. DURAB. CAMP. RT σapp. σ1 σ3 εv ε h η Es Tang. C φ Ind. stand. Sforzi TEST

n. n. m. KPa MPa MPa MPa % % / MPa MPa ° Is(50) σc / Id2

MPa MPa %

2 1 28,00 I 52,2 2

28,20 38,61

2 2 26,60 I

27,00

2 3 31,30 I 25,41 2

31,60 29,21

2 4 35,50 I 1,524 36,576

36,00

2 5 35,00 I 25,86 2

35,36 28,44

2 6 38,20 I 1688,0

38,40 *

2 7 40,20 41,00

I 95,04 116,63 125,47

1,00 2,00 3,00

0,118 0,143 0,201

0,050 0,102 0,165

/ / /

93053 86951 79062 88895 93851 80448

11,926 58,64 99,00

2 8 34,00 I

34,30

2 9 39,25 I

39,50

2 10 37,75 I 3307,3

37,90

2 11 34,50 I

34,70

2 12 36,40 I 3,760 90,240

36,80

SOND. CAMP. Prof. STATO DENS. INDICE TENORE ASSORBIMEN. PARAMETRI DINAMICI COMPRESSIONE SEMPLICE TAGLIO SU ROCCIA

DEL APPAR. SCLEROMETRICO

CARB. Vel. Ultras. Mod.el.din. Sforzi Def.vert. Def.oriz. C.Poiss E Sec. Coesione Ang.attrito

CAMP. γ R CaCO3 v Ed σc εv ε h η E Tang. C φ n. n. m. gr/cc % % m/s MPa MPa % % / MPa MPa °

1 1 57,10 I 0,714

57,30

1 2 57,70 I 1,141

58,00

1 3 56,15 I 0,12 pp 39,24

56,40 0,07 pr 38,95

1 4 60,60 I 0,09 pp 26,00

60,80 0,05 pr 25,18

1 5 62,50 I 0,07 pp 38,69

62,60 0,03 pr 37,32

1 6 71,00 I 0,10 pp 35,45

71,10 0,04 pr 34,99

1 7 57,50 I 2,66 3548 31469 75,385 0,375 0,102 0,180 18239

57,70 20227

1 8 73,60 I 2,69 33,8 15,85 3444 31060 54,783 0,223 0,043 0,140 23344

74,00 23151

1 9 60,20 I 2,70 4468 44000 55,385 0,183 0,056 0,270 25392

60,40 31938

1 10 71,50 I 2,69 3521 26611 67,010 0,359 0,133 0,270 16755

71,80 26454

1 11 58,00 I 2,64 3778

58,40

1 12 66,40 I 2,66 3500

66,60

1 13 45,00 I

45,35

1 14 52,00 I

52,40

1 15 52,40 I

52,70

SOND. CAMP. Prof. STATO PROVA JCS TRIASSIALE SU ROCCIA

RUGOS. SLAKE GELIVITA'

DEL BRASILIANA Def.vet. Def.oriz. C.Poiss Es Sec. Coesione Ang.attrito

POINT LOAD STRENGTH

J.R.C. DURAB. CAMP. RT σapp. εv ε h η Es Tang. C φ Ind. stand. Sforzi TEST

n. n. m. KPa MPa % % / MPa MPa ° Is(50) σc / Id2 MPa MPa %

1 1 57,10 I

57,30

1 2 57,70 I

58,00

1 3 56,15 I 33,57 4

56,40 35,20

1 4 60,60 I 52,67 4

60,80 51,44

1 5 62,50 I 79,97 3

62,60 57,91

1 6 71,00 I 43,57 3

71,10 34,37

1 7 57,50 I

57,70

1 8 73,60 I 99,40

74,00

1 9 60,20 I

60,40

1 10 71,50 I

71,80

1 11 58,00 I 5348,4

58,40

1 12 66,40 I 6123,4

66,60

1 13 45,00 I 4,960 119,040

45,35

1 14 52,00 I 99,60

52,40

1 15 52,40 I

52,70

NON

GELIVO

Dall’analisi delle prove si deduce:

a - la densità naturale dei vari litotipi rientra nella norma; b - la resistenza alla compressione monoassiale dei vari litotipi rientra nella norma; c - i valori dell’angolo di attrito di picco sono buoni e compresi tra 26° e 48,61°; d - i valori dell’angolo di attrito residuo sono buoni e compresi tra 25,18° e 42,57°; e - i valori della coesione di picco sono buoni e compresi tra 0,7 e 2,7 Kg/cmq; f - i valori della coesione residua sono buoni e compresi tra 0,3 e 1,7 Kg/cmq; g - il tenore in carbonati è del 10,73 % nella arenarie e compreso tra il 15,12 ed il 20 %

nelle marne; h - il potere di assorbimento, compreso tra 0,714 e 1,159 %, è basso: i - la resistenza a trazione ha valori compresi tra 33,07 e 61,23 Kg/cmq nella siltite e tra

53,30 e 81,39 Kg/cmq nelle arenarie; si tratta di valori ottimi; j - le velocità ultrasoniche sono comprese tra 2602 e 4468 m/sec ed indicano una buona

qualità della roccia; k - i valori di angolo di attrito e di coesione determinati con la prova triassiale sono

decisamente superiori a quelli determinati con il taglio diretto con minimi pari rispettivamente a 41,81° e a 46,47 Kg/cmq;

l - i Point Load Test hanno dato indice Is compreso tra 15 e 87 Kg/cmq. Trattasi di rocce a resistenza da bassa a molto alta;

m - il valore del modulo elastico secante varia da 108260 a 489860 Kg/cmq nelle arenarie e da 167550 a 562310 Kg/cmq nelle siltiti;

n - il valore del modulo elastico tangente varia da 126430 a 243760 Kg/cmq nelle arenarie e da 172130 a 502590 Kg/cmq nelle siltiti;

o - lo slake durability test effettuato su materiale arenaceo ha dato ottimi valori, pertanto lo stesso potrà essere impiegato nei vari magisteri edili e stradali.

PARTE QUINTA

"CLASSIFICAZIONE GEOMECCANICA DELL’AMMASSO ROCCIOSO"

1) – PREMESSA: Gli ammassi rocciosi oggetto di rilievo geomeccanico di dettaglio sono stati classificati secondo Bieniawski (1989), Barton (1974, 1976) e Hoek (1995), che consentono di stimarne la qualità e le caratteristiche di deformabilità e resistenza. Si riportano le tabelle per la classificazione di Bieniawski.

PARAMETRI CAMPO VALORI Carico puntuale (Mpa) >10 4-10 2-4 1-2 Non applicabile RESISTENZA

ROCCIA INTATTA

Compressione monoassiale (Mpa)

>250 100-250 50-100 25-50 5-25 1-5 <1

INDICE 15 12 7 4 2 1 0 RQD 90-100 75-90 50-75 25-50 <25

INDICE 20 17 13 8 3 SPAZIATURA GIUNTI > 2m 0,6-2m 200-600 mm 60-200 mm <60 mm

INDICE 20 15 10 8 5

CONDIZIONI GIUNTI Superfici molto

scabre non continue. Pareti

roccia dura

Superfici scabre Apertura <1 mm

Pareti roccia dura

Superfici scabre Apertura <1 mm

Pareti roccia dura

Superfici liscie o laminate o

riempimento < 5 mm o apertura 1-5 mm

Giunti continui

Riempimento tenero Spessore > 5 mm o giunti aperti > 5 mm

Giunti continui

INDICE 30 25 20 10 0 Afflusso per 10 m lunghezza tunnel

assente < 10 l/min 10-25 l/min 25-125 l/min > 125 l/min

Pressione acqua nei giunti/soll. Nat. in sito

0 < 0,1 0,1-0,2 0,2-0,5 > 0,5

CONDIZIONI IDRAULICHE

Condizioni generali asciutto umido bagnato stillicidio Flusso INDICE 15 10 7 4 0

La classificazione dell’ammasso roccioso deriva dati ricavati negli ARS n° 1-2-3 (vedi la Relazione Geologica e Geoidrologica) , dai sondaggi eseguiti nel 2002 e dalle prove di laboratorio.

Risultano così classificate le Unità n° 1-2-4-5 mentre, per la mancanza di dati, non è stato possibile classificare l’Unità n° 3 che sviluppa, con uno spessore apparente in calotta di circa 30 m., tra le Unità n° 2 e 4, con un analogo sviluppo, all’interno dell’Unità n° 5 e per circa 42 m. a fine Lotto e che può essere assimilata all’Unità n° 1 (si veda ALL. 1 “Serie Stratigrafiche” alla Relazione Geologica) 2) – CLASSIFICAZIONE GEOMECCANICA DELL’AMMASSO ROCCIOSO: Nei paragrafi seguenti si procede alla determinazione dei vari indici (RMR, Q e GSI) riferiti alle 5 Unità omogenee per litologia ed assetto strutturale secondo due ipotesi:

1. cavo di galleria con presenza solo di umidità; 2. cavo di galleria con battente idraulico costante di 10 m. sopra la calotta. 2a. Unità n° 1

Sono stati utilizzati i parametri ricavati dall’ARS n° 1.

