Tecnica Delle Fondazioni - Teoria

UNIVERSITÀ degli STUDI di TRIESTE

Facoltà di Ingegneria Corso di Laurea Specialistica in Ingegneria Ambientale e del Territorio

Corso di

TECNICA delle FONDAZIONI (dott. ing. N. Zanette)

Appunti di TECNICA delle FONDAZIONI ? ? ? Andrea Lisjak ? ? ? [email protected]

Trieste, 27 maggio 2007

Indice 1 Prove geotecniche in sito 1.1 Introduzione . . . . . . . . . . 1.2 Prove penetrometriche . . . . 1.2.1 Prove penetrometriche 1.2.2 Prove penetrometriche 1.3 Prove dilatometriche . . . . . 1.4 Prove pressiometriche . . . . 1.5 Prove di carico su piastra . . 1.6 Prove scissometriche . . . . . 1.7 Prove cross–hole . . . . . . .

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1 1 3 3 4 8 10 11 12 13

2 Tecniche di bonifica del terreno 2.1 Introduzione . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.1.1 Classificazione . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.1.2 Criteri di scelta . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.2 Compattazione superficiale . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.2.1 Prove di laboratorio . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.2.2 Compattazione in sito . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.3 Compattazione profonda . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.3.1 Vibroflottazione . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.3.2 Compattazione dinamica . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.3.3 Microesplosioni . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.4 Precarico e sovraccarico . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.4.1 Esempio: realizzazione di un terrapieno in ghiaia . . . . . 2.4.2 Calcolo dello stato tensionale nel terreno . . . . . . . . . . 2.5 Dreni verticali . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.5.1 Tipi di dreni verticali . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.5.2 Cenni sulla teoria della consolidazione monodimensionale 2.5.3 Consolidazione in presenza di dreni verticali . . . . . . . . 2.5.4 Tubi fessurati di drenaggio . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.6 Iniezioni convenzionali . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.6.1 Tipi di miscele . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.6.2 Applicazioni . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.7 Jet–grouting . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.7.1 Applicazioni . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.7.2 Tecnica di impiego . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.7.3 Sistemi di iniezione . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.7.4 Attrezzatura . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.7.5 Miscele di iniezione . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.7.6 Parametri di trattamento . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.7.7 Caratteristiche delle colonne consolidate . . . . . . . . . . 2.7.8 Esecuzione di elementi bi– e tri– dimensionali . . . . . . . 2.7.9 Proprietà del materiale consolidato . . . . . . . . . . . . . 2.7.10 Vantaggi . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .

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15 15 15 16 17 17 18 20 20 20 21 22 22 23 25 26 27 29 31 32 32 33 35 35 35 36 38 39 39 40 41 42 43

. . . . . . . . . . . . dinamiche statiche . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .

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Andrea Lisjak

2.7.11 Svantaggi . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.7.12 Campo prove . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.7.13 Controlli . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.8 Congelamento . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.8.1 Metodo diretto . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.8.2 Alcune considerazioni . . . . . . . . . . . . . 2.8.3 Controlli . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.8.4 Comparazione tra metodo diretto e indiretto 2.9 Stabilizzazione termica . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.10 Metodi elettrochimici . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.10.1 Applicazione alle indagini geofisiche . . . . . 2.10.2 Elettro–osmosi . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.10.3 Elettro–osmosi attiva . . . . . . . . . . . . . . 2.10.4 Elettro–osmosi passiva . . . . . . . . . . . . . 2.11 Pali in calce . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.11.1 Attrezzatura . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.11.2 Principio di funzionamento . . . . . . . . . . 2.11.3 Condizioni di applicabilità e risultati . . . . . 2.11.4 Controlli . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.11.5 Fasi della progettazione . . . . . . . . . . . . 2.11.6 Formule per la progettazione . . . . . . . . . 2.12 Pali in ghiaia . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.12.1 Formazione dei pali ghiaia . . . . . . . . . . . 2.12.2 Teoria e progettazione dei pali in ghiaia . . . 2.12.3 Controlli . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 3 Geosintetici 3.1 Classificazione e proprietà . . . . . . . . . . . . . 3.1.1 Classificazione dei geosintetici . . . . . . . 3.1.2 Proprietà dei geosintetici . . . . . . . . . 3.2 Funzioni . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 3.3 Campi di applicazione . . . . . . . . . . . . . . . 3.3.1 Rinforzo dei terreni mediante geosintetici 3.4 Applicazioni . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 3.4.1 Terre rinforzate con geogriglie . . . . . . . 3.4.2 Realizzazione di rilevati . . . . . . . . . .

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44 44 44 46 46 47 48 48 50 51 51 52 54 55 57 57 57 57 59 59 62 64 64 66 68

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71 71 71 72 75 76 77 78 78 79

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81 81 81 81 82 82 82 83 84 84 85 86 86 86 87 89 89

4 Pendii naturali e frane 4.1 Classificazione delle frane . . . . . . . . . . . . . . . . . 4.1.1 Frane per crollo . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 4.1.2 Frane per ribaltamento . . . . . . . . . . . . . . 4.1.3 Frane per scivolamento . . . . . . . . . . . . . . 4.1.4 Frane per espandimento laterale . . . . . . . . . 4.1.5 Frane per colamento . . . . . . . . . . . . . . . . 4.2 Nomenclatura delle frane . . . . . . . . . . . . . . . . . 4.3 Cause di franamento . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 4.3.1 Fattori d’instabilità di un pendio . . . . . . . . . 4.4 Indagini da eseguire in aree franose . . . . . . . . . . . . 4.5 Analisi di stabilità con metodi dell’equilibrio limite . . . 4.5.1 Criterio di Mohr–Coulomb . . . . . . . . . . . . 4.5.2 Superficie di rottura, fattore di sicurezza e tipi di 4.5.3 Principi teorici generali . . . . . . . . . . . . . . 4.6 Opere di stabilizzazione e sistemazione di pendii . . . . 4.6.1 Classificazione degli interventi di stabilizzazione .

Andrea Lisjak

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5 Fondazioni superficiali 5.1 Introduzione . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 5.1.1 Fasi di progetto . . . . . . . . . . . . . . . . 5.1.2 Classificazione delle strutture di fondazione 5.1.3 Criteri per la scelta del piano di posa . . . 5.2 Calcolo della capacità portante di un terreno . . . 5.2.1 Carico di rottura di un terreno . . . . . . . 5.2.2 Meccanismi di rottura del terreno . . . . . .

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6 Fondazioni profonde 6.1 Introduzione . . . . . . . . . . . . . . . . . 6.1.1 Classificazione . . . . . . . . . . . 6.1.2 Pali in legno . . . . . . . . . . . . 6.1.3 Pali metallici . . . . . . . . . . . . 6.1.4 Pali prefabbricati . . . . . . . . . . 6.1.5 Pali infissi e costruiti in opera . . . 6.1.6 Pali trivellati . . . . . . . . . . . . 6.1.7 Micropali . . . . . . . . . . . . . . 6.2 Verifica di stabilità di un palo . . . . . . . 6.2.1 Formule statiche . . . . . . . . . . 6.2.2 Formule dinamiche . . . . . . . . . 6.2.3 Carico limite per azioni orizzontali 6.2.4 Pali in gruppo . . . . . . . . . . . 6.3 Controlli . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 6.3.1 Prove di carico . . . . . . . . . . . 6.3.2 Controlli non distruttivi . . . . . .

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105 105 105 107 107 108 109 111 111 114 115 118 119 121 122 122 123

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Capitolo 1

Prove geotecniche in sito 1.1

Introduzione

Mediante prove in sito si possono ottenere due classi di informazioni: 1. caratterizzazione stratigrafica del terreno; 2. caratterizzazione geomeccanica media di ciascun strato. Vantaggi I principali vantaggi delle prove geotecniche in sito sono: X è talora possibile indagare un volume di terreno superiore a quello corrispondente ad un campione di laboratorio, tenendo così conto dell’influenza delle peculiarità macrostrutturali; X con alcune attrezzature (penetrometro statico, piezocono, dilatometro) è possibile ottenere registrazioni continue di parametri che mettono in luce peculiarità stratigrafiche quali: – presenza di intercalazioni; – lenti di materiale di differente permeabilità; – passaggi di strato; X è possibile indagare terreni nei quali il prelievo di campioni è impossibile o particolarmente oneroso; X forniscono indicazioni attendibili sulla deformabilità e permeabilità del terreno; X in generale sono più rapide ed economiche delle indagini effettuate in laboratorio. Limitazioni Gli svantaggi sono invece: – la natura del materiale indagato, con l’eccezione delle prove SPT, non viene identificata direttamente; – il problema al contorno da risolvere in sede di interpretazione non è sempre ben posto dal punto di vista matematico; – il grado di disturbo prodotto dall’inserimento dello strumento di misura talvolta è tale da confinare l’interpretazione della prova ad un’analisi puramente empirica. Un’analoga analisi delle prove di laboratorio porta alla conclusione che le prove in sito e quelle in laboratorio vanno riguardate come complementari e non alternative. Solo praticandole entrambe si può ottenere una caratterizzazione geotecnica ottimale del sito. 1

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Capitolo 1. Prove geotecniche in sito

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Principali tipi di prove 1. Sondaggi geognostici. 2. Prove penetrometriche. 3. Prova dilatometrica. 4. Prova pressiometrica. 5. Prova di carico su piastra. 6. Prova scissometrica. Sondaggi geognostici I sondaggi geognostici sono metodi invasi per determinare in maniera diretta: - stratigrafia; - natura dei terreni (mediante il prelievo di campioni sia rimaneggiati che indisturbati). Le perforazioni vengono in genere realizzate ad asse verticale o a rotazione o a percussione (o distruzione del nucleo).

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1.2

1.2. Prove penetrometriche

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Prove penetrometriche

Le prove penetrometriche permettono di: X misurare direttamente le caratteristiche geotecniche del terreno; X valutare indirettamente la stratigrafia.

1.2.1

Prove penetrometriche dinamiche

La prova penetrometrica dinamica SPT (Standard Penetration Test) è una prova eseguita nel corso di un sondaggio e consiste nell’infissione a percussione di un campionatore a pareti grosse. Per sua natura è una prova discontinua: si effettuano misure a intervalli di 1,0–1,5 m, che richiede l’esecuzione preliminare di una perforazione, con interruzione della stessa alla quota alla quale si vuole eseguire la prova.

(a) Campionatore standard.

(b) Attrezzatura.

Figura 1.1: Prova penetrometrica dinamica SPT.

Esecuzione della prova Si fa cadere un maglio di 63,5 Kg da un’altezza di 760 mm e si registra il numero di colpi, indicato con NSP T , necessario all’avanzamento di 300 mm di un campionatore standardizzato (figura 1.1(a)). Nell’effettuare il computo del numero dei colpi, il campionatore viene inizialmente fatto avanzare per un tratto di 150 mm, del quale non si tiene conto a causa del disturbo che il terreno subisce in seguito alla realizzazione del foro di sondaggio.

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Capitolo 1. Prove geotecniche in sito

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Il campione estratto dal campionatore è utile ai fini dell’identificazione del terreno. Vantaggi e svantaggi Tra i vantaggi di tale prova si ha: X semplicità operativa; X economicità; X ampia e documentata diffusione nei vari paesi: si dispone oggi di affidabili correlazioni tra i risultati di tale prova e i parametri meccanici del terreno; Tra gli svantaggi si ha: - dipendenza dell’affidabilità della prova dai dettagli della procedura. Campi di impiego Tale prova non dovrebbe essere eseguita in presenza di: • ghiaia grossa e ciottoli: la prova tende a essere non conservativa; • terreni argillosi: la prova risulta poco significativa. Il campo di applicazione ottimale è quindi quello dei terreni sabbiosi. Il valore di NSP T è influenzato da: - granulometria; - tipo di scavo; - tensioni verticali; - energia trasmessa. Parametri ottenibili I risultati ottenuti vanno in generale interpretati come un misura indiretta della resistenza al taglio e della compressibilità dei materiali. I parametri ottenibili, generalmente mediante correlazioni empiriche di vario tipo, sono: 1. densità relativa del terreno (relazione di Terzaghi–Peck); 2. tensione verticale efficace (relazione di Gibbs–Holtz); 3. potenziale di liquefazione; 4. cedimenti delle fondazioni superficiali ; 5. angolo di attrito di picco; 6. coesione non drenata; 7. parametri di progetto dei pali di fondazione.

1.2.2

Prove penetrometriche statiche

La prova penetrometrica statica CPT (Cone Penetration Test) consiste nell’infiggere a pressione una punta conica di caratteristiche normalizzate (figura 1.2) alla velocità costante di 20 mm/s Il diametro della punta è di 35,7 mm e l’angolo di apertura del cono è di 60◦ . Il manicotto che segue la punta ha una superficie laterale di 150 cm2 .

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1.2. Prove penetrometriche

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Figura 1.2: Punta Begemann per prove CPT. Esecuzione della prova Nel caso dei penetrometri meccanici la punta conica è collegata ad una batteria di aste, coassiali ad una tubazione di rivestimento. In tal modo è possibile far avanzare dapprima solamente la punta per un tratto di 40 mm, applicando la spinta alle aste interne. Successivamente viene agganciato il manicotto e viene misurata globalmente la resistenza all’avanzamento della punta e del manicotto. La misura della resistenza all’avanzamento della sola punta è indicata con qc [F L− 2]. Sottraendo tale valore alla spinta applicata nel tratto precedente è possibile risalire alla misura dell’attrito laterale, indicata col simbolo fs [F L− 2]. Infine la spinta viene applicata alle aste esterne facendo avanzare l’intero sistema. Il procedimento viene ripetuto a intervalli di 200 mm. Nei penetrometri elettrici la punta è solidale ad una tubazione priva di rivestimento e la separazione tra resistenza alla punta e attriro laterale è possibile grazie a misure eseguite localmente da trasduttori elettrici. Il rapporto di frizione è dato da: FR =

fs · 100 qc

(1.1)

In generale: - a valori di qc piccoli corrispondono terreni coesivi; - a valori di qc elevati corrispondono terreni a grana grossa. Vantaggi e svantaggi Tra i vantaggi di tale prova si ha: X elevata ripetibilità; X possibilità di inserire ulteriori sensori. Tra gli svantaggi si ha: - problemi di deviazione dalla verticale già oltre i 20 m, per cui risulta difficile stabilire la quota esatta a cui si effettua la misura di resistenza.

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Capitolo 1. Prove geotecniche in sito

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Campo di impiego Tali prove possono essere eseguite in tutti i tipi di terreno granulometricamente compresi tra le argille e le sabbie grosse. Parametri ottenibili Le informazioni ottenibili sono: 1. profilo stratigrafico; 2. tipo di terreno, in generale: - a valori di qc piccoli corrispondono terreni coesivi; - a valori di qc elevati corrispondono terreni a grana grossa. 3. parametri di progetto dei pali di fondazione; 4. modulo edometrico e modulo elastico, mediante relazioni empiriche del tipo: E = α · qc (α = 1, 3 ÷ 20)

E = α1 · qc + α2

(1.2)

Figura 1.3: Andamenti tipici della resistenza alla punta: (a) prova penetrometrica statica in argilla tenera; (b) prova penetrometrica statica in argilla molto consistente; (b) prova penetrometrica statica in terreno stratificato.

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1.2. Prove penetrometriche

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Piezocono Per piezocono s’intende la punta conica attrezzata mediante l’inserimento di uno o più filtri collegati a trasduttori di pressione. Esso consente la misura della pressione interstiziale del terreno.

Figura 1.4: Piezocono.

8

1.3

Capitolo 1. Prove geotecniche in sito

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Prove dilatometriche

Il dilatometro piatto o dilatometro Marchetti (figura 1.5) è costituito da una lama di acciaio dello spessore di 14 mm, dotata di una membrana circolare del diametro di 60 mm.