CLASSIFICAZIONE con ipotesi di sola umidità

Valori Rating Resistenza alla compressione (MPa) 61,66 7

RQD 99,46 20 Spaziatura (cm) 100,58 15

Condizioni delle discontinuità Persistenza (cm) 100,23 5 Apertura (mm) 10,13 0 JRC 10,7 4 Riempimento Argilla 0 Alterazione W3 3

Condizioni idrauliche umido 10 Fattore correttivo dell'orientazione -2

RMR89' 69 RMR base 64

RMR corretto 62 Classe Geomeccanica da RMR corretto II

GSI 64 Indice Q da RMR corretto 7,39

CLASSIFICAZIONE

con ipotesi di carico idraulico di 10 m sopra la calotta Valori Rating

Resistenza alla compressione (MPa) 61,66 7 RQD 99,46 20

Spaziatura (cm) 100,58 15 Condizioni delle discontinuità

Persistenza (cm) 100,23 5 Apertura (mm) 10,13 0 JRC 10,7 4 Riempimento Argilla 0 Alterazione W3 3

Condizioni idrauliche Flusso 0 Fattore correttivo dell'orientazione -2


RMR corretto 52 Classe Geomeccanica da RMR corretto III


Classificazione GSI e caratteristiche dell'ammasso roccioso

Hoek Brown Classification ��ci (MPa) 61,66 GSI 64 mi 13 D 0

Hoek Brown Criterion mb 3,59389 s 0,0183156 a 0,502126

Failure Envelope Range Application Tunnels ��3 max (MPa) 0,70237 Unit Weight (MN/m3) 0,0267 Tunnel Depth (m) 48

Mohr-Coulomb Fit c (MPa) 1,07053 �� (°) 58,7256

Rock Mass Parameters ��t (MPa) -0,31424 ��c (MPa) 8,27411 ��cm (MPa) 16,5837 Em (MPa) 17579,3

dove: mi = costante roccia intatta da prova triassiale

D = indice di disturbo roccia

Mb = costante dell’ammasso roccioso

s, a = costanti dipendenti dalle caratteristiche dell’ammasso roccioso

�ci = resistenza alla compressione uniassiale della roccia intatta

�t = “Tensile” strengh dell’ammasso roccioso

�cm = resistenza alla compressione uniassiale dell’ammasso roccioso che tiene conto delle discontinuità

�c = �ci x sa

Seguono grafici degli sforzi di taglio e normali agenti sull’ammasso roccioso in base al criterio di rottura di Hoek & Brown

2b. Unità n° 2

Sono stati utilizzati i parametri ricavati dal Sondaggio n° 1/2002 e dalle prove di laboratorio.

L’Unità è stata classificata secondo Barton.

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

-0,4 -0,2 0 0,2 0,4 0,6 0,8

Maj

or

pri

nci

pal

str

ess

(MP

a)

Minor principal stress (MPa)

Principal Stresses

00,5

11,5

22,5

33,5

44,5

5

-0,5 0 0,5 1 1,5 2 2,5

Sh

ear

stre

ss (M

Pa)

Normal stress (MPa)

Normal Stress vs. Shear Stress

CLASSIFICAZIONE con ipotesi di sola umidità

Coefficiente RQD 99,46 Numero dei giunti Jn (N°) 9 Rugosità Jr 1,5 Alterazione Ja 3 Condizioni idrauliche Jw 1 Distribuzione delle tensioni SRF 1 Indice Q 5,53 RMR corretto da Indice Q 59,38 Classe geomeccanica da RMR corretto III

CLASSIFICAZIONE con ipotesi di carico idraulico di 10 m sopra la calotta

Coefficiente RQD 99,46 Numero dei giunti Jn (N°) 9 Rugosità Jr 1,5 Alterazione Ja 3 Condizioni idrauliche Jw 0,66 Distribuzione delle tensioni SRF 1 Indice Q 3,65 RMR corretto da Indice Q 55,64 Classe geomeccanica da RMR corretto III

2c. Unità n° 3

Si ritiene assimilabile all’Unità n° 1

2d. Unità n° 4


CLASSIFICAZIONE

con ipotesi di sola umidità Valori Rating

Resistenza alla compressione (MPa) 53,86 7 RQD 100 20

Spaziatura (cm) 227,33 20 Condizioni delle discontinuità

Persistenza (cm) 292,29 4 Apertura (mm) 26 0 JRC 7,93 3 Riempimento Argilla 0 Alterazione W3 3


RMR89' 72

RMR base 67 RMR corretto 65

Classe Geomeccanica daRMR corretto II GSI 62

Indice Q da RMR corretto 10,31

CLASSIFICAZIONE con ipotesi di carico idraulico di 10 m sopra la calotta

Valori Rating Resistenza alla compressione (MPa) 53,86 7

RQD 100 20 Spaziatura (cm) 227,33 20

Condizioni delle discontinuità Persistenza (cm) 292,29 4 Apertura (mm) 26 0 JRC 7,93 3 Riempimento Argilla 0 Alterazione W3 3


RMR89' 72


Classe Geomeccanica daRMR corretto II GSI 67

Indice Q da RMR corretto 3,39 Classificazione GSI e caratteristiche dell'ammasso roccioso

Hoek Brown Classification ��ci (MPa) 53,86

GSI 67 mi 13 D 0 Hoek Brown Criterion

mb 4,00033 s 0,0255615

a 0,501702 Failure Envelope Range Application Tunnels ��3 max (Mpa) 2,22071

Unit Weight (MN/m3) 0,0267

Tunnel Depth (m) 164 Mohr-Coulomb Fit

c (Mpa) 1,51454 �� (°) 51,7652 Rock Mass Parameters ��t (Mpa) -0,344157

��c (Mpa) 8,55755

��cm (Mpa) 15,5598

Em (Mpa) 19526,9 Seguono grafici degli sforzi di taglio e normali agenti sull’ammasso roccioso in base al criterio di rottura di Hoek & Brown

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

-1 0 1 2 3 4 5 6 7

She

ar s

tres

s (M

Pa)

Normal stress (MPa)


2e. Unità n° 5


CLASSIFICAZIONE

con ipotesi di sola umidità Valori Rating

Resistenza alla compressione (MPa) 78,73 7 RQD 100 20

Spaziatura (cm) 781 20 Condizioni delle discontinuità

Persistenza (cm) 183 2 Apertura (mm) 0 JRC 10 4 Riempimento Argilla 0 Alterazione W3 3


RMR89' 71


Classe Geomeccanica corretto II GSI 66

Indice Q da RMR corretto 9,23

0

5

10

15

20

25

30

-0,5 0 0,5 1 1,5 2 2,5

Maj

or

pri

nci

pal

str

ess

(MP

a)


Principal Stresses

CLASSIFICAZIONE

con ipotesi di carico idraulico di 10 m sopra la calotta Valori Rating

Resistenza alla compressione (kg/cm2) 78,73 7

RQD 100 20 Spaziatura (cm) 781 20

Condizioni delle discontinuità Persistenza (cm) 183 2 Apertura (mm) 0 JRC 10 4 Riempimento Argilla 0 Alterazione W3 3



RMR corretto 54 Classe Geomeccanica corretto III


Classificazione GSI e caratteristiche dell'ammasso roccioso Hoek Brown Classification

��ci (MPa) 78,73 GSI 66 mi 13 D 0 Hoek Brown Criterion

mb 3,85999 s 0,0228735 a 0,501834 Failure Envelope Range Application Tunnels ��3 max (Mpa) 0,602195 Unit Weight (MN/m3) 0,0267 Tunnel Depth (m) 40

Mohr-Coulomb Fit c (Mpa) 1,45044 �� (°) 60,5132 Rock Mass Parameters ��t (Mpa) -0,466537 ��c (Mpa) 11,8249 ��cm (Mpa) 22,2012 Em (Mpa) 22288

Seguono grafici degli sforzi di taglio e normali agenti sull’ammasso roccioso in base al criterio di rottura di Hoek & Brown

02468

101214161820

-0,6 -0,4 -0,2 0 0,2 0,4 0,6 0,8

Maj

or

pri

nci

pal

str

ess

(MP

a)


Principal Stresses

0

1

2

3

4

5

6

-1 -0,5 0 0,5 1 1,5 2 2,5

Sh

ear

stre

ss (M

Pa)

Normal stress (MPa)


2f. Tratto interessato dalla Faglia

A scopo cautelativo è stata considerata, per tale segmento, un’estensione di circa 68,0 m.. Gli unici dati utilizzabili derivano dal sondaggio n° 2/2002. Il cavo di galleria lambisce, con la calotta, i depositi limoso-argillosi di copertura. L’analisi dei campioni evidenzia, a seguito del disturbo tettonico, la cattiva qualità del substrato, caratterizzato da elevata fratturazione e quindi da bassi valori dell’indice RQD. Inoltre, i rilievi piezometrici evidenziano la presenza di falda dalla profondità di 23,90 m.. Alla luce di quanto esposto e sulla base di analoghe esperienze degli scriventi in condizioni di disturbo tettonico si può valutare, per il tratto in esame, una IVa Classe (secondo Bieniawski) in condizioni di sola umidità, che si declassa a Va Classe con flusso idrico. 3) – QUADRO RIASSUNTIVO CLASSIFICAZIONE RMR: Da quanto accertato si deduce:

IN CONDIZIONI DI UMIDITA’ NEL CAVO UNITA’ RMRcorretto Classe

1 62 IIa BUONA 2 59 IIIa DISCRETA 3 62 IIa BUONA 4 65 IIa BUONA 5 64 IIa BUONA

IN CONDIZIONI DI FLUSSO IDRAULICO NEL CAVO UNITA’ RMRcorretto Classe

1 52 IIIa DISCRETA 2 55 IIIa DISCRETA 3 52 IIIa DISCRETA 4 55 IIIa DISCRETA 5 54 IIIa DISCRETA

TRATTO INTERESSATO DALLA FAGLIA: è classificata come IVa Classe in condizioni di umidità del cavo che passa ad una Va Classe con ipotesi di flusso.

La classificazione delle varie Unità è stata ottenuta considerando che lo scavo di galleria proceda dal lato Ascoli verso Trisungo, situazione in cui le condizioni giaciturali degli strati sono favorevoli.

4) – CLASSIFICAZIONE DI BARTON:

Si riporta in tabulato la classificazione dell’ammasso roccioso riferita ai cinque settori omogenei per litologia ed assetto strutturale

IN CONDIZIONI DI UMIDITA’ NEL CAVO DI GALLERIA

UNITA’ Q

Classe

Qualità

1 7,39 5 Discreta

2 5,53 5 Discreta

3 7,39 5 Discreta

4 10,31 4 Buona

5 9,23 5 Discreta

Tratto in faglia

- 9 Eccezionalmente scadente

IN CONDIZIONI DI FLUSSOIDRICO NEL CAVO DI GALLERIA

UNITA’ Q Classe Qualità

1 2,43 6 Scadente

2 3,65 6 Scadente

3 2,43 6 Scadente

4 3,39 6 Scadente

5 3,04 6 Scadente

Tratto in faglia

- 9 Eccezionalmente scadente

5) – VALUTAZIONE DEI PARAMETRI DI RESISTENZA E DI DEFORMABILITA’ DELL’AMMASSO ROCCIOSO: Si riportano in tabulato i valori di coesione C, di angolo d’attrito Φ e del modulo di deformabilità Em dell’ammasso roccioso riferiti ai cinque settori omogenei per litologia ed assetto strutturale:

HOEK – BROWN (1980)

UNITA’ COESIONE

C MPa

ANGOLO D’ATTRITO

ΦΦΦΦ °

MODULO DI DEFORMABILITA’

Em MPa

mb

s

1 1,07 58,72 17759 3,594 0,0183 2 NON DETERMINABILI 3 1,07 58,72 17759 3,594 0,0183 4 1,51 51,76 19597 4,000 0,026 5 1,45 60,51 22288 3,860 0,023

RMR IN CONDIZIONI DI UMIDITA’ NEL CAVO

UNITA’ COESIONE

C MPa

ANGOLO D’ATTRITO

ΦΦΦΦ °


Em* MPa

1 0,320 37 19952 2 0,305 35,5 16788 3 0,320 37 19952 4 0,335 38,5 23713 5 0,330 38 22387

RMR IN CONDIZIONI DI FLUSSO IDRAULICO NEL CAVO

UNITA’ COESIONE

C MPa

ANGOLO D’ATTRITO

ΦΦΦΦ °


Em* MPa

1 0,270 32 11220 2 0,285 33,5 13335 3 0,270 32 11220 4 0,285 33,5 13335 5 0,280 33 12589

*da Serafim-Perreira

PARTE SESTA

"TEMPO DI AUTOSOSTENTAMENTO, METODI DI SCAVO CONSIGLIATI E POSSIBILITA’ DI RECUPERO DEI MATERIALI DI SMARINO

1) – TEMPO DI AUTOSOSTENTAMENTO, MODALITA’ DI AVANZAMENTO E PROVVEDIMENTI DI SICUREZZA: Si producono le tabelle secondo Bieniawski (1989) per uno scavo di galleria condotto in modo tradizionale.

MEANING OF ROCK CLASSES

Class number I II III IV V Average stand-up time 20 yrs for

15 m span 1 yrs for 10

m span 1 week for 5

m span 10 hrs for

2,5 m span 30 min for 1

m span Cohesion of rock mass (Kpa) >400 300-400 200-300 100-200 <100

Friction angle of rock mass (deg) >45 35-45 25-35 15-25 <15 Guidelines for excavation and support of 10 m span rock tunnels in accordance with the RMR system (After Bieniawski 1989). Rock mass class Excavation Rock bolts (20 min diameter,

fully grouted)

Shotcrete Steel sets

I - Very good rock

RMR: 81-100

Full face ,

3 m advanced

Generally no support required except spot bolting.

II - Good rock

RMR: 61-80

Full face , 1-1.5 m advance.

Complete support 20 m from

face

Locally, bolts in crown 3 m long, spaced 2..5 m with

occasional wire mesh

50 mm in crown where required

None.

III - Fair rock RMR: 41-60

Top heading and bench 1.5-3 m advance in top heading. Commence support after each blast. Complete support 10 m from face.

Systematic bolts 4 m long, spaced 1.5 - 2 m in crown and walls with wire mesh in crown.

50-100 mm in crown and 30 mm in sides.

None

IV - Poor rock RMR: 21-40

Top heading and bench 1.0-1.5 m advance in top heading. Install support concurrently

with excavation, 10 m from face

Systematic bolts 4-5 m long, spaced 1-1-5 m in crown and walls with wire mesh.

100-150 mm in crown and 100 mm in sides.

Light to medium ribs spaced 1.5 m where require

V - Very poor rock RMR: < 20

Multiple drifts 0-5-1.5 m advance ìn top heading. Install support concurrently

with excavation- Shotcrete as soon as possíble after blasting.

Systematic bolts 5-6 m long, spaced 1-1.5 m in crown and walls with wire mesh. Bolt invert.

150-200 mm in crown, 150 mm in sides, and 50 mm on face.

Medium to heavy ribs spaced 0.75 m with steel lagging and forepoling if required. Close invert.

2) – METODI DI SCAVO CONSIGLIATI: I sistemi tradizionali (esplosivo, martelloni demolitori e frese puntiformi) risultano meno efficienti in termini di produttività e meno sicuri per il personale in corso d’opera, rispetto ad uno scavo con fresa a sezione piena di un foro pilota (∅ 3,50 m) e successivo alesaggio del foro. Tuttavia, dati gli ingenti oneri per l’approntamento di un cantiere con fresa integrale, l’analisi economica determinerà il sistema di scavo da adottare la cui scelta sarà di competenza dell’Ing. Progettista.

3) – POSSIBILITA’ DI RECUPERO DEL MATERIALE DI SMARINO:

In base alle prove di laboratorio precedentemente illustrate si può preliminarmente ipotizzare l’idoneità dei litotipi appartenenti alle Unità 2-3-4-5 all’impiego nella formazione dei rilevati e dei rinterri.

A verifica di tale valutazione, è stata condotta una campagna integrativa finalizzata a completare la definizione delle caratteristiche del materiale di risulta degli scavi in relazione al possibile reimpiego nei vari magisteri.

Sono stati prelevati, mediante l’uso di un martello pneumatico, n° 5 campioni di roccia affiorante da 100 Kg ognuno, per ogni unità litologica per un totale di 25 campioni. Il materiale prelevato è stato miscelato in sito al fine di ottenere un campione rappresentativo da 100 Kg per ogni unità litologica. I rapporti tra arenaria, siltite e marna sono stati ricavati dalle serie stratigrafiche misurate in campagna durante il rilevamento geologico effettuato nel 2002 per l’incarico riguardante “S.S. 4 Salaria – Adeguamento del tratto Trisungo – Acquasanta Terme I° Lotto II° Stralcio dal km 173+130 al km 175+240” e rimisurate durante il prelievo del materiale.

I campioni da 100 Kg ognuno riferiti alle unità litologiche U1, U2, U3, U4 e U5, sono stati consegnati al laboratorio S.G.A.I. di Morciano di Romagna (RN) per l’esecuzione delle seguenti prove:

• frantumazione del materiale • prova di abrasione Los Angeles • prova di resistenza al punzonamento Point Load Strength • analisi granulometrica • limite liquido e plastico • classificazione A.A.S.H.O Tutte le risultanze delle analisi sono nell’elaborato T00GE00GEORE04B INDAGINI E PROVE DI LABORATORIO E IN SITU e sono qui di seguito riassunte:

SOND. CAMP. Prof. STATO LOS ANGELES INDICE DI

CLASSIFICAZIONE

POINT LOAD STRENGTH ANALISI GRANULOMETRICA LIMITI DI ATTERBERG

DEL L.A. GRUPPO A.A.S.H.O. Ind. Stand. Sforzi Ghiaia Sabbia Limo Argilla Lim. Liquid Ang.attrito CAMP. % IG Is (50) Ip G S L L+A A Wl Ip

n. n. m.