Figura 1.5: Dilatometro piatto.

Esecuzione della prova La lama viene spinta a pressione nel terreno, tramite una batteria di aste analoga a quella del penetrometro statico, e viene arrestata ogni 200 mm per eseguire la prova, consistente nella dilatazione della membrana tramite invio di un fluido in pressione. Vengono misurati i valori della pressione iniziale p0 , corrispondente all’istante in cui la membrana comincia ad espandersi, e della pressione p1 , corrispondente ad uno spostamento di 1,1 mm del centro della membrana. Parametri ottenibili I parametri ottenibili sono:

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1.3. Prove dilatometriche

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1. indice dilatometrico del materiale: Id =

p1 − p0 p0 − u0

(1.3)

dove: - u0 : pressione interstiziale, generalmente misurata con una prova CPTU; Id argilla limo sabbia

0, 1 ÷ 0, 35 0, 6 ÷ 1, 2 1, 8 ÷ 3, 3

Tabella 1.1: Valori tipici dell’indice dilatometrico in funzione della classe granulometrica del terreno. 2. modulo dilatometrico: Md = 34, 7 · (p1 − p0 )

(1.4)

3. modulo edometrico: Eed = Rm · Md dove: - Rm = 0, 85 ÷ 3, 5

(1.5)

10

Capitolo 1. Prove geotecniche in sito

1.4

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Prove pressiometriche

Le prove pressiometriche sono prove di carico realizzate mediante l’espansione di una sonda cilindrica. A seconda del metodo di installazione della sonda, sono suddivise in prove Menard e prove autoperforanti.

Figura 1.6: Pressiometro Menard.

Esecuzione della prova Menard Tale prova necessita di un foro di sondaggio preliminare all’interno del quale viene successivamente posizionata la sonda per l’esecuzione delle misure. Tale sonda è costituita (figura 1.6) da: - 1 cella di misura o di espansione riempita d’acqua; - 2 celle di guardia atte a garantire l’espansione radiale della cella di misura. Nell’esecuzione della prova si aumenta la pressione dell’acqua nella cella di misura e si misura la variazione di volume. Parametri ricavabili In generale si possono ricavare: 1. modulo di elasticità normale E; 2. modulo di elasticità tangenziale G; 3. coesione non drenata cu .

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1.5

1.5. Prove di carico su piastra

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Prove di carico su piastra

La prova di carico su piastra (PLT - Point Loading Test) può essere eseguita sia in superficie sia alla base di un foro di sondaggio. Esecuzione della prova Mediante delle piastre circolari di diametro compreso tra 160 e 760 mm, azionate da un martinetto idraulico, si applica un carico al terreno e contemporaneamente si misura, mediante micrometri, l’abbassamento delle piastre stesse. Il carico viene mantenuto finché la velocità di deformazione rimane compresa tra 0,05 e 0,02 mm/min. Il modulo di reazione è definito da: Kr =

pressione (KN/m3 ) cedimento corrispondente

(1.6)

Nell’effettuare confronti fra prove di carico su piastra diverse bisogna sempre prestare attenzione al diametro della piastra con cui le prove sono state effettuate. Parametri ottenibili Le informazioni ottenibili sono relative a: 1. deformabilità; 2. portanza. Campi di impiego Essa risulta particolarmente utile per indagare materiali di riporto, rilevati compattati, argille consistenti fessurate e rocce tenere. L’applicazione più comune è la valutazione della compattazione superficiale in lavori di costruzione stradale ed aeroportuale.

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Capitolo 1. Prove geotecniche in sito

1.6

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Prove scissometriche

Le prove scissometriche (Field Vane Test) sono utilizzate in terreni coesivi di bassa e media consistenza per la determinazione della coesione non drenata cu . Esecuzione della prova La prova consiste nel misurare la coppia che, applicata ad un utensile costituito da 4 alette verticali e ortogonali fra loro (figura 1.7), provoca la rottura del terreno. Le alette hanno un rapporto H/D = 2 con le dimensioni più ricorrenti riportate in tabella 1.6.

Figura 1.7: Scissometro. In generale si ha che: coppia resistente = coppia torcente = resistenza della superficie laterale + resistenza delle basi dove: - resistenza della superficie laterale = cu · πDH · D/2 - resistenza delle basi = cu · πD2 /4 · 2/3D/2 D (mm)

H (mm)

45 55 65

90 110 130

Tabella 1.2: Dimensioni più ricorrenti negli scissometri.

Vantaggi e svantaggi Tra i vantaggi di tale prova si ha: X elevata ripetibilità; X possibilità di effettuare la misura anche a intervalli di 0,5 m; X economicità.

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1.7

1.7. Prove cross–hole

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Prove cross–hole

Le prove cross–hole rappresentano uno dei metodi più affidabili per la determinazione del modulo di taglio a bassi livelli di deformazione. Esse consistono essenzialmente in una serie di misure della velocità di propagazione delle onde di taglio, tra due perforazioni.

Figura 1.8: Prove cross–hole.

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Capitolo 1. Prove geotecniche in sito

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Capitolo 2

Tecniche di bonifica del terreno 2.1

Introduzione

Le tecniche di bonifica o di miglioramento del terreno ne possono modificare: 1. resistenza e caratteristiche meccaniche; 2. deformabilità; 3. permeabilità; 4. comportamento di un certo volume.

2.1.1

Classificazione

Esse possono essere classificate in funzione del tipo di miglioramento apportato: a. meccanico: il risultato principale è un aumento della densità: 1. costipamento delle terre in strati; 2. costipamento profondo con magli pesanti; 3. costipamento profondo con vibroflottazione; 4. compattazione con esplosivi (microesplosioni). b. idraulico: si tratta di favorire o forzare l’uscita dell’acqua dal terreno: 1. terreni a grana grossa (sabbie e ghiaie): si procede ad un abbassamento della falda sfruttando pozzi, pompe, dreni e terrapieni; 2. terreni a grana fine (limi e argille): si procede come nel caso dei terreni a grana grossa verificando il cedimento del terrapieno mediante l’impiego di assestimetri oppure si sfrutta l’elettrosmosi; c. chimico–fisico: 1. iniezioni; 2. stabilizzazione termica: il terreno viene riscaldato tra i 600 ed i 1000◦ C; 3. congelamento. d. rinforzo: il terreno viene rinforzato con elementi che ne migliorano le caratteristiche di resistenza a trazione: 1. chiodi; 2. ancoraggi; 3. tiranti; 4. nastri; 5. geosintetici. 15

16

Capitolo 2. Tecniche di bonifica del terreno

2.1.2

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Criteri di scelta

I fattori che condizionano la scelta della tecnica di bonifica appropriata sono: 1. scopo dell’intervento: −→ diminuire i cedimenti totali; −→ azzerare i cedimenti differenziali; −→ aumentare la stabilità del terreno; −→ diminuire la permeabilità del terreno; 2. area e profondità dell’intervento; 3. tipo di terreno e sue condizioni iniziali (tabella 2.1.2); 4. materiale a disposizione; 5. disponibilità delle attrezzature; 6. fattori ambientali ; 7. preferenze locali ed esperienza; 8. tempo a disposizione; 9. costi dell’intervento di bonifica.

Tecnica compattazione superficiale sovraccarico o precarico microesplosioni dreni verticali iniezioni convenzionali jet-grouting elettroiniezioni elettrosmosi congelamento pali in calce pali in ghiaia

roccia a media fratturazione

ghiaia

sabbia

limo

argilla

×

×

×

×

×

×

× ×

× ×

× ×

×

×

∼

× × ∼ ∼

∼

×

× × ∼ ∼ × ×

∼

∼ ∼

Tabella 2.1: Campo di applicabilità delle principali tecniche di bonifica dei terreni attualmente in uso. “×”: intervento definitivo, “∼”: intervento temporaneo. In generale per la buona riuscita dell’intervento di bonifica prescelto è necessario eseguire: 1. prove geotecniche; 2. prove preliminari; 3. controlli in sito; 4. monitoraggio in corso d’opera; 5. monitoraggio a lungo termine.

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2.2

2.2. Compattazione superficiale

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Compattazione superficiale

Le tecniche di compattazione superficiale o costipamento mirano ad aumentare la densità di un certo volume di terreno da bonificare. Per raggiungere tale obiettivo esse agiscono su: X contenuto d’acqua; X tipo di costipamento; X energia di costipamento. Con il loro impiego si ha tuttavia la modifica di altre caratteristiche geotecniche del terreno: · diminuzione della permeabilità; · diminuzione della compressibilità; · aumento della resistenza; · diminuzione del potenziale di liquefazione; · rigonfiamento; · deformabilità. La compattazione superficiale può essere realizzata sia in situ che in laboratorio.

2.2.1

Prove di laboratorio

Le due prove che andremo a illustrare fanno entrambe riferimento alla normativa AASHTO (American Association of State Highways and Official Transportation). In generale l’utilizzo di tali prove in terreni coesivi è sconsigliato a causa delle loro caratteristiche rigonfianti o restringenti. Prova Proctor La prova Proctor consiste nel compattare con un pestello il campione di terreno in un contenitore: il pestello cade da un’altezza prefissata, per un numero di colpi prefissato su strati di terreno di spessore prefissato, si varia il contenuto d’acqua (w). Ogni terra possiede una propria curva di costipamento ed un suo optimum (figura 2.1). All’aumentare del contenuto d’acqua le curve di costipamento si schiacciano verso destra.

Figura 2.1: Prova Proctor: curva di costipamento. Al variare dell’energia di costipamento si ottiene una famiglia di curve. Tale prova viene utilizzata soprattutto per terreni a grana grossa dove al variare del contenuto d’acqua si hanno notevoli variazioni della densità secca (γd ).

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Capitolo 2. Tecniche di bonifica del terreno

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Figura 2.2: Prova Proctor: curva di costipamento per diversi tipi di terreni. Prova CBR Nella prova CBR (California Bearing Ratio) una fustella con un pistone viene infissa nel terreno, si misura poi la resistenza offerta dal terreno alla penetrazione alle profondità di 2,5 e 5,0 mm. Tale resistenza viene confrontata con un campione di terreno della California.

2.2.2

Compattazione in sito

La compattazione superficiale in sito avviene per mezzo di macchinari che possono agire con azioni prevalentemente: • statiche: compressione del terreno; • dinamiche: urti e vibrazioni. In ogni caso parte dell’energia della macchina viene dispersa e non partecipa all’azione di compattazione. Attrezzature prevalentemente statiche Appartengono a questo gruppo: 1. rulli lisci : il loro peso varia tra 1,5 e 20 ton, forniscono al terreno una pressione compresa tra 30 e 100 Kg/cm2 , agiscono ad una profondità massima di 1 m e sono adatti per massicciate e piestrisco; 2. rulli gommati : analoghi ai rulli lisci con la sola differenza che grazie alla presenza dei tappi in gomma riescono ad agire più in profondità e sono adatti a tutti i tipi di terreno; 3. rulli a punte: esercitano un’azione di punzonamento. Tutti e tre sono macchinari che devono essere trainati. Attrezzature prevalentemente dinamiche Appartengono a questo gruppo: 1. rulli lisci vibranti : sono costituiti da uno o più cilindri su cui sono montate delle masse rotanti in modo eccentrico tra loro, ne risulta una forza verticale di tipo sinusoidale con conseguente vibrazione del terreno; 2. piastre vibranti : sono analoghe ai rulli vibranti ma con le masse montate su piastre d’acciaio; 3. piastre battenti : non esercitando una forza di tipo sinusoidale ne consegue solamente un’azione di urto ma non di vibrazione.

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2.2. Compattazione superficiale

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Criteri di scelta La scelta dell’attrezzatura di compattazione più adatta è funzione principalmente della granulometria del terreno: • grana fine: – rulli gommati; – rulli a punte; • grana grossa con elevata % di fini (ghiaie e sabbie limo-argillose): – rulli gommati; – rulli vibranti; • grana grossa con bassa % di fini : – rulli vibranti; – rulli gommati; – piastre vibranti.

20

Capitolo 2. Tecniche di bonifica del terreno

2.3

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Compattazione profonda

Le tecniche di compattazione profonda sono: 1. vibroflottazione; 2. compattazione dinamica; 3. microesplosioni.

2.3.1

Vibroflottazione

I tubi con il vibratore sorretti da una gru vengono inseriti nel terreno: la punta di tale vibratore possiede un getto d’acqua in pressione che scava un pozzo, il materiale refluisce lateralmente fino in superficie, una volta arrivati sul fondo la pressione dell’acqua viene diminuita ad un valore tale da evitare solamente il franamento delle pareti, a questo punto viene inserito del materiale incoerente dalle caratteristiche geotecniche migliori di quello presente in sito. Il vibratore viene infine estratto lentamente in modo da garantire una compattazione ottimale del terreno. Con la vibroflottazione è possibile raggiungere profondità massime di 10-20 m e viene realizzata con un interasse inferiore ai 2 m. La valutazione della compattazione profonda avviene mediante prove penetrometriche sia statiche (CPT - Cone Penetration Test) che dinamiche (SPT - Standard Penetration Test). L’efficacia di tale tecnica è massima nelle sabbie.

2.3.2

Compattazione dinamica

La compattazione dinamica profonda (Heavy Tamping Pyonage) è analoga a quella vista per la compattazione superficiale con la sola differenza che cambia il peso della massa battente: essa è compresa tra 5 e 200 ton e viene fatta cadere da un’altezza variabile tra 10 e 30 m. Si possono raggiungere profondità di compattazione variabili tra 10 e 30 m.

Figura 2.3: Fuso granulometrico ottimale per la compattazione dinamica.

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2.3.3

2.3. Compattazione profonda

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Microesplosioni

Lo scopo delle microesplosioni è quello di aumentare la densità di terreni a grana grossa con bassa densità. Tale tipo di intervento è particolarmente indicato nei casi di zone sature estese su grandi aree e notevoli profondità. Tale tecnica permette di risolvere il problema della stabilità in terreni potenzialmente soggetti al rischio della liquefazione. Il problema della liquefazione delle sabbie Il fenomeno della liquefazione delle sabbie si verifica quando si presentano contemporaneamente i seguenti 4 fattori: 1. terreno incoerente (terreno sabbioso); 2. bassa densità; 3. saturazione prossima al 100 % ; 4. azione sollecitante di tipo dinamico. Essa comporta la generazione di sovrappressioni interstiziali significative, causate dalla risposta al taglio, che portano alla diminuzione delle tensioni efficaci ed alla parziale o totale perdita della resistenza al taglio. Caratteristiche esecutive e principio fisico di funzionamento La compattazione mediante microesplosioni prevede l’utilizzo di piccole cariche di esplosivo inserite in appositi pozzetti e fatte esplodere singolarmente o in serie seguendo una prefissata sequenza spaziale e temporale. Le caratteristiche esecutive sono: ? profondità massime: 10-20 m; ? consumo specifico: 10-35 g/m3 ; ? interasse pozzetti: 5-10 m; ? aumento medio della densità del terreno per singola esplosione: 15 %; ? aumento massimo della densità del terreno: 60 %. La compattazione mediante esplosivo prevede 2 processi meccanici consecutivi (figura 2.4): 1. fase di sollecitazione transitoria: l’energia di compattazione è trasmessa al terreno attraverso un treno di onde di grande ampiezza generata dalla sorgente esplosiva; si creano delle pressioni interstiziali residue che determinano una parziale perdita della resistenza a taglio del terreno permettendo così allo scheletro granulare di riorganizzarsi successivamente in una struttura più densa, mentre le tensioni efficaci si riducono; fino 200-300 ms dopo l’esplosione; 2. fase di rilassamento: dopo 60 s le pressioni interstiziali residue vengono completamente dissipate. Principali limitazioni Le limitazioni principali nell’utilizzo di tale tecnica sono: - costo elevato influenzato dalla necessità di eseguire numerose perforazioni; - rischio associato all’utilizzo e al trasporto di esplosivi; - necessità di possedere la licenza di fochino; - impossibilità di valutare lo stato di addensamento del terreno; - problema delle vibrazioni in aree altamente antropizzate.