MPa MPa % % % % % % %

U1 Affior. R 37,40 0 A-1-a 6,96 167,04 67,50 20,51 / 11,99 / N.D. N.P.

U2 Affior. R 35,20 0 A-1-a 7,28 174,72 69,96 23,24 / 6,80 / N.D. N.P.

U3 Affior. R 38,40 0 A-1-a 5,84 140,16 66,79 21,37 / 11,84 / N.D. N.P.

U4 Affior. R 31,30 0 A-1-a 7,68 184,32 66,55 24,69 / 8,76 / N.D. N.P.

U5 Affior. R 41,60 0 A-1-a 5,20 124,80 60,54 31,36 / 8,10 / N.D. N.P.

Dall’analisi dei risultati delle prove si deduce quanto segue:

a - il materiale analizzato rientra nella classe A-1-a adottando sia la classificazione A.A.S.H.O. che la classificazione CNR 10006/1963;

b - l’analisi granulometrica è evidenziato una percentuale passante al setaccio A.S.T.M. 200 (frazione limosa e argillosa) variabile tra 8,10 % e 11,99 %;

c - i valori dell’Indice di Gruppo sono pari a 0, caratterizzando il materiale come buono; d - la prova di abrasione Los Angeles ha presentato valori di perdita di massa compresi tra

31,30 % e 41,60 %, caratterizzando la roccia come tenera; e - la determinazione dell’indice liquido non è stata possibile, pertanto l’indice plastico

risulta non determinabile; f - il Point Load Strength ha presentato valori compresi tra 5,20 MPa e 7,68 MPa

corrispondenti, rispettivamente, a valori di resistenza a compressione uniassiale pari a 124,80 MPa e 184,32 MPa, i quali, secondo le raccomandazioni ISRM, classificano la roccia come molto resistente;

g - dai valori ottenuti delle analisi effettuate, in relazione ai requisiti richiesti dalle Norme Tecniche dei Capitolati Speciali ANAS, il materiale rispecchia i requisiti richiesti per strati di base ed è ottimale per la realizzazione di rilevati. In tale ipotesi il materiale dovrà essere frantumato a granulometria assortita.

PARTE SETTIMA

"CONSIDERAZIONI GENERALI SUGLI IMBOCCHI E SUI TRATTI IN SCAVO ALL’APERTO"

1) - IMBOCCO ZONA TRISUNGO (LATO ROMA): L’imbocco è impostato, per circa 60 m., su detrito di versante costituito da elementi arenacei di dimensioni < mc immersi in matrice argilloso-sabbioso-limosa. Il sondaggio n° 2/00 ha rilevato una potenza di materiale detritico sovrastante la calotta pari a circa 12 m.. All’imbocco di galleria, alla base della platea, la copertura ha potenza massima di circa 8 m. ed il substrato roccioso è rappresentato dall’Unità n° 1. Per le prove in sito e di laboratorio si fa riferimento ai sondaggi n° 2-2a-3 (si veda ALL. T00GE00GEORE04B INDAGINI E PROVE DI LABORATORIO E IN SITU ). 1a. Verifiche di stabilità del versante

Le condizioni di stabilità dei terreni sono state oggetto di osservazioni di carattere generale che comprendono l’assetto morfologico, l’acclività, l’erodibilità, le frane in atto o potenziali e le condizioni statiche degli edifici e/o manufatti. L’area d’intervento non presenta dissesti in atto ne elementi che facciano prevedere movimenti del terreno. Si evidenzia che il canale di gronda dell’ENEL, impostato trasversalmente al pendio, non presenta lesioni di sorta. Il metodo di verifica adottato è il Bishop modificato utilizzando il programma "Stabl" che trova ampia applicazione nelle principali Università italiane ed estere. Il modello geomeccanico assunto è in seguente:

a - la sezione verificata è la X-X’ riportata nell’elaborato T00GE00GEOCG03B CARTA GEOLOGICA CON UBICAZIONE INDAGINI;

b - si è considerata una piezometrica di progetto; c - il terreno è stato considerato costituito da due strati; d - le verifiche sono condotte nelle condizioni attuali; e - le verifiche sono condotte in termini di sforzi efficaci; f - i parametri geomeccanici, dedotti dalle prove di laboratorio, adottati sono:

SUOLO

N.

DENSITA’ NATURALE

t/mc

ANGOLO DI ATTRITO INTERNO

DRENATO ∅∅∅∅’ °

COESIONE DRENATA

C’

t/mq

1 2,0 24 0,6 Limo argilloso 2 2,3 32 15,0 Substrato

I risultati trovati, riportati nei tabulati a fine relazione sono, qui di seguito, riepilogati:

SEZIONE

N.

CONDIZIONE DI VERIFICA

PIEZOMETRICA

EFFETTO

SISMICO 7% SULLE FORZE ORIZZONTALI

CARICHI

ACCIDENTALI

CARICHI

PERMANENTI

SUPERFICI

VERIFICATE

N.

COEFFICIENTE DI SICUREZZA

FS

TABULATO

N. X-X’ lungo termine presente considerato Non considerati Non considerati 225 1,311 1

X-X’ lungo termine assente considerato Non considerati Non considerati 225 1,346 2

Il D.M. n. 47 dell'11/3/88 prevede un coefficiente di sicurezza FS pari a 1,3. Pertanto, sussistono buone garanzie di stabilità in termini di sforzi efficaci anche con piezometrica di progetto. 2a – Altezza critica ed operativa degli sbancamenti in assenza di filtrazioni: per la trattazione teorica si veda la “Parte Prima – Formulazioni di carattere generale”. Si verifica la condizione drenata. I parametri geomeccanici sono quelli delle campagne geognostiche precedenti al 2002 (Sondaggi 2 + 3): ϒ = 2,0 t/mc densità naturale c’ = 1,1 t/mc coesione drenata Φ’ = 24° angolo di attrito interno β = 3/2 = 34° angolo della scarpa sull’orizzontale ipotizzato c’/γ = 0,55 Ns = 5,9 fattore di stabilità per Φ’ = 24° Fs = 1,3 coefficiente di sicurezza minimo previsto dal D.M. n° 47 dell’11.3.88. L’altezza critica è:

Hc = 5,9 x 0,55 = 3,2 m. L’altezza operativa con coefficiente di sicurezza pari a 1,3 è:

Hop = 3,1.2,3 = 2,5 m.

Annullando la coesione e verificando con l’angolo di attrito drenato ed in assenza di filtrazione d’acqua, la pendenza degli scavi è di:

β = =φ��

�!

��

��! = 0,3425 = 18°

Da quanto accertato si deduce: a - l’altezza operativa con coefficiente minimo di sicurezza Fs = 1,3 è di 2,5 m;

b - nella verifica non si è tenuto conto della componente di pendio e del carico dovuto aell’accumulo di materiale;

c - considerando solo l’angolo di attrito interno drenato, per avere un coefficiente di sicurezza Fs = 1,3 occorrerebbe stendere lo scavo con un angolo di 18° pari al 32,49% sull’orizzontale. Con tale prescrizione, per una profondità di scavo pari a 10 m., la scarpata si svilupperebbe per circa 30 m., andando così a movimentare una notevole quantità di terreno.

Si consiglia, per operare in ottime garanzie di sicurezza, la messa in opera di berlinesi, eventualmente tirantate, ai bordi dello scavo di progetto e di procedere poi per parti alla realizzazione dell’opera ed al successivo rinterro. Per quanto riguarda gli scavi di minore entità necessari per la realizzazione dei muri di sostegno in controripa, le pendenze possono essere maggiori del valore teorico sopra riportato (che effettivamente appare eccessivamente cautelativo per tale tipologia di scavo, in quanto ipotizza, di fatto -cioè tenuto conto anche dell’applicazione del Fs-, condizioni di resistenza al taglio anche peggiori di quelle “residue”), a condizione che la realizzazione del muro sia tempestiva in modo da poter fare affidamento sulla resistenza non-drenata e, comunque, sulla coesione presente nel materiale. A tal fine, sarà opportuno che tali muri vengano eseguiti per campioni di lunghezza non superiore a 20 m. 2) - IMBOCCO ALLA PROGR. 2088 (SEZ. 90): L’imbocco, che si estende per circa 8 m. a cielo aperto e per successivi 22 m. circa nel substrato roccioso, potrà essere realizzato in artificiale. Lo sbancamento è cospicuo sul lato monte, pari ad un massimo di circa 21 m. di altezza, interesserà il substrato roccioso rappresentato dall’Unità n° 5 in condizioni giaciturali di traversipoggio con tendenza al reggipoggio e potrà essere realizzato previa messa in opera di berlinesi eventualmente tirantate (sul lato monte, sarà probabilmente necessario uno sbancamento sommitale di approccio, con inclinazione di 45° e di altezza pari a circa 5 m). 3) - IMBOCCO ALLA PROGR. 2258: Si opera su copertura detritica di potenza massima pari a circa 10 m.. Valgono le stesse considerazioni espresse per l’imbocco lato Roma e pertanto si consiglia, per operare in ottime garanzie di sicurezza, la messa in opera di berlinesi, eventualmente tirantate, ai bordi dello scavo di progetto e di procedere poi per parti alla realizzazione dell’opera ed al successivo rinterro. 4) - IMBOCCO FINE LOTTO (LATO ASCOLI PICENO): Lo sbancamento, pari ad un massimo di circa 21 m. di altezza, interesserà il substrato roccioso rappresentato dall’Unità n° 5 in condizioni giaciturali di traversipoggio con marcata tendenza al reggipoggio e potrà essere realizzato previa messa in opera di una berlinese lato monte eventualmente tirantata (sarà probabilmente necessario uno sbancamento sommitale di approccio, con inclinazione di 45° e di altezza pari a circa 5 m).

In alternativa, per contenere il movimento, si potrà procedere mediante infilaggi in calotta fino alla metà dei piedritti. 5) - STABILITA DEI VERSANTI A MONTE DELLE OPERE DI SOSTEGNO DEGLI

SCAVI IN TRINCEA Oltre alla verifica di stabilità del versante naturale, relativa al tratto all’aperto lato Trisungo (di cui al par. 1-a della presente sezione), si è presa in esame la stabilità dei versanti a monte delle opere di sostegno degli scavi all’aperto, a causa della forte pendenza (anche superiore a 30° – 35°) e notevole estensione che caratterizza i versanti, in particolare tra le sezz. 92-98 e lungo la strada di collegamento alla centrale di ventilazione. In entrambi i casi, la notevole acclività è associata alla presenza di una coltre di detrito sovrimposta al substrato roccioso. La situazione più critica è stata individuata nel tratto lungo l’asse principale tra le sezz. 96-97, pertanto tale tratto è stato oggetto di verifica di stabilità del versante a monte della paratia berlinese. Nella verifica, il versante di monte è assimilabile ad un pendìo uniforme di pendenza di 34°. La verifica è stata condotta utilizzando il programma di calcolo STAP 11.0 della Aztec informatica, introducendo i parametri geotecnici ottenuti e già discussi nella Parte Terza. I risultati sono rappresentati negli elaborati grafici seguenti. (Per brevità, non si allegano i tabulati di calcolo). Il fattore di stabilità minimo è risultato Fs = 1,17 e può considerarsi soddisfacente in quanto è comprensivo di azione sismica.

6) - OPERE DI SOSTEGNO DEGLI SCAVI ALL’APERTO: CONSIDERAZIONI SUI

CALCOLI DI VERIFICA. Le singole relazioni di calcolo delle strutture di sostegno degli scavi all’aperto (in sostanza: paratie di micropali con diversi ordini di tiranti) si avvalgono di verifiche eseguite con il programma di calcolo PAC 10 della Aztec informatica, introducendo i parametri geotecnici ottenuti e già discussi nella Parte Terza. Le Normative di riferimento per le verifiche sono le seguenti: - Legge nr. 1086 del 05/11/1971. Norme per la disciplina delle opere in conglomerato cementizio, normale e precompresso ed a struttura metallica. - Legge nr. 64 del 02/02/1974. Provvedimenti per le costruzioni con particolari prescrizioni per le zone sismiche. - D.M. LL.PP. del 11/03/1988. Norme tecniche riguardanti le indagini sui terreni e sulle rocce, la stabilità dei pendii naturali e delle scarpate, i criteri generali e le prescrizioni per la progettazione, l'esecuzione e il collaudo delle opere di sostegno delle terre e delle opere di fondazione. - D.M. LL.PP. del 14/02/1992. Norme tecniche per l'esecuzione delle opere in cemento armato normale e precompresso e per le strutture metalliche. - D.M. 9 Gennaio 1996 Norme Tecniche per il calcolo, l'esecuzione ed il collaudo delle strutture in cemento armato normale e precompresso e per le strutture metalliche. - D.M. 16 Gennaio 1996 Norme Tecniche relative ai 'Criteri generali per la verifica di sicurezza delle costruzioni e dei carichi e sovraccarichi'. - D.M. 16 Gennaio 1996 Norme Tecniche per le costruzioni in zone sismiche. - Circolare Ministero LL.PP. 15 Ottobre 1996 N. 252 AA.GG./S.T.C. Istruzioni per l'applicazione delle Norme Tecniche di cui al D.M. 9 Gennaio 1996. - Circolare Ministero LL.PP. 10 Aprile 1997 N. 65/AA.GG. Istruzioni per l'applicazione delle Norme Tecniche per le costruzioni in zone sismiche di cui al D.M. 16 Gennaio 1996. Le verifiche sono state eseguite in condizioni sismiche come da normativa; le strutture con diversi ordini di tiranti sono state analizzate anche per fasi di scavo, utilizzando il metodo agli elementi finiti per le deformazioni, e verificate alle tensioni ammissibili. Per le verifiche delle armature dei tiranti, il programma applica direttamente il tiro effettivo del tirante. A tal proposito, l’output delle relazioni di calcolo elenca, nella sezione “caratteristiche materiali utilizzati”, le tensioni di snervamento ed ammissibile per l’acciaio, da confrontare con le tensioni di trazione nell’acciaio listate nella sezione “analisi dei tiranti – risultati tiranti” (per fasi di scavo). Per quanto riguarda la verifica della fondazione dei tiranti, si precisa che, anche se il dato non compare esplicitamente nell’output delle relazioni, il programma di calcolo è stato impostato in modo da applicare a priori, nel calcolo dello sforzo ammissibile della fondazione del tirante, un coefficiente di sicurezza pari a 2 (valore suggerito dalle norme AICAP per opere provvisionali). Ne consegue che il fattore di sicurezza allo sfilamento dei tiranti (rapporto tra lunghezza definita della fondazione e lunghezza necessaria), che compare nei listati della sez. “Analisi dei tiranti” delle relazioni di calcolo, è in realtà

calcolato dal programma dopo aver ridotto, del citato fattore 2, la resistenza della fondazione del tirante. Fermo restando le considerazioni sopra sviluppate, l’utilizzo del succitato fattore di sicurezza 2 anche nelle verifiche dei tiranti delle strutture definitive, trova giustificazione nel fatto che i parametri geotecnici attribuiti nel calcolo alla Formazione del Flysch della Laga nelle sezioni stratigrafico-geotecniche (vedi parte 3a, par. 3), sono stati ottenuti sulla base dei valori di resistenza al taglio ricavati lungo le superfici di strato. Tali valori, di conseguenza, risultano particolarmente cautelativi nel caso specifico delle verifiche della fondazione dei tiranti, tenuto conto che il meccanismo di rottura per sfilamento della fondazione, gioco forza, non si svilupperà mai esattamente lungo le superfici di stratificazione o le fratture (circostanza comunque evitabile, all’atto esecutivo, essendo note dal rilievo geologico, e magari visibili in parete, le giaciture delle discontinuità). La fondazione del tirante, piuttosto, attraverserà sia tali superfici che, soprattutto, la matrice rocciosa, impegnando così una “coesione” che è decisamente maggiore di quella attribuita a partire dai risultati di prove di taglio lungo i giunti. Perciò, l’adozione di un Fs = 2 anche per le strutture definitive è giustificato. La figura seguente riporta come esempio la videata dati del programma relativa ai fattori di sicurezza applicati nelle verifiche di una delle strutture tirantate.

I

PARTE OTTAVA

"ANALISI DEL TRATTO STRADALE IN RILEVATO" 1) - PREMESSA: Da inizio lotto alla progr. 198 la strada si svilupperà in rilevato di altezza massima pari a circa 9,00 m..(in corrispondenza della sez. 8). Considerando un sovraccarico accidentale pari a 1 ton/mq, è come se l’altezza aumentasse di 0,53 m, portandosi dunque a 9,53 m Il sondaggio di riferimento è il n° 1 e saranno interessati terreni alluvionali del III° terrazzo e di copertura con substrato roccioso (alterato) individuato alla prof. di 11,30 m. Al contrario, tra le progr. 2125 e 2258 il rilevato avrà un’altezza massima di 6,00

Si procede ora all’analisi di stabilità del rilevato ed ad una valutazione di massima dei cedimenti facendo riferimento al rilevato di inizio lotto.

2) – VERIFICHE DI STABILITÀ DEL RILEVATO: Il metodo di verifica adottato è il Bishop modificato utilizzando il programma "Stabl" che trova ampia applicazione nelle principali Università italiane ed estere. Il modello geomeccanico assunto è in seguente:

a - è stato considerato un sovraccarico accidentale sul piano viario pari a ad 1/3 di 2,0 t/mq per la contemporanea presenza dell’effetto sismico;

b - si è considerata una piezometrica a – 3,00 m. dal p.c.; c - il terreno è stato considerato costituito da due strati; d - le verifiche sono condotte nelle condizioni di progetto e di massimo rilevato; e - le verifiche sono condotte in termini di sforzi efficaci e i parametri geomeccanici adottati

sono:

SUOLO

N.