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Capitolo 2. Tecniche di bonifica del terreno

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Figura 2.4: Microesplosioni: velocità delle particelle e pressione interstiziale.

2.4

Precarico e sovraccarico

Questa tecnica di intervento è impiegata nei terreni coesivi (limi ed argille) al fine di diminuire i cedimenti totali o differenziali, generalmente in combinazione con l’installazione di dreni verticali.

2.4.1

Esempio: realizzazione di un terrapieno in ghiaia

Si consideri uno strato di argilla, disposto su di un basamento roccioso, sul quale deve essere realizzata una casa (figura 2.5).

Figura 2.5: Realizzazione di un terrapieno in ghiaia. Il cedimento nel punto A è maggiore del cedimento nel punto B in quanto, considerando la relazione: ρ=

∆σ ·h E

(2.1)

si ha che: - ∆σ è uguale nei 2 punti in quanto il carico superficiale della casa è approssimativamente uguale; - il modulo edometrico dell’argilla è costante;

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2.4. Precarico e sovraccarico

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- lo spessore h è maggiore in A rispetto a B. Soluzione Prima di costruire la casa si inseriscono dei dreni verticali nel terreno e in superficie si realizza un terrapieno di ghiaia. Si possono distinguere 2 casi: 1. sovraccarico: γ · hterrapieno  qcarico casa 2. precarico:

γ · hterrapieno ≈ qcarico casa

Dopo aver atteso un tempo di consolidazione sufficiente a far sì che abbia termine la consolidazione primaria si potrà costruire la casa senza problemi in quanto l’eventuale cedimento nei 2 punti sarà praticamente uguale.

2.4.2

Calcolo dello stato tensionale nel terreno

Lo studio delle tensioni nel sottosuolo, prodotte da carichi applicati, è stato sempre eseguito storicamente per via analitica sulla base della teoria dell’elasticità con le ulteriori ipotesi di linearità, omogeneità ed isotropia del mezzo. Teoria di Boussinesq La teoria di Boussinesq consente di definire la distribuzione delle tensioni nel semispazio di un corpo solido, limitato da una superficie piana sulla quale sono applicati dei carichi. Nel caso particolare di pressioni indotte nel sottosuolo da carichi p uniformi a pianta rettangolare si fa ricorso al diagramma di Steinbrenner (figura 2.6). Tale diagramma adimensionale esprime il rapporto tra tensione verticale sotto uno spigolo del carico e pressione superficiale in funzione del rapporto tra profondità e dimensione b del carico per diversi valori del rapporto a/b.

Figura 2.6: Diagramma di Steinbrenner.

24

Capitolo 2. Tecniche di bonifica del terreno

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Per il calcolo della pressione lungo la verticale di qualsiasi punto della lastra si ricorre alla soluzione di Ohde, ossia si scompone il rettangolo in ulteriori rettangoli aventi il punto in esame come vertice comune ed avvalendosi del principio di sovrapposizione degli effetti : - se il punto è interno al rettangolo si sommano le tensioni calcolate per lo spigolo comune di ciascun rettangolo; - se il punto è esterno al rettangolo si deve sottrarre alla somma dei valori le tensioni dovute a rettangoli che nella realtà non sono indicati.

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2.5

2.5. Dreni verticali

25

Dreni verticali

Lo scopo dei dreni verticali è quello di ridurre il tempo di consolidazione modificando sensibilmente il percorso di drenaggio. La loro applicazione è tipica in terreni che sotto il carico di progetto possono manifestare o cedimenti eccessivi o non offrire sufficienti margini di sicurezza per la stabilità: - argille tenere inorganiche; - limi compressibili; - argille organiche; - torbe. Generalmente vengono utilizzati con l’applicazione di un precarico o di un sovraccarico. Si noti come essi non influenzino in alcun modo l’entità del cedimento. Generalmente in superficie viene disposto un materasso drenante con uno spessore compreso tra 0,3 e 1,0 m il quale ha la duplice funzione di: 1. fornire un piano di lavoro adatto allo spostamento e all’impiego di macchine impiegate per l’installazione; 2. mezzo di raccoglimento e smaltimento dell’acqua convogliata dai dreni. In genere si effettua un monitoraggio dell’evoluzione del processo di consolidazione e delle assunzioni fatte in sede di progetto mediante: X piezometri; X assestimetri di superficie e profondi; X tubi inclinometrici verticali ed orizzontali.

Figura 2.7: Schema di installazione dei dreni verticali.

26

Capitolo 2. Tecniche di bonifica del terreno

2.5.1

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Tipi di dreni verticali

I dreni verticali si suddividono in 2 categorie principali: 1. dreni in sabbia; 2. dreni prefabbricati. Dreni in sabbia Metodo di installazione

Diametro dreni (m)

Interasse (m)

infissione di un tubo con punta a perdere trivellazione sabbia in calza di iuta jetting

0, 4 ÷ 0, 5 0, 4 ÷ 0, 5 0, 06 ÷ 0, 08 0, 20 ÷ 0, 30

1, 5 ÷ 6, 0 1, 5 ÷ 6, 0 1, 2 ÷ 3, 6 1, 50 ÷ 5, 0

Tabella 2.2: Principali metodologie in installazione dei dreni in sabbia.

Figura 2.8: Metodi di costruzione dei dreni in sabbia.

Dreni prefabbricati Sono attualmente il tipo più utilizzato a causa della loro rapidità di installazione e del costo minore. Essi sono costituiti da (figura 2.9): - elemento centrale: costituito da un laminato di materiale termoplastico perforato ed ondulato, ha funzione drenante;

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2.5. Dreni verticali

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- elemento avvolgente: costituito da un geotessile in polipropilene a filo continuo, ha funzione filtrante.

Figura 2.9: Sezione di un dreno prefabbricato di tipo lamellare. La possibilità di installazione raggiunge i 30–50 m con velocità di inserimento dell’ordine di 1 m/s. Dreno

dimensioni (mm) larghezza spessore

Geodrain Castle Drain Boards Colbond

95 94 300

4,0 2,6 4,0

anima

materiali filtro

polietilene carta trattata polyolefin tessuto non tessuto poliestere non tessuto

k (m/s) 6 × 10−9 2 × 10−4 3 × 10−4

Tabella 2.3: Principali caratteristiche di alcuni dreni prefabbricati attualmente in commercio L’installazione dei dreni prefabbricati comporta il disturbo del terreno stesso in funzione di: - caratteristiche del terreno; - metodo di installazione; - dimensioni del dreno. L’efficienza dei dreni nel tempo può invece essere ridotta a causa di: - deterioramento ed intasamento del dreno o del filtro; - strozzature dovute a deformazioni notevoli del terreno.

2.5.2

Cenni sulla teoria della consolidazione monodimensionale

Definizioni • Consolidazione primaria: processo deformativo associato alla dissipazione delle sovrapressioni interstiziali e quindi alla variazione delle tensioni efficaci. • Consolidazione secondaria: processo deformativo di origine viscosa, che si manifesta in presenza di tensioni efficaci costanti (creep). • Isocrone: curve che descrivono la distribuzione spaziale della sovrapressione interstiziale, ad un prefissato istante di tempo. Ipotesi Fu formulata da Terzaghi nel 1923. Essa è basata sulle seguenti assunzioni: 1. terreno omogeneo ed elastico lineare; 2. flusso d’acqua e spostamenti del terreno avvengono solo in direzione verticale;

28

Capitolo 2. Tecniche di bonifica del terreno

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3. fasi costituenti (acqua e terreno solido) sono incomprimibili ; 4. il mezzo poroso è 100 % saturo; 5. permeabilità costante; 6. vale la legge di Darcy (v = k · i). Supponiamo di caricare un terreno con un carico uniforme e sufficientemente esteso: - t = t0 = 0: tutta la pressione del carico si trasmette sull’acqua interstiziale: ∆σ 0 = 0

∆σ = ∆u

- t = t1 : l’acqua comincia ad uscire ed il terreno a cedere: ∆σ 0 = ∆σ − ∆u - t = tf in : l’acqua è uscita completamente, la deformazione del terreno equivale al volume d’acqua espulso e quindi la consolidazione primaria è finita: ∆σ 0 = ∆σ

∆u = 0

- qualsiasi deformazione successiva è dovuta alla deformazione viscosa del terreno sotto carico costante (consolidazione secondaria). Equazione della consolidazione monodimensionale L’equazione della consolidazione monodimensionale è: ∂u kz · Eed ∂ 2 u = · 2 ∂t γw ∂z

(2.2)

Si definisce coefficiente di consolidazione verticale: cv =

kv · Eed kv = γw γw · m v

(2.3)

dove mv = 1/Eed è il coefficiente di compressibilità. Soluzioni Le soluzioni dell’equazione della consolidazione si trovano diagrammate, per varie isocrone iniziali, in un piano (Tv , U ) (figura 2.10), dove: - U è il grado di consolidazione (%); - Tv è detto fattore tempo verticale e vale: Tv =

cv kv · Eed ·t= ·t H2 γw · H 2

dove H dipende dalle condizioni di permeabilità al contorno.

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2.5. Dreni verticali

29

Figura 2.10: Soluzione dell’equazione della consolidazione monodimensionale per diverse isocrone iniziali.

2.5.3

Consolidazione in presenza di dreni verticali

In presenza di dreni verticali si valuta sia la consolidazione verticale sia quella orizzontale. Raggio di infuenza del dreno Il raggio d’influsso del dreno è funzione del tipo di maglia: - maglia triangolare: R = 0, 525 · s

(2.4)

- maglia quadrata: R = 0, 564 · s

(2.5)

dove s è l’interasse tra i dreni. Coefficiente d’influsso del dreno Il coefficiente d’influsso del dreno è definito da: n=

R R = a+b rw 2

(2.6)

Calcolo della consolidazione Si valuta dapprima la consolidazione verticale (omogeneizzando gli strati), utilizzando il fattore tempo per la consolidazione verticale: Tv =

cv kv · Eed ·t= ·t H2 γw · H 2

(2.7)

30

Capitolo 2. Tecniche di bonifica del terreno

(a) Maglia triangolare.

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(b) Maglia quadrata.

Figura 2.11: Disposizione dei dreni. e la soluzione grafica dell’equazione riportata in figura 2.10. Si valuta poi la consolidazione orizzontale (strato per strato) utilizzando il fattore tempo per la consolidazione orizzontale: Tr =

kx · Eed cr ·t= ·t H2 γw · 4 · R 2

(2.8)

e la soluzione grafica di figura 2.12.

Figura 2.12: Soluzione dell’equazione della consolidazione radiale. Si valuta infine il grado di consolidazione totale U mediante la formula di Barron: U = 1 − (1 − Uv )(1 − Uh ) dove: - Uv : grado di consolidazione verticale, funzione del fattore tempo Tv ; - Uh : grado di consolidazione orizzontale, funzione del fattore tempo Th .

(2.9)

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2.5.4

2.5. Dreni verticali

31

Tubi fessurati di drenaggio

L’impiego di tubi fessurati di drenaggio è indicato in tutte quelle situazioni in cui l’eccesso di acqua nel terreno ne provoca il rammollimento o la diminuzione delle caratteristiche di resistenza. Le applicazioni principali sono dunque: • stabilizzazione di pendii naturali e artificiali : una serie di tubi viene inserita nel terreno ad opportuni interassi in posizione suborizzontale con pendenza dell’1-2 %; • dissipazione della sovrapressione interstiziale a monte di opere di sostegno. L’apertura delle fessure è funzione della granulometria del terreno in cui vengono installati: - terreni argillosi e limosi: 0,2–0,4 mm; - terreni sabbiosi e ghiaiosi: 0,6–0,8 mm.

32

Capitolo 2. Tecniche di bonifica del terreno

2.6

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Iniezioni convenzionali

Le iniezioni sono una tecnica di bonifica, applicabile in terreni a grana grossa e in ammassi rocciosi molto fratturati, consistente nell’iniezione di particolari miscele nel terreno attraverso fori di piccolo diametro al fine di: - aumentare la densità; - impermeabilizzare; - consolidare. I metodi principali di iniezione sono essenzialmente due. 1. Iniezione per permeazione o intasamento: le miscele iniettate vanno a riempire i vuoti del terreno senza modificarne la porosità. Si applica in terreni con permeabilità maggiore di 10−6 m/s. Nel caso in cui vi sia la necessità di variare le caratteristiche di iniezione in funzione della profondità si utilizzano i tubi valvolati (tubi a manchettes) (figura 2.13). 2. Iniezione per idrofratturazione o spostamento: le miscele vengono iniettate ad alta pressione in modo da creare nel terreno delle stratificazioni o dei reticoli.

Figura 2.13: Iniezione mediante tubi a manchettes.

2.6.1

Tipi di miscele

Le miscele utilizzabili sono di 3 tipi: • sospensioni : vengono utilizzate in rocce mediamente fratturate con pressioni d’iniezione comprese tra 40 e 150 MPa; • soluzioni ; • emulsioni. Gli additivi presenti possono avere funzione:

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2.6. Iniezioni convenzionali

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- fluidificante; - plastificante; - accelerante di presa. Esistono 6 tipi di additivi: 1. Cemento. Viene aggiunto in quantità pari al 2–10 % permettendo il raggiungimento di valori di resistenza a compressione (a 7 giorni) dell’ordine dei 4–5 MPa. Negli ultimi anni vengono sempre più utilizzati i cementi microfini, i quali consentono l’iniezione di sospensioni in terreni altrimenti iniettabili solamente mediante soluzioni. 2. Calce. Viene utilizzata in terreni argillosi con lo scopo di: → diminuirne l’umidità; → modificare la struttura delle argille in modo da ridurne la plasticità; → aumentarne la resistenza; → diminuirne la sensibilità all’umidità. Il quantitativo è funzione dell’applicazione: - terrapieni: 1–3 %; - fondazioni: 6–10 %. 3. Bitume. 4. Cloruro di calcio. 5. Silicato di sodio. 6. Ceneri volanti. Si ottengono dalle polveri dei gas di scarico di centrali alimentate a carbone o da scorie di altoforno. Hanno proprietà pozzolaniche1 . Esiste il divieto di utilizzare miscele organiche a causa di problematiche di contaminazione.

2.6.2

Applicazioni

Applicazioni tipiche delle iniezioni convenzionali sono: • realizzazione di schermi di tenuta dell’acqua di filtrazione (dighe, argini, . . . ); • costruzione di fondazioni profonde sotto falda; • condolidamento di fondazioni ; • realizzazione di gallerie in terreni incoerenti.

1 Le

pozzolane sono materiali lapidei di origine vulcanica che macinati finemente reagiscono con l’acqua indurendo.

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Capitolo 2. Tecniche di bonifica del terreno

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Figura 2.14: Tipi di miscele e loro campo di applicabilità.

Figura 2.15: Tabella riassuntiva degli intervalli di applicabilità dei metodi di iniezione con boiacca e con miscele di tipo chimico.