DENSITA’ NATURALE

t/mc

ANGOLO DI ATTRITO INTERNO DRENATO

∅’ °

COESIONE DRENATA

C’ t/mq

1 1,9 24 0,6 Limo argilloso 2 2,0 36 0,0 Rilevato

I risultati trovati, riportati nei tabulati a fine relazione sono, qui di seguito, riepilogati: SEZIONE

N.

CONDIZIONE DI VERIFICA

PIEZOMETRICA EFFETTO SISMICO 7%

SULLE FORZE ORIZZONTALI

CARICHI ACCIDENTALI

CARICHI PERMANENTI

SUPERFICI VERIFICATE

N.

COEFFICIENTE DI SICUREZZA

FS

TABULATO

N. totale lungo termine presente considerato considerati non considerati 225 1,201 3

3) – VALUTAZIONE DEI CEDIMENTI E DEL LORO DECORSO NEL TEMPO: I valori numerici forniti nel presente capitolo hanno carattere puramente indicativo in quanto non si hanno a disposizione moduli edometrici del terreno derivanti da prove di laboratorio e/o pressiometriche. I moduli edometrici utilizzati derivano dalla trasformazione dei colpi delle prove SPT, eseguite nel sondaggio n° 1, in resistenza statica equivalente da cui è possibile risalire al valore del modulo. Il coefficiente per il quale viene moltiplicato il numero di colpi è, in quanto s’interviene in terreni limoso-argilloso-sabbiosi, pari a 2,5 e ne deriva, per i terreni in esame, un modulo edometrico medio E = 80 Kg/cmq. I calcoli sono eseguiti, al centro e al bordo, per rilevato d’altezza pari a 7,0 m., con sviluppo delle tensioni fino alla profondità di 17,0 m., dove è presente il substrato roccioso.

Altezza rilevato: 7,00 m.

p = γ h = 7,0x 1,90 = 13,3 t/mq CEDIMENTI AL CENTRO (PUNTO 1)

Strato n°

Profondità Da-a

(m)

Profondità sotto la fond.

nella mezzaria dello strato

(m)

Incremento di tensione

nel sottosuolo

(Kg/cmq)

Spessore strato

compressibile

(cm)

Modulo Edometrico

(Kg/cmq)

Cedimento parziale

(cm)

Cedimento Totale

(cm)

1 0,00 16,00 8,00 1,160 1600 80 23,20 24,31 2 16,00 17,00 16,50 0,884 100 80 1,11

CEDIMENTI AL BORDO (PUNTO 2)

Strato n°

Profondità Da-a

(m)

Profondità sotto la fond.

nella mezzaria dello strato

(m)

Incremento di tensione

nel sottosuolo

(Kg/cmq)

Spessore strato

compressibile

(cm)

Modulo Edometrico

(Kg/cmq)

Cedimento parziale

(cm)

Cedimento Totale

(cm)

1 0,00 16,00 8,00 0,255 1600 80 5,10 5,56 2 16,00 17,00 16,50 0,364 100 80 0,46

Il cedimento differenziale teorico sarà:

∆S1 S2 = 24,31 – 5,56 = 18,75 cm Per la stima dei tempi necessari al completamento dei suddetti cedimenti, ci si basa sulla teoria della consolidazione monodimensionale del Terzaghi, la cui formulazione ai fini pratici è contenuta nella sezione “Parte Prima” al cap. 7 e viene di seguito richiamata:

( )C

HTtv

2v ⋅= in cui:

H = percorso di filtrazione cv = coeff. di consolidazione verticale = kv / Eed Tv = fattore di tempo t = tempo necessario per raggiungere il grado di consolidazione (Ù). La seguente tabella riporta i valori di Tv a seconda del grado di consolidazione primaria U. Tv 0.008 0.031 0.071 0.126 0.197 0.287 0.403 0.567 0.848 U(%) 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Per una valutazione attendibile di Cv, ci si è basati su dati di prove edometriche eseguite su provini di terreni dalle caratteristiche granulometriche e di plasticità simili o correlabili a quelle del terreno in questione (queste ultime sono visibili nel fascicolo T00GE00GEORE04C - INDAGINI E PROVE DI LABORATORIO E IN SITU, nella sezione finale), nel range tensionale corrispondente. Su tale base, si assume: Cv = 0.004 cm2 / sec = 12.61 m2 /anno. Nel nostro caso, considerando il percorso di filtrazione H = 8 m, il tempo necessario al raggiungimento del grado di consolidazione U = 90% è:

t = (0.848 x 82) / 12.61 = 4,3 anni. Valore che, probabilmente, è sottostimato in quanto considera un’ipotesi “ottimale” di drenaggio bidirezionale. In ogni caso si tratta un tempo lungo rispetto a quello di costruzione; perciò è opportuno adottare sistemi per accelerare il tempo di consolidazione, in modo da rendere trascurabile l’aliquota di cedimento ancora da smaltire dopo la fase di costruzione. La presenza delle trincee drenanti (vedi par. successivo), ottiene l’effetto di una riduzione del tempo di consolidazione, soprattutto per il fatto che la filtrazione avviene in senso sub-orizzontale, direzione in cui la permeabilità (kh) è maggiore rispetto a quella verticale (kv): tipicamente, Il rapporto fra kh e kv oscilla da 2 a 20 ma può arrivare fino a 100 in presenza di terreni molto stratificati. Ipotizzando, cautelativamente, che nel nostro caso kh = 4 kv , e ricordando che ch = kh/Eed, si ha che ch = 4 cv e cioè ch =12.61 x 4 = 50.46. Pertanto, si può stimare il tempo di consolidazione, nell’ipotesi che l’interasse delle trincee sia di 16 m (vedi par. successivo), e quindi che il percorso di filtrazione sia H/2 = 8 m, considerando le trincee come un allineamento di dreni verticali. Dagli abachi di Barron (1946), sono stati estrapolati i seguenti valori del fattore tempo Th per filtrazione orizzontale, per un valore di de/d0 = 16 (nel nostro caso, rapporto tra interasse e larghezza della trincea) Th 0.026 0.067 0.092 0.144 0.195 0.267 0.352 0.467 0.661 U(%) 10 20 30 40 50 60 70 80 90 Pertanto, il tempo di consolidazione t90 è:

t = (0.661 x 82) / 50.46 = 0,83 anni (circa 10 mesi) .

Che è un tempo compatibile con quello di realizzazione del rilevato. 4) – DIMENSIONAMENTO DELLE TRINCEE DRENANTI SOTTO IL RILEVATO Nelle verifiche di stabilità del rilevato si è considerata la presenza della falda a partire da circa 2 m sotto il piano campagna; pertanto, è importante garantire un efficace drenaggio affinchè non si determinino innalzamenti del livello di falda che farebbero diminuire il fattore di sicurezza per la stabilità globale. Inoltre, il drenaggio conseguirebbe anche un’accelerazione del processo di consolidazione e dei relativi cedimenti del terreno di fondazione, come illustrato al punto 3).

Al fine di smaltire le sovrapressioni interstiziali almeno fino ad una profondità media di 3 m dal p.c. e garantirne l’assenza, sarà necessaria l’esecuzione di trincee drenanti sotto il piano di posa del rilevato, lungo il tratto fra le sez. 5 e 9. Per una valutazione dell’interasse delle trincee, si possono adottare gli abachi di Hutchinson (1977), nella condizione di dreni non intestati in substrato impermeabile.

Per l’ottenimento dell’effetto depressivo sopra quantificato, l’altezza h della piezometrica rispetto al fondo della trincea a metà interasse (altezza massima) dovrà risultare di 3,4 m. In tal caso, h/D = 0,68. Dagli abachi di Hutchinson si ottiene S/D = 3,2, dunque l’interasse D dovrà essere S = 3.2 x 5 = circa 16 m. Da valutazioni sommarie effettuate con l’applicazione della legge di Darcy ed assegnando una plausibile permeabilità k = 5 X 10-7 m/sec ai terreni limo-sabbiosi della zona, si stima una portata massima emungibile dal sistema drenante pari a circa 0,5 litri/sec. 5) - PIANO DI POSA E MODALITÀ D’ATTUAZIONE DEI RILEVATI:

Per l'esecuzione dei rilevati si consiglia la sottoindicata prassi operativa: a - decorticamento del terreno vegetale per 0,60 m., che verrà momentaneamente

accatastato a latere delle aree operative. Tale terreno, batteriologicamente attivo e ricco di sostanze umifere e vegetali, sarà poi reimpiegato per foderare le scarpate;

b - messa in opera di strato frangicapillare, in materiale sabbioso tipo A1 con indice plastico < 4 , di 40 cm. di spessore, rivestito con geotessuto pesante, risvoltato ai lati con funzione anche di contenimento, con opportuni scoli di deflusso acque ai lati;

c - impiego di materiali di tipo A1, A2-4, A2-5 e A3; gli stessi, in strati di 0,5 m, verranno compattati con rullo vibrante fino a raggiungere un addensamento del 95% della prova Proctor modificata. Le analisi di laboratorio eseguite evidenziano un possibile riutilizzo dei materiali, in idonea pezzatura, provenienti dallo scavo di galleria nelle Unità n° 2-3-4-5

d - compattazione del terreno di sottofondo mediante ripetuti passaggi di macchine operatrici;

e - il piano di appoggio dei rilevati dovrà essere a schiena d'asino per evitare eventuali ristagni d'acqua;

f - la densità di compattazione per l'ultimo strato di rilevato, che costituisce il supporto della pavimentazione, dovrà essere pari al 98% della prova Proctor modificato;

g - il piano di appoggio del rilevato dovrà essere scarificato, umidificato e compattato fino ad ottenere il 90% della densità secca max. riferita al Proctor modificato;

h - i rilevati avranno un angolo di scarpa del 3/2 sull'orizzontale, pari a 33°. Per altezze superiori a 5 m. dovrà essere previsto il bancale intermedio, di larghezza pari a 2 m. e interposto a 5 m. misurati dal piano campagna. Tale profilatura consente un allargamento della base del rilevato a vantaggio della stabilità e dei cedimenti ed inoltre consente un migliore drenaggio delle acque meteoriche evitando pericolosi ruscellamenti;

i - terminato il rilevato, si procederà alla messa in opera, nelle scarpate, delle fodere vegetali e relative cunette per la regimazione delle acque, evitando rigorosamente qualsiasi area di ristagno.

6) – VERIFICA DEL PERICOLO DI LIQUEFAZIONE DEL TERRENO:

Le stratigrafie dell'area in esame evidenziano la presenza di depositi prevalentemente limoso argillosi, con sporadici intervalli sabbiosi e/o sabbioso limosi. Le Norme Tecniche per le costruzioni in zone sismiche (Commissione del Gruppo Nazionale per la difesa dai terremoti, CNR 1984) suggeriscono:

"se nel sottosuolo dell'opera e nelle sue adiacenze, entro una profondità max di 15 m. circa dal piano campagna, sono presenti strati importanti di sabbie o sabbie limose sotto falda, dovranno essere eseguite indagini specifiche con relative verifiche per valutare il pericolo di liquefazione".

Le caratteristiche litologiche dei terreni interessati porta ad escludere la possibilità di liquefazione in concomitanza di un evento sismico significativo.

PARTE NONA

"TEST DI MARKLAND ED ANALISI DELLA STABILITA’ DEI BLOCCHI LAPIDEI INCOMBENTI SUI TRATTI A CIELO APERTO DELLA STRADA"

1) - ANALISI DELLA STABILITA’ DEI BLOCCHI LAPIDEI INCOMBENTI SUI TRATTI A CIELO APERTO DELLA STRADA: L’accurata ispezione delle testate di strato affioranti a monte dei segmenti stradali a cielo aperto ha evidenziato la presenza di un masso, individuato tra le sez. 90-91, da demolire con microcariche prima dell’inizio lavori. Il masso, che ha dimensioni di circa 3,70 x 6,00 x 6,00 m e forma sferoidale, si trova circa 20 m. a monte dell’area d’intervento ed è appoggiato su un versante che presenta acclività media del 66 % pari a circa 34°. Non sono state rilevate, allo stato attuale, altre situazioni pericolose. 2) – TEST DI MARKLAND: All’imbocco di galleria “lato Ascoli Piceno”, in corrispondenza delle sez. 100-101-102, è stato eseguito un test di Markland per verificare la stabilità della massa lapidea incombente sull’opera. S’interviene sull’Unità n° 5 dove sono stati rilevati i seguenti valori:

� Famiglia di discontinuità Strato: immersione 290° - inclinazione 21°

� Famiglia di discontinuità Ki: immersione 254° - inclinazione 83°

� Famiglia di discontinuità Kd: immersione 115° - inclinazione 51°

� Versante: immersione 163° - inclinazione 21°

� Cono di attrito: Φ’ = 22°

Il test ha confermato la stabilità dell’area esaminata escludendo cinematismi di caduta. Tuttavia, esistono pareti rocciose più lontane, la cui orientazione è variabile, dalle quali non si esclude che possano originarsi distacchi potenzialmente pericolosi per il tratto stradale all’aperto.

ALLEGATO A) – VERIFICHE STABILITA’ VERSANTE LATO – ROMA (SEZ. X-X’) --SLOPE STABILITY ANALYSIS-- MODIFIED BISHOP METHOD OF SLICES IRREGULAR FAILURE SURFACES

PROBLEM DESCRIPTION VERIFICA STABILITA' VERSANTE USCITA GALLERIA LATO TRISUNGO

Input file : GALLA BOUNDARY COORDINATES 8 TOP BOUNDARIES 11 TOTAL BOUNDARIES BOUNDARY X-LEFT Y-LEFT X-RIGHT Y-RIGHT SOIL TYPE NO. (MT) (MT) (MT) (MT) BELOW BND 1 .00 30.00 16.00 30.00 1 2 16.00 30.00 56.00 40.00 1 3 56.00 40.00 94.00 50.00 1 4 94.00 50.00 118.00 60.00 1 5 118.00 60.00 158.00 70.00 1 6 158.00 70.00 202.00 80.00 1 7 202.00 80.00 252.00 90.00 1 8 252.00 90.00 280.00 100.00 1 9 .00 12.80 106.00 33.50 2 10 106.00 33.50 202.00 64.00 2 11 202.00 64.00 280.00 94.00 2

ISOTROPIC SOIL PARAMETERS 2 TYPE(S) OF SOIL SOIL TOTAL SATURATED COHESION FRICTION PORE PRESSURE PIEZOMETRIC TYPE UNIT WT. UNIT WT. INTERCEPT ANGLE PRESSURE CONSTANT SURFACE NO. (T/MC) (T/MC) (T/MQ) (DEG) PARAMETER (T/MQ) NO. 1 1.9 2.0 .6 24.0 .00 .0 1 2 2.3 2.3 15.0 32.0 .00 .0 2 1 1 PIEZOMETRIC SURFACE(S) HAVE BEEN SPECIFIED UNITWEIGHT OF WATER = 1.00 PIEZOMETRIC SURFACE NO. 1 SPECIFIED BY 2 COORDINATE POINTS POINT X-WATER Y-WATER NO. (MT) (MT) 1 .00 26.00 2 202.00 64.00 A HORIZONTAL EARTHQUAKE LOADING COEFFICIENT OF .070 HAS BEEN ASSIGNED A VERTICAL EARTHQUAKE LOADING COEFFICIENT OF-.070 HAS BEEN ASSIGNED CAVITATION PRESSURE = .0 T/MQ

A CRITICAL FAILURE SURFACE SEARCHING METHOD, USING A RANDOM TECHNIQUE FOR GENERATING CIRCULAR SURFACES, HAS BEEN SPECIFIED. 225 TRIAL SURFACES HAVE BEEN GENERATED. 15 SURFACES INITIATE FROM EACH OF 15 POINTS EQUALLY SPACED ALONG THE GROUND SURFACE BETWEEN X = 5.00 MT. AND X = 16.00 MT. EACH SURFACE TERMINATES BETWEEN X = 260.00 MT. AND X = 280.00 MT. UNLESS FURTHER LIMITATIONS WERE IMPOSED, THE MINIMUM ELEVATION AT WHICH A SURFACE EXTENDS IS Y = .00 MT. 5.00 MT. LINE SEGMENTS DEFINE EACH TRIAL FAILURE SURFACE. FOLLOWING ARE DISPLAYED THE TEN MOST CRITICAL OF THE TRIAL FAILURE SURFACES EXAMINED. THEY ARE ORDERED - MOST CRITICAL FIRST. FAILURE SURFACE SPECIFIED BY 55 COORDINATE POINTS POINT X-SURF Y-SURF NO. (MT) (MT) 1 16.00 30.00 2 20.98 30.40 3 25.97 30.83 4 30.94 31.30 5 35.92 31.80 6 40.89 32.34 7 45.86 32.90 8 50.82 33.50 9 55.78 34.14 10 60.74 34.81 11 65.69 35.51 12 70.63 36.24 13 75.57 37.01 14 80.51 37.81 15 85.44 38.65 16 90.36 39.52 17 95.28 40.42 18 100.19 41.35 19 105.10 42.32 20 110.00 43.32 21 114.89 44.35 22 119.77 45.42 23 124.65 46.52 24 129.52 47.65 25 134.38 48.82 26 139.24 50.01 27 144.08 51.24 28 148.92 52.51 29 153.75 53.80 30 158.57 55.13 31 163.38 56.49 32 168.19 57.88 33 172.98 59.31 34 177.76 60.77 35 182.53 62.26 36 187.30 63.78 37 192.05 65.33 38 196.79 66.92 39 201.52 68.54 40 206.24 70.19 41 210.95 71.87