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2.7

2.7. Jet–grouting

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Jet–grouting

Il jet–grouting, utilizzato per la prima volta in Pakistan nel 1950, è una tecnologia di bonifica applicabile a tutti i tipi di terreno. Essa consiste nell’iniettare ad elevata pressione nel terreno la boiacca di cemento mediante uno o più ugelli che ruotando risalgono dal fondo del foro. Il getto di boiacca è tale da muovere e rimescolare il terreno realizzando delle colonne consolidate. Parametri operativi I parametri operativi sono: 1. pressione del fluido; 2. velocità di risalita; 3. composizione della miscela; 4. numero di ugelli. Variando questi parametri si ottengono delle colonne consolidate in un ampio intervallo di caratteristiche geotecniche. Normativa vigente Per quanto riguarda la normativa si deve far riferimento alle norme CEN (Comitato Europeo di Normazione) ed in particolare alla norma EN12716 “Execution of special geotechnical works – jet grouting” del 2001.

2.7.1

Applicazioni

Applicazioni tipiche del jet–grouting sono: • fondazioni (plinti, platee, . . . ): si aumenta il carico limite e si diminuiscono i cedimenti; • consolidamento di opere già esistenti : – trattamenti sotto rilevati stradali o ferroviari; – trattamenti sotto edifici antichi o monumenti; • opere di sostegno: – nel caso di scavi a cielo aperto si eseguono diverse colonne compenetrate; – in caso di effetto mensola si realizzano colonne compenetrate dotate, nel caso di forti effetti flessionali, di armatura metallica; • gallerie; • opere di tenuta idraulica; • barriere di contenimento per siti inquinati ; • tamponi di fondo.

2.7.2

Tecnica di impiego

La tecnica di impiego consiste in 2 fasi principali: 1. perforazione; 2. iniezione.

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Capitolo 2. Tecniche di bonifica del terreno

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Perforazione La perforazione può avvenire a rotazione o a roto-percussione. Può essere eseguita con lo stesso macchinario utilizzato per l’iniezione oppure con un macchinario diverso (tecnica del preforo). Il diametro del foro si aggira sui 110–150 mm. Iniezione Prima di eseguire l’iniezione si ferma la circolazione del fluido di perforazione, successivamente si esegue l’iniezione in risalita mediante uno o più ugelli situati nella parte terminale della batteria di aste (monitor ) sopra la punta di perforazione. La risalita avviene per passi di sollevamento ∆z (dell’ordine di qualche cm, tipicamente 4 cm) a cui viene associato un determinato tempo di trattamento ∆t (alcuni secondi, tipicamente 11 s). L’iniezione non viene prolungata fino in superficie ma ci si ferma a 40–50 cm di profondità in modo da evitare la disgregazione della superficie di terreno circostante a causa dell’elevata pressione della boiacca in uscita. La rotazione degli ugelli può essere continua o a senso alternato e variare tra 5 e 40 giri/min. La velocità di impatto della boiacca nel terreno è di circa 100 m/s. La corona di perforazione ha un diametro maggiore di quello della batteria di aste in modo da lasciare un intercapedine tra le pareti del foro e le aste stesse, tale da consentire la risalita parziale (30–40 %) della boiacca iniettata (spurgo).

Figura 2.16: Sequenza di iniezione.

2.7.3

Sistemi di iniezione

Sistema monofluido È il sistema più semplice ma al tempo stesso meno utilizzato. Terminata la fase di perforazione si inverte il verso di moto della batteria di aste e si fa risalire il monitor. Con questo sistema si utilizza un unico fluido (la boiacca) che ha al tempo stesso funzione di: - rimaneggiamento; - permeazione; - cementazione;

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2.7. Jet–grouting

37

del volume di terreno trattato. Le aste hanno un unico condotto e quindi risultano particolarmente robuste.

(a) Principio di funzionamento.

(b) Schema del monitor.

Figura 2.17: Sistema monofluido.

Sistema bifluido In questo sistema fuoriesce contemporaneamente, per mezzo di ugelli coassiali, la boiacca (internamente) e l’aria compressa (esternamente). I vantaggi di questo metodo sono: • si limita la dispersione del getto di boiacca; • il diametro delle colonne consolidate risulta maggiore. La presenza del getto d’aria serve a: 1. agire come una sorta di cuscinetto aumentando il potere erosivo della boiacca; 2. impedire il collasso delle pareti del foro; 3. facilitare lo sfogo. A causa dell’utilizzo di aste con 2 condotti interni la batteria d’aste risulta meno robusta rispetto al sistema monofluido e quindi è consigliata la tecnica del preforo. Ne consegue quindi una procedura di consolidamento più lenta. Sistema trifluido Nel sistema trifluido si ha la separazione delle azioni di disgregazione e separazione del terreno: - azione disgregante: viene effettuata mediante getti coassiali di acqua (internamente) e di aria compressa (esternamente);

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(a) Principio di funzionamento.

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(b) Schema del monitor.

Figura 2.18: Sistema bifluido. - azione di cementazione: viene effettuata mediante un getto di boiacca (ad una velocità ridotta rispetto ai casi precedenti) da un ugello posto sotto quello da cui escono l’acqua e l’aria. Con questo sistema si riesce ad incrementare ulteriormente il diametro delle colonne (fino a 3 m nelle sabbie). Anche in questo caso è consigliata la tecnica del preforo.

2.7.4

Attrezzatura

Attrezzatura in foro • Batteria d’aste. È costituita da una serie di conci di acciaio della lunghezza di 1–2 m infilati ed avvitati in successione. Il diametro dei tubi varia tra 60 e 90 mm. In testa sono collegati dei tubi flessibili collegati alla pompa ed ai compressori. • Monitor. È costituito da un cilindro d’acciaio alto 40 cm, dotato alla base di un utensile tagliante e sopra di ugelli di iniezione del diametro di 1,2–4 mm. Sotto gli ugelli la sezione tagliante ha un’apertura di 2 cm, attraverso la quale è possibile, mediante una biglia o una valvola apposita, impedire l’uscita del fluido di perforazione. • Tubi di rivestimento. Attrezzatura fuori foro • Pompe per la boiacca e per l’acqua e compressore per l’aria. – sistema monofluido: ∗ boiacca: 50 ÷ 60 MPa – sistema bifluido: ∗ boiacca: 50 ÷ 60 MPa

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2.7. Jet–grouting

(a) Principio di funzionamento.

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(b) Schema del monitor.

Figura 2.19: Sistema trifluido. ∗ aria: 1 ÷ 2 MPa – sistema trifluido: ∗ boiacca: 10 MPa ∗ acqua: 60 MPa ∗ aria: 1 ÷ 2 MPa • Impianto di dosaggio: silos, miscelatori, agitatori, tubi flessibili di collegamento.

2.7.5

Miscele di iniezione

Si utilizzano miscele cementizie (cemento Portland o, in ambienti particolarmente aggressivi, cementi pozzolanici ). Il rapporto acqua/cemento varia tra 0,6 e 1,5 (con valori più prossimi allo 0,6 nel caso di iniezioni in galleria). Nel caso di rapporto acqua/cemento pari a 1 e velocità di filtrazione pari a 1–2 cm/s si ha il dilavamento della miscela. Il peso specifico della boiacca vale 14, 5 − 16 KN/m3 . Per la creazione di tamponi di fondo la miscela è additivata con barite (BaSO4 , γ = 45 KN/m3 ) o con ematite (F e2 O3 , γ = 52 KN/m3 ).

2.7.6

Parametri di trattamento

I parametri di trattamento (figura 2.20) sono variabili ed impostabili dall’operatore. Si possono dividere in 3 categorie: 1. parametri relativi al sistema meccanico; 2. parametri relativi al movimento delle aste; 3. parametri relativi alle miscele di iniezione.

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Capitolo 2. Tecniche di bonifica del terreno

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Le tre categorie di parametri non sono in generale tra loro indipendenti. Fissato ad esempio il diametro degli ugelli allora i valori di pressione e portata sono legati tra loro dalla seguente relazione: r pmiscela Qmiscela = µ · S 2 · (2.10) ρmiscela dove: - µ: coefficiente di efflusso.

Figura 2.20: Parametri di trattamento per i sistemi jet–grouting.

2.7.7

Caratteristiche delle colonne consolidate

Meccanismi di formazione delle colonne La creazione delle colonne consolidate è dovuta a 2 meccanismi di interazione tra la miscela ed il terreno, che sono funzione principalmente della sua permeabilità: • permeazione: tipica di terreni a grana grossa (k > 10−4 m/s); • erosione: tipica di terreni coesivi (k ≤ 10−4 m/s); Stima del diametro delle colonne Nel caso del sistema monofluido si possono utilizzare delle relazioni empiriche che esprimono il diametro della colonna in funzione di: • granulometria, in generale si ha: 40 cm < φ < 1 m • risultati di prove di penetrazione dinamica NSP T (a sua volta funzione della densità relativa, nel caso di terreni a grana fine, o della coesione non drenata, nel caso di terreni coesivi). Nel caso del sistema trifluido applicato a terreni a grana fine in generale si ha: 1, 5 m < φ < 2, 5 m

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2.7. Jet–grouting

41

Variazioni di diametro delle colonne Le variazioni di diametro delle colonne possono essere dovute a 3 cause principali. 1. Variazioni di diametro con la profondità. Se prevale il fenomeno della permeazione si ha un modesto e perlopiù trascurabile aumento del diametro con la profondità. Se invece prevale il fenomeno dell’erosione allora all’aumentare della profondità si ha un aumento della resistenza a taglio del materiale e quindi una diminuzione del potere erosivo del getto ed una conseguente diminuzione del diametro della colonna. Ipotizzando una colonna profonda 6 m si può passare da un diametro di testa pari a 0,80–1,05 m ad un diametro di fondo pari a 0,55–0,87 m. 2. Variazioni di diametro in funzione della natura dei terreni attraversati (figura 2.21).

Figura 2.21: Variabilità di una colonna di jet–grouting eseguita in terreni stratificati. 3. Variazioni di diametro a causa di problemi tecnici. Problemi tecnici tipici sono: - collasso del foro sulla batteria di aste. - occlusione accidentale degli ugelli. - problemi di funzionamento delle pompa.

2.7.8

Esecuzione di elementi bi– e tri– dimensionali

Il jet–grouting si usa spesso per realizzare elementi continui tridimensionali in modo da creare uno strato di terreno consolidato con buone proprietà meccaniche e scarsa permeabilità. Gli elementi tridimensionali hanno diametri medi superiori all’interasse tra i centri delle varie colonne da cui avviene l’iniezione, si ottengono in questo modo delle serie di colonne compenetrate. L’iniezione di una colonna di jet–grouting avviene sempre dopo aver lasciato trascorrere un po’ di tempo, sufficiente per la maturazione del cemento. Si hanno 2 disposizioni tipiche di colonne compenetrate (figura 2.22): • a maglia quadrata (gli assi sono posti ai vertici di un quadrato di lato pari all’interasse); • a file alternate o a quinconce.

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Figura 2.22: Tipiche disposizioni in pianta di colonne compenetrate. (a): maglia quadrata, (b): maglia a quinconce. Difetti puntuali Esistono difetti puntuali (o spot) distribuiti in modo casuale nell’area trattata, essi sono costituiti da piccole porzioni di terreno rimaste parzialmente o del tutto prive di miscela cementizia. La loro presenza può essere dovuta a: 1. deviazioni dalla verticale: deviazioni dell’ordine di alcune decine di cm possono pregiudicare la sovrapposizione di colonne adiacenti; 2. deviazioni di posizione; 3. sovrastima del diametro: un’eccessiva distanza tra i centri delle colonne impedisce una cementazione omogenea; 4. effetto ombra: è dovuto al fatto che in fase di iniezione il getto ruotando insiste su un terreno già cementato (la colonna adiacente); se i fori sono troppo vicini uno all’altro l’azione del foro è ostacolata ed alla boiacca è impedito il raggiungimento delle zone nascoste dietro le colonne; 5. errori dell’operatore.

2.7.9

Proprietà del materiale consolidato

Peso di volume Nel caso di ghiaie addensate il peso di volume dopo il trattamento è maggiore del 10–15 % rispetto al peso di volume iniziale. Nel caso di terreni a grana fine non si ha una significativa variazione (effetto di compensazione). Permeabilità La permeabilità di un terreno consolidato efficacemente con jet–grouting è dell’ordine di 10−8 ÷ 10−10 m/s. Resistenza a compressione Nel caso di terreni a grana fine dopo 28 giorni si raggiunge circa il 60 % della resistenza a compressione finale. Nel caso di terreni a grana grossa dopo 28 giorni il valore raggiunto è pressoché quello finale. Modulo di elasticità Vedi tabella 2.4.

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2.7. Jet–grouting

Terreno ghiaia sabbia ghiaiosa sabbia limosa limo sabbioso argille poco coesive (cu < 50 KPa) torbe

Rc (MPa) 5–30 5–20 5–15 2–10 1–10 ≤3

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E (MPa) 2.500–15.000 2.500–10.000 2.500–7.500 1.000–5.000 500–5.000

Tabella 2.4: Valori tipici di resistenza a compressione e di modulo di Young per colonne di jet–grouting. Resistenza a taglio Nel caso di terreni a grana grossa non si ha un sensibile aumento dell’angolo di attrito bensì della coesione.

2.7.10

Vantaggi

Il jet grouting rappresenta una valida soluzione per un vasto range di problematiche geotecniche, anche laddove i metodi di consolidamento tradizionali sono impraticabili per motivi tecnici o economici. Tra i molteplici vantaggi derivanti dal suo utilizzo, alcuni dei quali comuni anche alle altre metodologie, possono essere citati i seguenti. • È applicabile entro un ampio campo di variabilità delle caratteristiche geologiche, geotecniche ed idrogeologiche dei suoli trattati e delle necessità progettuali. • Colonne di grande diametro (1800 mm e oltre) possono essere create a partire da fori di diametro relativamente piccolo (110–150 mm). • Le proprietà meccaniche e la permeabilità sono prevedibili con buona approssimazione una volta note le condizioni operative e risultano comunque controllabili sia in sito che in laboratorio prima dell’esecuzione vera e propria del trattamento, mediante campi prova, o durante l’esecuzione della stessa. • I parametri di trattamento possono essere modificati in corso d’opera per meglio adeguare il risultato alle richieste di progetto. • Risulta essere molto adatto per opere da realizzare in ambiente urbano, sia per contenimento e impermeabilizzazione di scavi aperti, che per il consolidamento preliminare ed in avanzamento di tunnel a bassa profondità. • Le vibrazioni in fase di trattamento sono in generale di scarsissima o di nessuna entità; possono verificarsi però rigonfiamenti o deformazioni non desiderate, particolarmente in terreni soffici, che vanno opportunamente previste e monitorate in corso d’opera. • L’evoluzione tecnologica delle attrezzature permette ormai di operare anche in spazi ridotti. • Questa tecnologia consente la realizzazione di elementi consolidati secondo diverse configurazioni, colonne singole, diaframmi di colonne compenetrate, platee e tamponi di fondo. • Permette l’iniezione anche da fori subverticali o addirittura suborizzontali. • Consente la realizzazione anche di elementi planari (diaframmi sottili), eseguiti senza far ruotare le aste in fase di risalita/iniezione. • Non necessita di alcun onere di manutenzione successivo al termine dell’esecuzione. • La sua realizzazione non presenta rischi particolari per gli operatori, né per il procedimento esecutivo, né per l’uso di sostanze dannose alla salute umana.

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• Si è rivelato essere il metodo più efficace nella realizzazione ex novo e nell’irrobustimento di fondazioni sotto edifici già esistenti, anche laddove, per la delicatezza dell’intervento, le tolleranze ammesse sulle sollecitazioni e sulle deformazioni di presentivo particolarmente restrittive (edifici antichi o di elevato interesse storico–culturale). • L’impatto ambientale è generalmente trascurabile. • L’esecuzione del trattamento è relativamente veloce.

2.7.11

Svantaggi

I principali svantaggi che si possono incontrare durante l’utilizzo di questa tecnologia possono essere riassunti nelle considerazioni seguenti. • Le attrezzature da collocare nell’area di cantiere sono sia fisse (silos, compressori, agitatori, . . . ) che mobili (macchine perforatrici e jumbo per le iniezioni). Entrambe possono essere, in determinati casi, di notevole complessità e richiedere molto spazio. In fase preliminare occorre tenere conto, soprattutto per garantire adeguati spazi di manovra delle macchine cingolate. • Il processo di iniezione deve essere continuo, pena il fallimento del trattamento; occorre dunque disporre di attrezzature che garantiscono un’ottima affidabilità e che possibilmente siano in grado di registrare in continuo alcuni dei parametri di iniezione, in modo da assicurare la buona riuscita delle iniezioni. • Durante la fase di iniezione, le pareti del foro soprastante non ancora trattato, se non adeguatamente sorrette, possono crollare collassando sulle aste ed intasando il foro stesso; in questo caso alla boiacca è impedito il libero sfogo verso la superficie: il brusco aumento di pressione che ne consegue può generare alle profondità di iniezione fratture incontrollate con generazione di filoni sparsi di boiacca che fanno degradare l’omogeneità e le proprietà finali della porzione di terreno trattato. • Dal momento che una parte considerevole della boiacca iniettata nel sottosuolo risale e fuoriesce alla bocca del foro o nelle sue immediate circostanze, occorre predisporre in cantiere un adeguato sistema di raccolta e smaltimento del materiale di spurgo.

2.7.12

Campo prove

Lo scopo dei campi prove è quello di definire i parametri geometrici dell’intervento che si vuole andare ad eseguire: −→ interasse tra i centri delle colonne; −→ metodo di iniezione; −→ pressione dei fluidi; −→ velocità di risalita.

2.7.13

Controlli

Dal momento che il jet–grouting è una tecnica di bonifica il cui risultato è influenzato dall’interazione col terreno (moti di fluido nel terreno, capacità di erosione, rimaneggiamento e maturazione della boiacca) la norma EN-12716 (2003) prevede una serie di controlli. 1. Indagine geotecnica preliminare. 2. Controlli in fase di esecuzione: (a) verifiche delle proprietà dei materiali impiegati; (b) verifiche delle modalità di trattamento; (c) monitoraggio degli effetti sulle strutture circostanti;

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2.7. Jet–grouting

45

3. Controlli negli elementi consolidati : (a) metodi di controllo diretto: si eseguono prove di laboratorio o in sito al fine di caratterizzare meccanicamente e geometricamente le colonne consolidate: i. ii. iii. iv.

scavi per ispezione visiva; sondaggi a carotaggio continuo (RQD); perforazioni strumentate; indagini sismiche (sonic log, cross–hole sonici, tomografia sismica);

(b) metodi di controllo prestazionale, vengono eseguiti in sito: i. prove di carico; ii. prove di permeabilità (a carico idraulico costante o variabile).

Figura 2.23: Prova di permeabilità in sito eseguita in un tampone di fondo con il filtro completamente inserito nello spessore consolidato. Se il foro è stato eseguito in una zona ben cementata, essa impedisce la migrazione dell’acqua verso il filtro e la prova conduce a risultati troppo ottimisti riguardo la permeabilità dello strato.

Figura 2.24: Prova di permeabilità in sito eseguita in un tampone di fondo con il filtro soprastante lo spessore consolidato. I risultati sono più attendibili poiché la prova valuta il comportamento globale della struttura.

46

Capitolo 2. Tecniche di bonifica del terreno

2.8

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Congelamento

Il congelamento è una metodologia di bonifica che viene utilizzata in condizioni di estrema difficoltà, quando cioè non si possono utilizzare altri sistemi per il miglioramento delle caratteristiche di resistenza e di permeabilità di una formazione. Vantaggi Il metodo fornisce alcuni vantaggi rispetto alle altre tecniche di consolidamento: −→ garantisce una notevole omogeneità di trattamento; −→ si raggiunge un notevole grado di resistenza; −→ non si ha l’alterazione chimico–fisica del terreno e della falda; −→ non inquina. Procedimento Dal punto di vista esecutivo si utilizza un fluido frigorifero che viene fatto circolare nel terreno in sonde congelatrici, inserite in fori di apposite perforazioni. La scelta incide su: X tipo di fluido frigorifero, definisce i diversi procedimenti di congelamento: – metodo diretto o a ciclo aperto (azoto liquido); – metodo indiretto o a ciclo chiuso (salamoia di CaCl2 ); – metodo misto. X temperatura di utilizzo.

(a) Metodo diretto o a ciclo aperto.

(b) Metodo indiretto o a ciclo chiuso.

Figura 2.25: Metodi di congelamento.

2.8.1

Metodo diretto

È il metodo più utilizzato per una serie di motivi di diversa natura: 1. logistica: spazi limitati e impossibilità di installare impianti frigoriferi più rumorosi; 2. programmatica: necessità di raggiungere rapidamente la formazione di un guscio di ghiaccio per garantire la continuità delle operazioni di scavo tra una tratta e l’altra (70–80 m); 3. tecnica: a causa della sequenza delle operazioni di congelamento e scavo è indispensabile raggiungere temperature molto basse in modo da ottenere resistenze meccaniche molto elevate e garantire una riserva criogenica sufficiente per poter concludere le operazioni di scavo e getto in sicurezza.

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2.8. Congelamento

47

Funzionamento L’azoto viene trasportato in cantiere per mezzo di apposite cisterne, dove è mantenuto ad una temperatura di −196 ◦ C alla pressione di 2 atm. In cantiere viene conservato in cisterne di stoccaggio a doppia parete e sottovuoto. L’azoto liquido viene inserito direttamente nelle sonde congelatrici. Le sonde possono essere divise in gruppi o disposte in serie. L’ultima sonda è dotata di uno scarico, regolato da una saracinesca, attraverso il quale l’azoto viene liberato in atmosfera. Le sonde sono costituite da due tubi di acciaio coassiali collegati tra loro per mezzo di una testa speciale che consente il passaggio del fluido frigorifero, proveniente dalle sonde precedenti o dal sistema di distribuzione, verso il tubo interno più piccolo. L’azoto liquido risale lungo l’intercapedine tra i due tubi e passa alla sonda successiva. Il tubo congelatore interno, perfettamente ermetico, realizzato in modo tale da sopportare bassissime temperature, è collegato al terreno circostante con una miscela cementizia ad elevata conducibilità termica. La portata di azoto liquido nelle sonde può essere localmente modificata a seconda delle necessità: è molto importante disporre di una notevole flessibilità del sistema in quanto si riesce, così facendo, a governare la distribuzione del freddo in funzione delle temperature ottenute e di conseguenza a garantire una corretta omogeneità del trattamento. Parametri di progetto La buona riuscita del trattamento con azoto liquido è funzione di diversi fattori: 1. una corretta progettazione idraulica delle distribuzioni ; 2. l’interasse fra le sonde; 3. la lunghezza delle sonde congelatrici. Fase di congelamento Il controllo della temperatura del terreno trattato avviene mediante lettura diretta con termometri (termocoppie) introdotti a quote diverse in appositi fori di controllo ed a distanze diverse dall’asse di congelamento. Si determinano in questo modo i gradienti termici nei terreni congelati. Esempio: scavo della galleria per la metropolitana di Milano L’azoto liquido è stato fatto circolare per 70–80 ore ininterrottamente con portate comprese tra 6.500 e 7.000 l/h. Le sonde congelatrici sono state disposte con un interasse di 70–80 cm. Le letture di temperatura venivano fatte ogni 6 ore: - strati limosi: −5 ◦ C − 10 ◦ C; - strati sabbiosi: −30 ◦ C − 50 ◦ C (funzionano da serbatoio di frigorie: quando non si ha più circolazione di azoto cedono frigorie agli strati meno freddi omogeneizzando il trattamento). Il congelamento di terreni a grana fine è più difficoltoso di quelli a grana grossa ma è più stabile nel tempo. Fase di decongelamento Si valuta l’andamento della temperatura a varie profondità mediante l’utilizzo di termometri. Nella costruzione della metropolitana di Milano sono stati impiegati 18 × 106 l di azoto per congelare 11.800 m3 di terreno con un consumo specifico di 1.525 l/m3 .

2.8.2

Alcune considerazioni

Il congelamento è una tecnica che assicura un risultato certo, tuttavia richiede delle conoscenze approfondite e derivanti da molteplici esperienze (sia in fase progettuale che esecutiva).

48

Capitolo 2. Tecniche di bonifica del terreno

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Materiali costruttivi Si deve fare attenzione alla scelta dei materiali impiegati in modo da affrontare in sicurezza la fragilità causata dalle basse temperature raggiunte. Tutte le sollecitazioni, soggette a forti sollecitazioni e a sbalzi di temperatura di notevole entità, sono realizzate in acciai speciali a basso tenore di carbonio. Gli impianti di distribuzione sono realizzati in acciaio inox o in rame. Perdite di azoto Si deve prestare molta attenzione, sia in sede di scelta che di montaggio dell’impianto, ai collegamenti tra i diversi componenti per evitare perdite di azoto. Eventuali perdite di azoto nell’impianto generale provocano l’impoverimento del contenuto di ossigeno nell’aria, con possibili malori per coloro che si trovano nelle vicinanze. Nelle zone chiuse è necessario quindi predisporre di un idoneo sistema di sicurezza con rilevatori del tasso di ossigeno. Eventuali perdite nelle sonde congelatrici provocano la formazione di claquages, ossia di canali di scorrimento di gas che impediscono al terreno di congelare. È possibile in tal caso che venga meno la continuità del muro congelato con venute d’acqua notevoli durante gli scavi successivi. Termometri La disposizione dei termometri deve essere effettuata con una certa accuratezza: • la posizione deve essere nota con precisione; • l’alcool in cui sono immersi non deve fluire nel terreno.

2.8.3

Controlli

I controlli su tale tecnica di bonifica possono essere di due tipi: 1. monitoraggio topografico: si studia la variazione di volume del terreno congelato mediante controlli topografici di superficie; nel caso di impiego di azoto liquido si è visto che non si hanno sensibili deformazioni sulle strutture sovrastanti se il carico superficiale è maggiore di 1 Kg/cm2 , se invece il carico superficiale è inferiore a tale limite si possono avere deformazioni in ogni caso inferiori a 10 mm; 2. prove di laboratorio: si eseguono prove di compressione monoassiale su provini di diametro diverso e a diverse temperature.

2.8.4

Comparazione tra metodo diretto e indiretto

Metodo diretto • Estrema semplicità di distribuzione. • Si deve curare la messa in opera delle sonde e la corretta unione tra tubo e tubo. • Si devono utilizzare acciai speciali. • Offre una grande possibilità di apporto di frigorie al terreno, che consente una rapida costruzione del muro congelato (massimo 80 ore). • Si possono affrontare situazioni difficili di precaria stabilità. • In breve tempo il terreno scende ad una temperatura di −15 ◦ C. • Nel caso in cui ci siano rotture del muro di ghiaccio durante gli scavi l’azoto liquido consente immediati interventi di rimagliatura.

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2.8. Congelamento

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Metodo indiretto • Richiede l’installazione di grossi macchinari e di un circuito di distribuzione complicato. • Si deve fare la verifica delle eventuali perdite di carico subite dal fluido pompato nei tubi congelatori per non rischiare grossi squilibri di pressione nei vari gruppi di sonde, possibile causa di una distribuzione non omogenea delle frigorie. • La temperatura di ingresso della salamoia è di circa −28 ◦ C mentre all’uscita è di circa −22 ◦ C. • Il processo di congelamento è molto lento (fino a 22–25 giorni). • È un metodo a basso costo: l’installazione del cantiere e del sistema di circuiti è oneroso però il costo di esercizio giornaliero è inferiore a quello con azoto. • Si utilizza se non è necessario raggiungere valori di temperatura estremamente bassi e se è accettabile un tempo di formazione di una ventina di giorni. Congelamento lento Si esegue con una velocità di congelamento molto bassa, tanto più il terreno è poco permeabile, in quanto l’acqua presente nei pori aumenta di volume con il conseguente aumento delle pressioni interstiziali. Congelamento veloce L’acqua presente nei pori non ha il tempo di migrare e quindi si possono creare fenomeni di rigonfiamento che incidono sugli edifici circostanti. In fase di congelamento si possono creare dei buchi, con la conseguente modifica della struttura del terreno che diventa ancora più deformabile.

50

Capitolo 2. Tecniche di bonifica del terreno

2.9

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Stabilizzazione termica

È un metodo applicabile solamente in terreni argillosi. Consiste nel portare il terreno a temperature elevate (600 − 1.000 ◦ C) al fine di ottenere delle variazioni permanenti delle caratteristiche fisiche del terreno: −→ diminuzione della compressibilità; −→ aumento della resistenza meccanica. Esistono diversi tipi di trattamento che si possono basare sui seguenti due principi: 1. trasferimento di calore dalla superficie di contatto; 2. trasferimento di calore attraverso pozzi o fori. Esistono due metodi principali: 1. trattamento a circolazione forzata (tipo chiuso); 2. trattamento a tiraggio libero (tipo aperto) Tale tecnica è molto utilizzata in Russia, Romania ed Australia per la creazione di pali o muri di fondazione, costituiti da terreno cotto in sito per la stabilizzazione di movimenti franosi e di scarpate.

Figura 2.26: Stabilizzazione termica. Per un approfondimento sul tema si veda Melidoro G., 1981, “La termoconsolidazione mediante cottura delle argille in sito”, Atti del X Ciclo di Conferenze di Geotecnica, Politecnico di Torino.

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2.10

2.10. Metodi elettrochimici

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Metodi elettrochimici

Si applicano in terreni: - limosi ; - limoso–argillosi ; - argilloso–limosi ; - argillosi. Applicazioni I processi elettrochimici si possono applicare a: 1. indagini geofisiche; 2. consolidamento di terreni; 3. lavaggio dei terreni (variazione di pH); 4. variazione falda; 5. cambiamento della direzione del flusso.

2.10.1

Applicazione alle indagini geofisiche

I metodi geofisici dipendono dai seguenti principi: • elettromagnetico; • elettrico; • magnetico; • geosismico. I metodi geofisici forniscono un quadro a grande scala della zona indagata grazie allo studio di: - struttura geologica; - cambianenti idrici dell’acqua presente. Sono indagini rapide ed economiche, utili per avere una prospezione nell’individuazione delle zone inquinate. Permettono di arrivare a profondità maggiori di quelle raggiunte con i sondaggi. Sono efficaci se combinate con prove di laboratorio. Metodo geoelettrico Si rilevano le linee di forza di un campo elettrico generato nel terreno. Gli elettrodi vengono disposti allineati ad una distanza che solitamente è fissa (solitamente 3a). I due elettrodi agli estremi sono collegati ad un generatore di corrente continua e ad un milliamperometro che misura le correnti erogate. La corrente arriva ad una profondità z = a. Con gli elettrodi aventi questa disposizione lineare si crea un campo elettrico con linee equpotenziali tra loro parallele. Il metodo è molto usato per: 1. ricerche stratigrafiche di terreni (sia molli che compatti); 2. rilevare la presenza di caverne sotterranee; 3. rilevare la superficie di separazione tra argille compatte–molli, sabbie sciolte–arenarie, terreni argillosi– organici.

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Capitolo 2. Tecniche di bonifica del terreno

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Spostando gli elettrodi sulla superficie si può variare la profondità alla quale viene caratterizzato il terreno. Il metodo elettrico si basa sulla legge di Ohm: R = 2πa

V I

(2.11)

dove: - a: interasse elettrodi (m); - V : differenza di potenziale (V); - I: intensità di corrente (mA); - R: resistenza elettrica (Ω · m) Integrando i risultati di diagrammi di resistenza basati su casi già esaminati e prove di laboratorio si riesce ad ottenere un profilo elettro–geologico del sottosuolo. In presenza di lenti sottili di terreno o di “zone conduttrici” i risultati possono essere alterati: la corrente infatti può passare attraverso zone di spessore ridotto, molto conduttrici, senza evidenziare la loro presenza in profondità. Dalle misure di resistenza si posssono inoltre ricavare informazioni relative alle caratteristiche delle acque sotterranee.