42 215.65 73.59 43 220.33 75.33 44 225.01 77.11 45 229.67 78.92 46 234.32 80.76 47 238.95 82.63 48 243.58 84.53 49 248.19 86.46 50 252.79 88.43 51 257.37 90.42 52 261.94 92.45 53 266.50 94.51 54 271.04 96.59 55 272.92 97.47 *** 1.312 ***

--SLOPE STABILITY ANALYSIS-- MODIFIED BISHOP METHOD OF SLICES IRREGULAR FAILURE SURFACES PROBLEM DESCRIPTION VERIFICA STABILITA' VERSANTE USCITA GALL ERIA LATO TRISUNGO Input file : GALLB BOUNDARY COORDINATES 8 TOP BOUNDARIES 11 TOTAL BOUNDARIES BOUNDARY X-LEFT Y-LEFT X-RIGHT Y-RIGHT SOIL TYPE NO. (MT) (MT) (MT) (MT) BELOW BND 1 .00 30.00 16.00 30.00 1 2 16.00 30.00 56.00 40.00 1 3 56.00 40.00 94.00 50.00 1 4 94.00 50.00 118.00 60.00 1 5 118.00 60.00 158.00 70.00 1 6 158.00 70.00 202.00 80.00 1 7 202.00 80.00 252.00 90.00 1 8 252.00 90.00 280.00 100.00 1 9 .00 12.80 106.00 33.50 2 10 106.00 33.50 202.00 64.00 2 11 202.00 64.00 280.00 94.00 2

ISOTROPIC SOIL PARAMETERS 2 TYPE(S) OF SOIL SOIL TOTAL SATURATED COHESION FRICTION PORE PRESSURE PIEZOMETRIC TYPE UNIT WT. UNIT WT. INTERCEPT ANGLE PRESSURE CONSTANT SURFACE NO. (T/MC) (T/MC) (T/MQ) (DEG) PARAMETER (T/MQ) NO. 1 1.9 2.0 .0 24.0 .00 .0 1 2 2.3 2.3 15.0 32.0 .00 .0 2 A HORIZONTAL EARTHQUAKE LOADING COEFFICIENT OF .070 HAS BEEN ASSIGNED A VERTICAL EARTHQUAKE LOADING COEFFICIENT OF-.070 HAS BEEN ASSIGNED CAVITATION PRESSURE = .0 T/MQ A CRITICAL FAILURE SURFACE SEARCHING METHOD, USING A RANDOM TECHNIQUE FOR GENERATING CIRCULAR SURFACES, HAS BEEN SPECIFIED. 225 TRIAL SURFACES HAVE BEEN GENERATED. 15 SURFACES INITIATE FROM EACH OF 15 POINTS EQUALLY SPACED ALONG THE GROUND SURFACE BETWEEN X = 5.00 MT. AND X = 16.00 MT. EACH SURFACE TERMINATES BETWEEN X = 260.00 MT. AND X = 280.00 MT. UNLESS FURTHER LIMITATIONS WERE IMPOSED, THE MINIMUM ELEVATION AT WHICH A SURFACE EXTENDS IS Y = .00 MT. 5.00 MT. LINE SEGMENTS DEFINE EACH TRIAL FAILURE SURFACE. FOLLOWING ARE DISPLAYED THE TEN MOST CRITICAL OF THE TRIAL FAILURE SURFACES EXAMINED. THEY ARE ORDERED - MOST CRITICAL FIRST. FAILURE SURFACE SPECIFIED BY 53 COORDINATE POINTS POINT X-SURF Y-SURF NO. (MT) (MT) 1 16.00 30.00 2 20.98 30.50 3 25.95 31.02 4 30.92 31.58 5 35.88 32.17 6 40.84 32.79 7 45.80 33.44 8 50.76 34.11 9 55.70 34.82 10 60.65 35.56 11 65.59 36.33 12 70.53 37.13 13 75.46 37.96 14 80.38 38.81 15 85.30 39.70 16 90.22 40.62 17 95.13 41.57 18 100.03 42.55 19 104.93 43.55 20 109.82 44.59 21 114.70 45.66 22 119.58 46.76 23 124.45 47.88 24 129.32 49.04 25 134.18 50.22 26 139.03 51.44 27 143.87 52.68

28 148.70 53.96 29 153.53 55.26 30 158.35 56.59 31 163.16 57.96 32 167.96 59.35 33 172.76 60.77 34 177.54 62.22 35 182.32 63.70 36 187.09 65.20 37 191.84 66.74 38 196.59 68.31 39 201.33 69.90 40 206.06 71.52 41 210.78 73.18 42 215.49 74.86 43 220.19 76.56 44 224.88 78.30 45 229.55 80.07 46 234.22 81.86 47 238.88 83.69 48 243.52 85.54 49 248.16 87.42 50 252.78 89.32 51 257.39 91.26 52 261.99 93.22 53 266.45 95.16 *** 1.346 ***

--SLOPE STABILITY ANALYSIS-- MODIFIED BISHOP METHOD OF SLICES IRREGULAR FAILURE SURFACES PROBLEM DESCRIPTION VERIFICA STABILITA' MAX RILEVATO Input file : trisu2 BOUNDARY COORDINATES 3 TOP BOUNDARIES 6 TOTAL BOUNDARIES BOUNDARY X-LEFT Y-LEFT X-RIGHT Y-RIGHT SOIL TYPE NO. (MT) (MT) (MT) (MT) BELOW BND 1 .00 10.00 5.54 9.51 1 2 5.54 9.51 19.56 18.82 2 3 19.56 18.82 33.43 17.93 2 4 5.54 9.51 5.54 8.51 2 5 5.54 8.51 19.57 8.43 1 6 19.57 8.43 33.43 9.25 1 ISOTROPIC SOIL PARAMETERS 2 TYPE(S) OF SOIL SOIL TOTAL SATURATED COHESION FRICTION PORE PRESSURE PIEZOMETRIC TYPE UNIT WT. UNIT WT. INTERCEPT ANGLE PRESSURE CONSTANT SURFACE NO. (T/MC) (T/MC) (T/MQ) (DEG) PARAMETER (T/MQ) NO. 1 1.9 2.0 .6 24.0 .00 .0 1 2 2.0 2.0 .0 36.0 .00 .0 2 1 1 PIEZOMETRIC SURFACE(S) HAVE BEEN SPECIFIED UNITWEIGHT OF WATER = 1.00 PIEZOMETRIC SURFACE NO. 1 SPECIFIED BY 2 COORDINATE POINTS POINT X-WATER Y-WATER NO. (MT) (MT) 1 .00 7.00 2 33.43 7.00 A HORIZONTAL EARTHQUAKE LOADING COEFFICIENT OF .070 HAS BEEN ASSIGNED A VERTICAL EARTHQUAKE LOADING COEFFICIENT OF-.070 HAS BEEN ASSIGNED

CAVITATION PRESSURE = .0 T/MQ BOUNDARY LOAD(S) 2 LOAD(S) SPECIFIED LOAD X-LEFT X-RIGHT INTENSITY DEFLECTION NO. (MT) (MT) (T/MQ) (DEG) 1 21.00 23.00 .7 .0 2 24.00 26.00 .7 .0 NOTE - INTENSITY IS SPECIFIED AS A UNIFORMLY DISTRIBUTED FORCE ACTING ON A HORIZONTALLY PROJECTED SURFACE. A CRITICAL FAILURE SURFACE SEARCHING METHOD, USING A RANDOM TECHNIQUE FOR GENERATING CIRCULAR SURFACES, HAS BEEN SPECIFIED. 225 TRIAL SURFACES HAVE BEEN GENERATED. 15 SURFACES INITIATE FROM EACH OF 15 POINTS EQUALLY SPACED ALONG THE GROUND SURFACE BETWEEN X = .00 MT. AND X = 5.54 MT. EACH SURFACE TERMINATES BETWEEN X = 20.00 MT. AND X = 28.00 MT. UNLESS FURTHER LIMITATIONS WERE IMPOSED, THE MINIMUM ELEVATION AT WHICH A SURFACE EXTENDS IS Y = .00 MT. 2.00 MT. LINE SEGMENTS DEFINE EACH TRIAL FAILURE SURFACE. FOLLOWING ARE DISPLAYED THE TEN MOST CRITICAL OF THE TRIAL FAILURE SURFACES EXAMINED. THEY ARE ORDERED - MOST CRITICAL FIRST. FAILURE SURFACE SPECIFIED BY 13 COORDINATE POINTS POINT X-SURF Y-SURF NO. (MT) (MT) 1 1.58 9.86 2 3.54 9.46 3 5.54 9.31 4 7.53 9.42 5 9.50 9.78 6 11.41 10.38 7 13.22 11.22 8 14.92 12.29 9 16.46 13.55 10 17.84 15.01 11 19.01 16.63 12 19.98 18.38 13 20.14 18.78 *** 1.201 ***

PARTE PRIMA - · PDF fileStandard Penetration Test (S.P.T) ... Metodo di “Stroud e...

Documents

Transcript of PARTE PRIMA - · PDF fileStandard Penetration Test (S.P.T) ... Metodo di “Stroud e...