2.10.2

Elettro–osmosi

Consiste nell’attivare nel terreno un campo elettrico inserendo in profondità dei tubi perforati (che hanno funzione di elettrodi) e applicando una certa d.d.p. (50-150 V). Così facendo si realizzano processi quali: • consolidamento artificiale dei terreni per stabilizzazione; • lavaggio dei suoli; • abbassamento della falda; • cambiamento della direzione del flusso; • scambi ionici nel terreno. Il consumo di energia è di circa 0,5 KWh/giorno per m3 di terreno trattato. Il trattamento ha effetto fino ad una decina di metri di profondità. Il campo elettrico indotto può provocare la migrazione dell’acqua: circa 30-40 cm/h in funzione della d.d.p. applicata. Processi elettro-osmotici L’elettro–osmosi si divide in: 1. elettrocinetica: (a) elettro–osmosi attiva: i. elettro–drenaggio; ii. elettro–iniezioni; (b) elettro–osmosi passiva; 2. elettrochimica: (a) diffusione ionica; (b) scambio ionico; (c) variazioni di pH; (d) decomposizione dei minerali; (e) cambiamenti di struttura.

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2.10. Metodi elettrochimici

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Teorie dell’elettro–osmosi La teoria dell’elettro–osmosi è stata per la prima volta introdotta da Reuss (1809). Egli ha studiato il comportamento di un’argilla satura sottoposta ad un campo elettrico: • principio dell’elettro–osmosi : l’acqua fluisce verso il catodo; • principio dell’elettro–foresi : le particelle argillose migrano verso l’anodo. Le prime applicazioni geotecniche di tale teoria si devono a: −→ Casagrande–Smoltzyk (1953): consolidamento del terreno; −→ Bozozuk–Lebrecque (1969): diminuzione dell’attrito tra pali e terreno in fase di installazione (il palo funge da catodo). Il primo modello matematico che ha studiato la migrazione dell’acqua per flusso elettro–osmotico è quello di Helmholtz (1879): esso è a sua volta basato sulla teoria della presenza di molecole d’acqua dipolari e di ioni diffusi attorno alle particelle argillose. Smoluchowski (1962) ha evidenziato l’effetto dell’elettro–osmosi studiando la struttura cristallina dell’argilla: l’argilla può essere considerata un campo elettrostatico negativo e quindi applicando una certa d.d.p. le particelle di argilla si orientano avvicinandosi agli anodi, dal momento che il movimento di queste particelle può essere ostacolato dall’attrito l’acqua interstiziale si muove più velocemente. Struttura delle argille Le particelle argillose hanno tra i loro costituenti principali i fillosilicati (illite, caolinite, montmorillonite) i quali sono spesso associati nel terreno a microcristalli di quarzo, calcite e limonite. Le singole lamelle argillose hanno dimensione dell’ordine del micron e quindi possiedono un’elevata superficie specifica. Si possono organizzare in: - tetraedri (ione silicio al centro con attorno ioni ossigeno); - ottaedri (ione magnesio al centro con attorno ioni ossidrili). Le singole particelle si combinano tra loro formando fogli bidimensionali, i quali a loro volta si combinano formando delle “strutture a pacchetto”. • Illite: forma pacchetti spessi 10 Å, non si espande al contatto con l’acqua. • Caolinite: forma pacchetti spessi 7,5 Å con lamelle di dimensioni dell’ordine del micron, rigonfia poco se esposta all’acqua. • Montmorillonite: forma pacchetti spessi 9,5 Å con lamelle di dimensioni inferiori al micron, grazie al suo elevato potere di scambio ionico, se esposta all’acqua, rigonfia in maniera notevole. La struttura delle argille può essere migliorata sostituendo al ferro e al magnesio l’alluminio oppure l’alluminio col silicio. Velocità di filtrazione Se l’acqua nel terreno è soggetta ad una certa d.d.p. si ha un flusso dell’acqua con velocità: ve = ξ

ρl D je = Ke · E 4πη

dove: - ξ: potenziale; - ρl : resistenza specifica del fluido; - D: costante dielettrica del fluido;

(2.12)

54

Capitolo 2. Tecniche di bonifica del terreno

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- η: viscosità del fluido; - je : densità media del flusso elettrico; - Ke : permeabilità elettro–osmotica; - E: gradiente elettrico. Se l’acqua nel terreno è soggetta ad una certa differenza di livello piezometrico tra due punti allora si ha un flusso naturale con velocità: vi =

d2 ∆h · =K ·i 32η ∆l

(2.13)

dove: - d: diametro del condotto; - i: gradiente idraulico; - K: permeabilità idraulica. La velocità totale in presenza di flusso accoppiato vale dunque: v = vi + ve = Ki + Ke E

(2.14)

Il gradiente idraulico può essere espresso come: dΦi = −grad Φi ds Il gradiente elettrico può essere espresso come: i=−

(2.15)

dΦe = −grad Φe ds La velocità totale può quindi essere espressa come: E=−

(2.16)

v = −K · grad Φi − Ke · grad Φe

(2.17)

Per evidenziare l’effetto della velocità elettrica dell’acqua è utile confrontare il rapporto ve /vi per diversi valori della permeabilità naturale K nell’ipotesi di gradiente elettrico costante e pari a 1 V/s (tabella 2.5): l’elettro–osmosi risulta efficace per terreni con K < 10−6 cm/s. K (cm/s) −3

10 10−4 10−5 10−6 10−7

ve /vi 0,01 0,1 0,5 50 100

Tabella 2.5: Rapporto tra velocità idraulica e velocità elettrica al variare della permeabilità naturale.

2.10.3

Elettro–osmosi attiva

Elettro-drenaggio Nell’elettro–drenaggio si ha una distanza tipica tra gli elettrodi di 3–10 m, una differenza di potenziale elettrico inferiore a 100 V con una corrente generalmente compresa tra 15 e 30 A. Applicazioni tipiche dell’elettro–drenaggio sono: 1. eliminazione dell’umidità dai muri ; 2. diminuzione delle spinte contro le paratie mediante modifica della direzione del flusso di filtrazione naturale; 3. stabilizzazione di versanti in frana.

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2.10. Metodi elettrochimici

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Elettro–iniezioni Vengono generalmente utilizzate come metodo di bonifica della stabilità dei suoli a grana fine.

Figura 2.27: Impianti per le elettro–iniezioni: 1 - recipiente della miscela, 2 - generatore di corrente continua, 3 - pompa per l’acqua, 4 - campo di flusso della miscela, 5 - catodi (tubi perforati), 6 - anodi (tubi perforati).

2.10.4

Elettro–osmosi passiva

In natura si possono avere strati di terreno con caratteristiche chimiche e metamorfiche tali da creare naturalmente un potenziale elettrico. Ciò avviene soprattutto in terreni argillosi. Esempi di potenziale elettrico spontaneo si hanno al contatto di questi due tipi di terreni: - con diverso grado di metamorfismo: marmo (+) e calcare (-); - con diversa allotropia: grafite (+) e carbone (-); - con caratteristiche fisiche diverse: roccia (+) e detriti alluvionali (-).

Figura 2.28: Elettro–osmosi passiva per l’essiccazione dei muri.

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Capitolo 2. Tecniche di bonifica del terreno

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Esempio: il lago artificiale di Kartoum (Sudan) Nella costruzione del lago artificiale di Kartoum è stato previsto sul fondo uno strato di materiale detritico, in modo da creare una differenza di potenziale con la roccia sottostante. Si è in questo modo evitato il prosciugamento del lago a causa di massicci pompaggi, di forti evaporazioni e di scarse precipitazioni. Il potenziale misurato tra detrito e roccia era pari a 0,04 mV/cm e la permeabilità pari a 0,5 cm/s. L’afflusso d’acqua dal basamento di detrito nel lago era pari a 10 m3 /giorno.

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2.11

2.11. Pali in calce

57

Pali in calce

È un tecnica di bonifica che si utilizza in terreni argillosi consistente nel mescolare, attraverso un apposito miscelatore, il terreno con della calce viva (CaO).

2.11.1

Attrezzatura

Il miscelatore viene estratto lentamente (con una velocità inferiorea ai 2,5 cm/giorno). La calce viva è distribuita all’interno del foro con la presenza di aria compressa. Le lame curve del miscelatore hanno funzione di compattazione. Il diametro dei pali in calce è pari alle dimensioni del miscelatore: – con ventole semplici: 30–60 cm; – con ventole anche laterali: 150 cm. La profondità dei fori può variare dai 20 ai 40 cm. Il serbatoio di stoccaggio può contenere 2, 5 m3 di calce, con i quali si riescono a realizzare 50–60 pali in calce della lunghezza di 10 m in circa 8–10 ore di lavoro.

Figura 2.29: Attrezzatura per l’esecuzione dei pali in calce.

2.11.2

Principio di funzionamento

Con la miscelazione di argille e calce si ha una reazione esotermica che può raggiungere i 150 ◦ C, ne consegue un’asciugatura del terreno circostante ed un aumento della sua resistenza. Ciò è possibile grazie alla modifica della struttura delle argille, la quale passa da orientata (a lamelle) a flocculata (a granuli), con conseguente aumento dell’angolo di attrito e della permeabilità. I pali in calce funzionano come dreni verticali nei primi 6–8 m aumentando la velocità di consolidazione. Prima di iniziare la costruzione di opere di ingegneria (scavi, costruzioni) si deve attendere almeno un mese dal momento dell’esecuzione dei pali.

2.11.3

Condizioni di applicabilità e risultati

Affinché tale tecnica sia applicabile è necessario che siano verificate le seguenti condizioni: • contenuto in argilla maggiore del 20 %; • contenuti in limo e argilla maggiore del 35 % (IP>10).

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Capitolo 2. Tecniche di bonifica del terreno

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Figura 2.30: Esecuzione di pali in calce. Se il contenuto in argilla non è sufficiente e non ci sono altre alternative si possono aggiungere al terreno delle ceneri volanti (fly ash) o del cemento. L’intervento di bonifica implica un aumento della coesione non drenata cu di 10–50 volte a 1 anno dall’esecuzione: 10 ÷ 15 KPa −→ 0, 5 ÷ 10 MPa Per quanto riguarda lo sviluppo nel tempo della resistenza a taglio si ha: - dopo 1 mese: circa 1/3 del valore finale; - dopo 3 mesi: circa 3/4 del valore finale. Una miscela ottimale per l’esecuzione dei pali in calce è data da 1/3 di calce viva e 2/3 di gesso. Grazie al gesso si ha un’accelerazione della reazione chimica e un più rapido raggiungimento delle caratteristiche di resistenza finali. L’esecuzione di pali in calce permette: 1. la diminuzione dei cedimenti totali ; 2. l’azzeramento dei cedimenti superficiali ; 3. l’aumento della stabilità del terreno; 4. l’aumento della capacità portante del terreno. La capacità portante del palo e la sua resistenza sono condizionate da eventuali fessure o giunzioni lungo il palo stesso. La capacità portante del palo può diminuire in funzione del tempo se l’acidità dell’acqua è elevata ed è presente un elevato contenuto in anidride carbonica.

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2.11. Pali in calce

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Figura 2.31: Aumento della resistenza a taglio nel tempo. Risultati di prove di compressione non confinate.

2.11.4

Controlli

La resistenza a taglio in sito può venir valutata mediante: • vane test; • pocket penetrometer. La resistenza al centro del palo è inferiore rispetto ai valori esterni a causa del foro, riempito di calce pura, che viene lasciato dalla ventola miscelatrice. Prova di carico su piastra Il carico a rottura viene definito come quel carico che corrisponde ad una deformazione pari al 10 % del diametro del palo (50–60 mm). Penetrometro Non si utilizzano le prove SPT/CPT in quanto sottostimano la capacità portante del palo, andando esse ad effettuare la misura lungo il centro del palo. Con tale prova si misura la resistenza al taglio non drenato. Essa viene di norma effettuata su l’1–3 % dei pali eseguiti.

2.11.5

Fasi della progettazione

Per una corretta progettazione dei pali in calce si devono seguire 5 fasi principali.

60

Capitolo 2. Tecniche di bonifica del terreno

(a) Stabilizzazione di un pozzo profondo in argille soffici.

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(b) Fondazioni di edificio leggero.

Figura 2.32: Esempi di applicazione dei pali in calce.

(a) Rilevato stradale.

(b) Stabilizzazione di trincee.

Figura 2.33: Esempi di applicazione dei pali in calce. 1. Valutazione iniziale: - profondità, spessore dei diversi strati di terreno argilloso, resistenza a taglio, umidità, compressibilità; - stima del numero di pali necessari, della lunghezza, dell’interasse e dei costi; - valutazione dell’accessibilità del cantiere, del periodo dell’anno e del volume di lavoro. 2. Indagini in sito e prove di laboratorio: - terreni argillosi inorganici (wl , w < 80 %): si mescola il terreno con 6–8 % di calce viva;

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2.11. Pali in calce

(a) Collasso dell’intero blocco.

61

(b) Collasso locale a taglio.

Figura 2.34: Modalità di collasso dei pali in calce.

Figura 2.35: Campionamento di un intero palo in calce.

62

Capitolo 2. Tecniche di bonifica del terreno

(a) Penetrometro.

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(b) Prova di carico.

Figura 2.36: Prove su pali in calce. - terreni organici (wl , w > 80 %): si mescola il terreno con 8–10 % di calce viva. Si ricavano campioni di diametro pari a 32 mm e altezza pari a 12 mm, si chiudono in sacchetti di plastica e si lasciano in ambiente umido. Si valuta quindi la resistenza a taglio mediante prove monoassiali libere a 1, 9, 28, 90, 180, 365 giorni. 3. Valutazione della lunghezza dei pali in calce. 4. Disposizione della strumentazione in sito: - 1–2 mesi prima si mettono gli assestimetri; - 1 anno prima si dispongono i piezometri. 5. Preparazione di un programma di monitoraggio.

2.11.6

Formule per la progettazione

Carico di rottura del palo Il carico di rottura del palo è dato da: qrottura =

cpalo + γ · z · K0 1, 3

dove: - cpalo : coesione del palo (da prova in sito e/o di laboratorio); - γ: peso di volume del terreno; - z = h1 /2; - K0 = 1 − sin ϕm,1 : coefficiente di spinta a riposo; - ϕm,1 = ϕ/F : coefficiente di attrito mobilitato; - F = 1, 3: fattore di sicurezza.

(2.18)

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2.11. Pali in calce

63

Figura 2.37: Calcolo dei pali in calce. Carico ripreso del palo Il carico ripreso dal palo è dato da: qpalo = f · A ·

1 · qrottura d2

(2.19)

dove: - f : coefficiente di sicurezza (0,6-0,8); - A: area del palo; - d: interasse dei pali. Cedimenti • Se qpalo ≥ qtot allora ρ ≈ 0: il cedimento dello strato di terreno bonificato con pali in calce è trascurabile. • Se qpalo < qtot allora qresiduo = qtot − qpalo e si ha: ρ1 =

qresiduo b · · h1 Eed,t b1

ρ2 =

qtot b · · h2 Eed,t b2

(2.20)

64

Capitolo 2. Tecniche di bonifica del terreno

2.12

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Pali in ghiaia

Si usano prevalentemente in terreni coesivi (argille con elevata compressibilità, cu ≤ 50 KN/m2 ). La funzione dei pali in ghiaia è quella di rinforzare il terreno naturale dando una maggiore resistenza a taglio e una minor deformabilità e di accelerare la consolidazione dello strato coesivo in cui vengono eseguiti, sotto l’effetto di carichi applicati. Assolvono una funzione analoga a quella dei dreni verticali (nei primi 6–12 mesi). La loro esecuzione avviene utilizzando lo stesso vibratore con cui si esegue la vibroflottazione per addensare artificialmente dei terreni coesivi. Tale tecnica, consistente nell’installare nell’area di interesse dalla futura costruzione una serie di pali in ghiaia, si è affermata a partire dal 1950. Caratteristiche dei pali - 0, 7 m < φpali < 1, 2 m - Disposti a maglia regolare triangolare, quadrata o esagonale. - L’interasse s varia tra 1,5 e 3,5 m (in genere sotto la costruzione o al centro del carico applicato). - La lunghezza varia tra 5 e 14 m (fino a 20 m). Sotto i pali in ghiaia si stende uno strato di materiale granulare compattato a strati, dello spessore di 0,5–1,5 m. Lo scopo del carico applicato è quello di: −→ distribuire con maggiore uniformità il carico trasmesso sui pali; −→ fungere da materasso drenante. Funzioni L’esecuzione dei pali in ghiaia ha lo scopo di: 1. ridurre i cedimenti totali ; 2. azzerare i cedimenti differenziali ; 3. migliorare la stabilità delle opere fondazionali su terreni coesivi.

2.12.1

Formazione dei pali ghiaia

Attrezzatura Si utilizza un apposito strumento detto vibroflot, avente la forma di un siluro. Ha un diametro compreso tra 0,3 e 0,5 m e una lunghezza compresa tra 2 e 4 m. Il vibroflot è collegato mediante un giunto elastico ad aste tubolari di prolunga e l’insieme aste + vibroflot è collegato ad una gru. Sono presenti delle masse eccentriche mosse da un motore elettrico o idraulico che lavora a velocità variabile (1.200–3.600 giri/min). Esso crea una vibrazione nel piano orizzontale con frequenze variabili tra 50 e 60 Hz. Il vibroflot ha 2 gruppi di ugelli alimentati con acqua in pressione. • Primo gruppo di ugelli: facilita la penetrazione dello strumento fino alla profondità desiderata. È posizionato nella estremità inferiore dello strumento. • Secondo gruppo di ugelli: 1. consente di rimuovere e asportare materiale coesivo attorno all’attrezzo; 2. facilita la discesa della ghiaia; 3. opera un lavaggio per evitare che la ghiaia venga contaminata dal terreno coesivo.

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2.12. Pali in ghiaia

65

Procedimento • Fase 1 : il vibratore scende fino alla profondità desiderata, per effetto del peso proprio e aiutato dai getti d’acqua in pressione. • Fase 2 : il vibroflot viene alternativamente sollevato e fatto discendere di tratti di 0,5–1 m, mentre le cavità createsi tra vibroflot e terreno circostante vengono alimentate dalla ghiaia fatta scendere dalla superficie, dove è presente in accumuli. Dopo aver inserito un volume di ghiaia compreso tra 0,5 e 1 m3 , il materiale viene spinto fino a fondo foro grazie a queste vibrazioni orizzontali dell’attrezzo contro le pareti del terreno coesivo. Allo stesso tempo la ghiaia è compattata per effetto del peso del vibroflot e delle aste di prolunga Si ripetono queste operazioni più volte fino alla quota prefissata. • Fase 3. Eseguiti i pali in ghiaia si ripulisce il piano di campagna dall’acqua uscita dallo spazio anulare creatosi attorno al vibroflot e dal materiale coesivo arrivato in superficie. Successivamente si dispone il materasso drenante a strati compattati con i rulli.

Figura 2.38: Procedimento per la realizzazione di pali in ghiaia: fase I.

Diametro dei pali in ghiaia Il diametro che si ottiene è funzione di: • caratteristiche del terreno in cui si opera; • modalità esecutiva: – pressione dell’acqua impiegata; – tempo di discesa del vibratore; – tempo impiegato nella fase di compattazione; • interasse scelto. In generale vale la seguente regola di carattere generale: più il terreno è tenero è più è elevato il consumo di ghiaia e maggiore è il diametro del palo in ghiaia.

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Capitolo 2. Tecniche di bonifica del terreno

(a) Riempimento con ghiaia.

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(b) Vibrazione.

Figura 2.39: Procedimento per la realizzazione di pali in ghiaia: fase II. Caratteristiche del materasso drenante - Diametro dei grani deve essere compreso tra 5 e 150 mm. - 60–70 % in peso deve essere costituito da ghiaia (dimensione dei grani comprese tra 40 e 80 mm). - Contenuto in sabbia deve essere ≤ 50 %. - Eed ≥ 60 KN/m2 . La ghiaia da utilizzare sia per i pali che per il materasso drenante può essere ghiaia di fiume, pietrisco di frantoio o loppa di altoforno.

2.12.2

Teoria e progettazione dei pali in ghiaia

Le teorie più note nel campo della progettazione dei pali in ghiaia sono dovute a: Aboshi, Priebe e Van Impe. Ipotesi teoriche Teoria di Aboshi : - una parte del carico va ai pali in ghiaia e una parte va al terreno coesivo tenero. Teoria di Priebe: - il palo in ghiaia sopporta la maggior parte del carico; - nel palo si crea uno stato tensionale limite; - il volume del palo rimane costante;

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2.12. Pali in ghiaia

67

- il carico del palo dipende solo dal terreno circostante; - i cedimenti di palo e terreno sono uguali; Teoria di Van Impe: - considera anche le deformazioni volumetriche del palo. Criteri di progettazione Sono essenzialmente di carattere empirico e comprendono molte ipotesi semplificative diverse da autore ad autore. Le principali difficoltà che si incontrano sono nell’analizzare l’interazione palo in ghiaia – terreno coesivo. 1. Non si riesce a conoscere le modifiche dello stato tensionale e delle caratteristiche sforzi – deformazioni – resistenza a taglio, che l’esecuzione dei pali in ghiaia determina nel terreno coesivo. 2. Non è facile descrivere la relazione tensioni – deformazioni radiali al contatto tra il palo ed il terreno (quando si applica il carico in superficie). Si assume che la tensione orizzontale efficace che il palo esercita sul terreno sia pari a: 0 0 σh,palo = Ka,palo · σv,palo

(2.21)

dove: - Ka,palo : coefficiente di spinta attiva, si valuta con la seguente formula: Ka,palo =

1 − sin φpalo 1 + sin φpalo

(2.22)

0 - σv,palo : tensione verticale efficace in una sezione generica del palo

3. Non è nota né in fase di esercizio né all’istante di rottura la distribuzione degli sforzi di taglio mobilitati lungo la superficie laterale del palo. Come conseguenza ci si limita ad operare con semplici metodi di dimensionamento ma il cui grado di sofisticazione sia tale da fornire dei parametri geotecnici attendibili. Approccio generale al problema 1. Valutare per prima la capacità portante di un singolo palo in ghiaia, riferendosi alle condizioni più sfavorevoli ossia quelle non drenate del terreno coesivo. 2. Valutare la capacità portante di una fondazione poggiante su di un gruppo di pali in ghiaia, ricorrendo ai metodi convenzionali dell’equilibrio limite globale (Bishop 1954, Janbu 1957). Nell’utilizzo di questi metodi si suppone che la superficie di rottura passi attraverso un materiale composito: terreno coesivo (ϕ = 0, τ = cu ) e ghiaia (τ = σ tan ϕpalo ). 3. Si cerca di valutare il cedimento della fondazione poggiante sui pali in ghiaia come: cedimento totale = cedimento terreno trattato con pali in ghiaia + cedimento strati non bonificati

68

Capitolo 2. Tecniche di bonifica del terreno

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Figura 2.40: Possibili meccanismi di rottura di una singola colonna di ghiaia.

2.12.3

Controlli

Controlli in fase esecutiva Durante la fase esecutiva si eseguono i seguenti controlli: 1. profondità raggiunta dal vibroflot; 2. pressione e quantità d’acqua consumate in fase di discesa; 3. consumo energetico del motore in corrispondenza dei movimenti alternati in fase di formazione del palo in ghiaia; 4. consumo di ghiaia per realizzare il palo per ogni metro di palo realizzato (importante per la determinazione del diametro medio dei pali in ghiaia eseguiti). 5. tempo complessivo necessario per eseguire ogni palo in ghiaia; 6. caratteristiche granulometriche dell’inerte utilizzato. Prove in sito Una volta realizzati i pali in ghiaia si possono realizzare le seguenti prove in sito: 1. installazione di piezometri situati nei baricentri delle maglie di trattamento, al fine di conoscere l’evoluzione delle pressioni interstiziali nel tempo; 2. prove scissometriche (vane test) prima e dopo la bonifica (qualche settimana dopo il completamento dei lavori), al fine di valutare la modifica della resistenza a taglio causata dalla presenza dei pali. 3. prove di carico: (a) densità in sito; (b) prove di carico su piastra. Test in scala reale Il campo prove in scala reale è il metodo di progettazione che dà sempre i risultati più attendibili. Si ricorre a 2 rilevati sperimentali : - uno eseguito sul terreno trattato;

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2.12. Pali in ghiaia

69

- uno eseguito sul terreno coesivo non trattato. Esso permette di valutare l’evoluzione della consolidazione nel tempo mediante l’installazione su entrambi i rilevati di un’apposita strumentazione geotecnica: - assestimetri : distribuzione dei cedimenti in superficie; - piezometri : pressioni interstiziali; - inclinometri : cedimenti in profondità e deformazioni in funzione della profondità. Formule da usare nei calcoli Per la determinazione del modulo edometrico di calcolo si utilizza la seguente espressione: E ed =

Eed,t · At + Eed,palo · Apalo Atot

(2.23)

L’area totale vale: Atot = a2

(2.24)

L’area del palo vale: Apalo =

πd2 4

(2.25)

L’area del terreno vale: Aterreno = Atot − Apalo

(2.26)

Al di fuori dell’area in cui è presente il sovraccarico devono comunque essere disposti dei pali con interasse inferiore a b/2. Per i pali in ghiaia non si parla di qrottura in quanto il palo in ghiaia, a differenza del palo in calce, si deforma ma non si rompe. Deve inoltre sempre essere: qpalo ≤ 5 · qterreno

Figura 2.41: Distribuzione delle colonne di ghiaia: maglia triangolare.

(2.27)

70

Capitolo 2. Tecniche di bonifica del terreno

Figura 2.42: Distribuzione delle colonne di ghiaia: maglia quadrata.

Figura 2.43: Distribuzione delle colonne di ghiaia: maglia esagonale.

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Capitolo 3

Geosintetici 3.1

Classificazione e proprietà

Definizione Si definiscono geosintetici tutti quei materiali in cui almeno uno dei componenti sia prodotto da polimeri naturali o sintetici nella forma di una superficie piana, di strisce o di strutture tridimensionali che vengono utilizzati a contatto del terreno e/o altri materiali, nel settori dell’ingegneria geotecnica, ambientale e nell’edilizia.

3.1.1

Classificazione dei geosintetici

• Geotessili non tessuti – agugliati meccanicamente – termosaldati – saldati chimicamente • Geotessili tessuti – monofilamento – a nastro bandella – multifilamento • Geotessili tessuti a maglia geotessili ottenuti mediante la sovrapposizione di due o più gruppi di fibre, filamenti o altri elementi, legati tra di loro generalmente ad angolo retto • Geotessili – prodotti affini materiali planari e permeabili di origine polimerica (sintetica o naturale) che non soddisfano la definizione di geotessile • Geogriglie reti a struttura planare e regolare i cui elementi sono uniti per nodatura o estrusione e gli spazi aperti sono più grandi degli elementi stessi – di tipo tessuto – di tipo estruso • Geocompositi – planari (accoppiati georete/geotessile) • Geostrip 71

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Capitolo 3. Geosintetici

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– a nastro • Georeti reti a struttura planare e regolare i cui elementi sono uniti per nodatura o estrusione e gli spazi aperti sono più grandi degli elementi stessi • Geostuoie stuoie a struttura tridimensionale permeabili realizzate con monofilamenti polimerici e/o altri elementi (sintetici o naturali) assemblate meccanicamente, termicamente, chimicamente o in altra maniera per trattenere particelle di terreno, radici o piccole piante per il controllo dell’erosione • Geocelle – tessute – estruse • Geospacer struttura polimerica tridimensionale atta a creare uno spazio d’aria fra superfici contigue • Geomembrane – bituminose – sintetiche: rigide (HDPE estruse), flessibili (PVC, HDPE tessute, . . . ) • Geocompositi bentonitici materiale assemblato in stabilimento con geosintetici e materiali argillosi (bentonite) a bassa conduttività idraulica • Biotessili – biostuoie – bioreti – biofeltri

3.1.2

Proprietà dei geosintetici

Il tipo di polimero ed il processo produttivo determinano le seguenti proprietà: −→ resistenza ai raggi UV ; −→ resistenza chimica; −→ comportamento meccanico: – resistenza ultima a trazione; – allungamento; – creep; – resistenza a trazione a lungo termine; −→ infiammabilità; −→ comportamento idraulico.

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3.1. Classificazione e proprietà

Figura 3.1: Classificazione dei geosintetici sulla base del loro aspetto fisico.

Figura 3.2: Tipi e proprietà dei polimeri comunementi impiegati nei geosintetici.

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Capitolo 3. Geosintetici

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Classificazione dei geosintetici per caratteristiche meccaniche • Non tessuti, polipropilene, polietilene, poliestere: – elevato allungamento; – bassa resistenza; – creep molto elevato. • Tessuti leggeri, polipropilene, polietilene: – elevato allungamento; – media resistenza; – creep elevato. • Tessuti pesanti, polietilene, aramide, polivinilalcool : – basso allungamento; – elevata resistenza; – basso creep.

(a) Curve sforzi/deformazione per polimero.

(b) Creep.

Figura 3.3: Alcune proprietà meccaniche dei polimeri per geosintetici.

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3.2

Funzioni

Funzioni meccaniche • Separazione: – geotessili tessuti; – geotessili non tessuti. • Rinforzo: – geotessili tessuti; – geogriglie. • Protezione meccanica: – geotessili non tessuti; – geotessili compositi; – georeti. • Contenimento Funzioni idrauliche • Filtrazione: – geotessili tessuti – geotessili non tessuti • Drenaggio: – geocompositi drenanti – georeti • Impermeabilizzazione: – geomembrane; – geocompositi bentonitici. • Antierosione: – georeti; – geostuoie; – biotessili.

3.2. Funzioni

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Capitolo 3. Geosintetici

3.3

Campi di applicazione

1. Terre rinforzate 2. Rinforzo di base di rilevati 3. Rilevati su pali 4. Attraversamento di cavità 5. Pali con geotessili tubolari 6. Rinforzo dei sottofondi stradali e ferroviari 7. Trattenimento del terreno su superfici lisce 8. Rinforzo dei conglomerati bituminosi 9. Impermeabilizzazione (discariche, bacini) 10. Bonifica aree inquinate 11. Protezione 12. Drenaggio (muri, terrazzi, gallerie, trincee, . . . ) 13. Controllo dell’erosione

Figura 3.4: Campi di applicazione dei geosintetici.

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3.3.1

3.3. Campi di applicazione

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Rinforzo dei terreni mediante geosintetici

Principio del rinforzo dei terreni con geosintetici Un geosintetico di rinforzo aumenta la resistenza al taglio del terreno lungo la superficie di rottura grazie a due effetti benefici: 1. oppone resistenza alla sollecitazione di taglio agente; 2. aumenta la resistenza al taglio poichè incrementa la tensione normale sulla superficie di scorrimento. Tensione di progetto a lungo termine La tensione di progetto è la tensione a cui il geosintetico di rinforzo dovrà resistere alla fine della vita utile di progetto prevista. La formula più utilizzata per il calcolo è quella proposta dalla normativa tecnica britannica BS 8006: Tdes =

Fcreep · Tk ult fm · fd · fe

(3.1)

dove: - Tk ult : resistenza a trazione caratteristica; ricavabile dal diagramma tensione–deformazione a breve termine, ottenuto mediante prove di trazione sui geosintetici; - Fcreep : fattore riduttivo per deformazione da creep; - fm : fattore di riduzione per variabilità della produzione ed estrapolazione; - fd : fattore di danneggiamento meccanico; fattore di riduzione che si determina mediante prove di danneggiamento meccanico effettuate su ogni tipo di geogriglia cambiando il materiale di riempimento (argille, sabbie, ciottoli, ghiaia frantumata, . . . ); - fe : fattore di riduzione per attacco chimico; fattore di riduzione che si determina mediante prove di danneggiamento chimico effettuate su ogni materiale (polimero) in funzione del pH.

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Capitolo 3. Geosintetici

3.4 3.4.1

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Applicazioni Terre rinforzate con geogriglie

Le terre rinforzate con geogriglie sono delle strutture realizzate con terreno che hanno una pendenza del fronte che supera l’angolo di naturale declivio del terreno stesso. Inserendo dei geosintetici all’interno del rilevato si riescono ad ottenere pendenze fino a 90◦ .

Figura 3.5: Schema di terra rinforzata.

Progetto di una terra rinforzata Il progetto di una terra rinforzata prevede le seguenti fasi: 1. verifica di stabilità: (a) interna e calcolo della tensione ammissibile della geogriglia; (b) composta; (c) esterna (scivolamento, ribaltamento, portanza); (d) globale; (e) locale (connessione/taglio); 2. opere a verde: (a) stuoie antierosione; (b) idrosemina; 3. opere di drenaggio.

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3.4.2

3.4. Applicazioni

Realizzazione di rilevati

La realizzazione di rilevati può avvenire: 1. su terreni soffici mediante geosintetico di rinforzo alla base; 2. su pali mediante geosintetico antipunzonamento e pali incapsulati mediante geotessili tubolari; 3. su cavità mediante geosintetico di rinforzo alla base.

Figura 3.6: Applicazione dei geosintetici alla realizzazione di rilevati.

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Capitolo 3. Geosintetici

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Capitolo 4

Pendii naturali e frane 4.1

Classificazione delle frane

Si definisce frana il movimento, limitato da una superficie ben definita, verso il basso o verso l’esterno del pendio, di una massa di terreno o di roccia costituente il pendio stesso. Il sistema più utilizzato per la classificazione dei fenomeni franosi è quelli di Varnes (1958), esso prevede la distinzione in base a 2 criteri: 1. tipo di movimento: (a) crolli; (b) ribaltamenti; (c) scivolamenti; (d) espandimenti laterali; (e) colamenti; (f) frane complesse; 2. natura dei materiali coinvolti : (a) roccia; (b) terreno.

4.1.1

Frane per crollo

Le frane per crollo (falls) sono dovute al distacco e conseguente caduta di un massa da un pendio molto ripido o da una scarpata. La sequenza di movimenti (distacco, caduta, rimbalzo e/o rotolamento) è rapida e la zona da cui si origina è caratterizzata da giunti e fratture. Può avvenire sia in roccia che in detrito. Le possibile cause sono: – moto ondoso; – azione ghiaccio; – pressioni interstiziali.

4.1.2

Frane per ribaltamento

Le frane per ribaltamento (topples) si generano quando si ha la rotazione di un blocco di roccia attorno ad un punto posto al di sotto del baricentro, sotto l’azione di: – gravità; – pressioni dei blocchi di roccia adiacenti; 81

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Capitolo 4. Pendii naturali e frane

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– pressioni interstiziali presenti nelle fratture. Sono tipiche di rocce metamorfiche e di basalti con forma colonnare.

4.1.3

Frane per scivolamento

Le frane per scivolamento (slides) consistono nel movimento di blocchi multipli o di un singolo blocco che scorrono lungo uno o più piani. La massa si muove lungo la superficie in posto e si crea una massa dislocata. Esistono due sottotipi di frane per scivolamento: 1. frane per scivolamento traslazionale; 2. frane per scivolamento rotazionale. Frane per scivolamento traslazionale Il movimento si realizza lungo orizzonti di debolezza strutturale: – fratture; – superfici di stratificazione; – superfici di contatto fra materiali con proprietà geotecniche diverse. Frane per scivolamento rotazionale Si tratta di rotture progressive con movimento che avviene lungo un profilo curvilineo. Viste in pianta le superfici di movimento possono avere forma a cucchiaio o a superficie cilindrica.

4.1.4

Frane per espandimento laterale

Le frane per espandimento laterale (lateral spreads) si verificano nel caso di materiali a comportamento rigido (roccia) sovrapposti a materiali a comportamento plastico. Il movimento di espansione laterale si realizza con la formazione di fratture di taglio e trazione. La velocità del movimento varia notevolmente da movimenti lenti (blocchi rigidi su substrati argillosi) a rapidi (sollecitazioni sismiche, materiali soggetti a liquefazione).

4.1.5

Frane per colamento

Le frane per colamento (flows) consistono nella deformazione continua nello spazio di materiali lapidei e/o sciolti. Frane per colamento in roccia Le frane per colamento in roccia consistono in movimenti lenti, continui e costanti nel tempo, assimilabili al movimento di fluidi ad elevata viscosità. Si realizzano in rocce fratturate o come risultato di deformazioni plastiche (piegamento delle rocce, rigonfiamento dei versanti). Frane per colamento in terreni Nel caso delle frane per colamento nei terreni (debris flows) l’aspetto del corpo di frana è quello di un fluido viscoso in cui non si riesce a definire una superficie di dislocazione ben definita. Il corpo di frana può essere costituito da oltre il 50 % d’acqua. Le colate si innescano in aree con scarsa vegetazione in seguito a piogge intense. La densità della colata è tale da consentire il trasporto di blocchi di dimensioni metriche.

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4.2

4.2. Nomenclatura delle frane

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Nomenclatura delle frane

In una frana si distinguono due parti fondamentali: 1. zona di scorrimento; 2. zona di accumulo.

Figura 4.1: Nomenclatura delle frane (da Varnes, 1978).

Zona di scorrimento Il materiale mobilizzato si trova a quote inferiori rispetto alla sua posizione originaria sul versante. In questa zona si distinguono: – corona; – scarpata principale o nicchia di distacco; – superficie di rottura o di movimento; – corpo principale: ? testata; ? scarpate secondarie; ? fratture (longitudinali, trasversali). Zona di accumulo Il materiale mobilizzato si dispone a valle del versante originale. In questa zona si distinguono: – superficie di separazione: contatto materiale mobilizzato e materiale in posto; – piede.

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Capitolo 4. Pendii naturali e frane

4.3

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Cause di franamento

Le cause di franamento possono essere così suddivise: • cause preparatorie o predisponenti : sono quelle legate alla natura dei terreni (litologia, struttura, giacitura); • cause scatenanti : sono quelle legate ad eventi esterni (sismi, precipitazioni intense); La rottura del terreno lungo una certa superficie si realizza quando le forze che si oppongono al movimento (resistenza al taglio dei materiali che costituiscono il versante) sono minori delle forze che innescano il movimento stesso (resistenza a taglio mobilitata lungo la superficie). Fattore di sicurezza Si definisce fattore di sicurezza F S o F il rapporto tra le forze stabilizzanti e quelle destabilizzanti. Se il fattore di sicurezza è pari ad 1 allora si è in una situazione di equilibrio limite. La normativa prevede che il fattore di sicurezza per un versante deve essere maggiore di 1,3.

4.3.1

Fattori d’instabilità di un pendio

Fattori che aumentano gli sforzi tangenziali 1. Erosione al piede. 2. Attività di scavo. 3. Sovraccarichi di pendio: saturazione, rilevati. 4. Attività mineraria. 5. Fenomeni carsici. 6. Congelamento. 7. Rigonfiamento delle argille. 8. Sismi. 9. Esplosioni. Fattori che diminuiscono la resistenza a taglio del materiale • Fattori intrinsechi: 1. natura dei materiali; 2. presenza di fratture e/o faglie. • Fattori esterni: 3. sollecitazioni transitorie; 4. alterazioni chimico–fisiche dei materiali; 5. variazione della falda.

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4.4. Indagini da eseguire in aree franose

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Figura 4.2: Processi che portano alle frane (K. Terzaghi, 1950).

4.4

Indagini da eseguire in aree franose

Lo scopo è quello di estrapolare il modello fisico–evolutivo della frana da cui estrarre mediante analisi di stabilità il progetto di stabilizzazione dell’area. Si hanno le seguenti fasi successive. 1. Riconoscimento e delimitazione del dissesto in atto o potenziale. 2. Definizione del cinematismo. 3. Individuazione dei fattori predisponenti e scatenanti. 4. Determinazione delle proprietà geotecniche dei materiali coinvolti. 5. Base cartografica dell’area in frana. 6. Rilievi topografici. 7. Rilievi di superficie (geomorfologici, geostrutturali). 8. Indagini profonde (prove in sito, inclinometri, piezometri).

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Capitolo 4. Pendii naturali e frane

4.5

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Analisi di stabilità con metodi dell’equilibrio limite

I metodi esistenti per l’analisi di stabilità di pendii possono essere così classificati: • metodi dell’equilibrio limite; • metodi delle deformazioni ; • metodi dell’analisi limite; • metodo degli elementi finiti ; • metodo delle differenze finite; • metodo dei volumi finiti. I metodi dell’equilibrio limite sono i più diffusi, semplici, affidabili e forniscono risultati soddisfacenti. Richiedono quali parametri del terreno solamente il peso specifico, la coesione e l’angolo di attrito. Ipotizzano la rottura lungo una superficie di forma predefinita.

4.5.1

Criterio di Mohr–Coulomb

I metodi dell’equilibrio limite si basano sul criterio di rottura di Mohr–Coulomb: τ = c0 + (σ − u) tan ϕ0

(4.1)

Tale criterio è formulato nell’ipotesi di terreno omogeneo, isotropo e a comportamento rigido–plastico. La coesione e l’angolo di attrito sono ricavabili da prove di taglio diretto o triassiali. Determinazione dell’angolo di attrito residuo mediante prova di taglio anulare Per l’analisi di stabilità dei pendii si utilizza l’angolo di attrito residuo ϕresiduo , ricavabile mediante prove di taglio anulare. Tale prova consiste in due fasi: 1. fase di consolidazione: si applica al provino uno sforzo normale tale da simulare le sollecitazioni esistenti alla profondità scelta; 2. fase di rottura: si sottopone il provino ad un momento torcente fino alla rottura del campione in corrispondenza della quale si ottiene l’angolo di attrito di picco; si effettuano successivamente 5– 10 rotazioni e si sottopone il provino ad un momento torcente crescente fino a nuova rottura in corrispondenza della quale si ottiene l’angolo di attrito residuo.

4.5.2

Superficie di rottura, fattore di sicurezza e tipi di analisi

Nei metodi all’equilibrio limite si ipotizza a priori una superficie di scivolamento lungo la quale effettuare la verifica, essa può essere: • ipotetica: se l’instabilità del versante è potenziale; • reale: se il fenomeno franoso si è già verificato. Il fattore di sicurezza è definito come il rapporto tra la resistenza a taglio disponibile del materiale e la resistenza a taglio mobilitata lungo la superficie definita: – F > 1: condizioni stabili ; – F = 1: condizioni di equilibrio limite o critico; – F < 1: condizioni instabili. Lo scopo dell’analisi è quello di ricercare le superfici di scorrimento con il fattore di sicurezza minimo. Le analisi possono essere eseguite: −→ in condizioni non drenate: stabilità a breve termine; si applicano ai fronti di scavo in terreni coesivi ed alla costruzione di terrapieni per strati molto velocemente; −→ in condizioni drenate: stabilità a lungo termine.

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4.5.3

4.5. Analisi di stabilità con metodi dell’equilibrio limite

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Principi teorici generali

I metodi all’equilibrio limite possono essere basati su: – superfici di scorrimento circolari: Bishop, Fellenius; – superfici di scorrimento non circolari: Janbu, Morgenstern & Price. In ogni metodo vengono effettute delle ipotesi semplificate circa le forze agenti sul volume di terreno esaminato. Equilibrio globale

Figura 4.3: Metodo dell’equilibrio limite. Con riferimento alla figura 4.3 si valuta l’equilibrio complessivo sulle superfici che delimitano ciascun concio: – alla base: Ni , Ti , Ubi ; 0 – tra i conci: E 0 , Xi , Ui , Ei−1 , Xi−1 , Ui−1 .

L’equilibrio viene effettuato con riferimento alle seguenti ipotesi: ? deformazioni piane; ? terreno a comportamento rigido–plastico; ? condioni drenate (c0 , ϕ0 ) o non drenate (ϕ = 0 e τ = cu in terreni coesivi oppure τ = c + σ tan ϕ) Se i conci sono caratterizzati da terreni diversi allora il peso Wi di ciascun concio viene calcolato con i diversi pesi di volume. Numero di equazioni e di incognite Le forze applicate agli n conci devono soddisfare 3n equazioni di equilibrio statico: - traslazione verticale; - traslazione orizzontale;

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Capitolo 4. Pendii naturali e frane

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- rotazione attorno ad A. Il numero di incognite è pari a 4n − 2: - 2(n − 1): E, d; - n − 1: X; - n: N ; - 1: F . Ne consegue che ci sono n − 2 incognite di troppo. Per eliminare queste incognite servono altre condizioni : • condizioni sulle forze laterali (E, X); • condizioni sul punto di applicazione delle forze laterali (di ); • condizioni sugli sforzi normali (N ). Calcolo del fattore di sicurezza Il fattore di sicurezza viene valutato come rapporto tra momenti stabilizzanti e momenti ribaltanti: Pn r i=1 (c0 · li + Ni0 · tan ϕi ) Mstabilizzanti Pn F = = Mribaltanti r i=1 Wi · sin αi

(4.2)

• Ipotesi di Fellenius: la risultante delle forze sulle facce laterali per ogni concio sia nullo in direzione normale alla base del concio: X [(Xi−1 − Xi ) cos α − (Ei−1 − Ei ) sin α] = 0 (4.3) F viene sottovalutato del 20 %. • Ipotesi di Bishop: la risultante in direzione verticale delle forze agenti sulle facce di ogni singolo concio sia nulla: Xi − Xi−1 = 0 Il fattore di sicurezza viene valutato in maniera iterativa con l’espressione approssimata: Pn 0 0 1 i=1 [c bi + (Wi − ui bi ) tan ϕ ] mα Pn F = i=1 Wi sin αi   tan αi tan ϕ0 mα = cos αi 1 + F

(4.4)

(4.5) (4.6)

Si commette un errore del 2 % nella valutazione di F . Il confronto per diversi metodi di analisi è importante per la verifica dell’ accuratezza della soluzione. La bontà di un’analisi di stabilità dipende dai seguenti fattori elencati in ordine di importanza decrescente: 1. scelta dei parametri di resistenza a taglio (ϕ, c); 2. distribuzione delle pressioni interstiziali; 3. metodo di analisi.

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4.6

4.6. Opere di stabilizzazione e sistemazione di pendii

Opere di stabilizzazione e sistemazione di pendii

La normativa vigente prevede i seguenti fattori di sicurezza in funzione del tipo di opera: – F ≥ 1, 3: fronti di scavo, pendii; – F ≥ 1, 2: dighe in terra a fine costruzione, rapido svaso; – F ≥ 1, 4: dighe in terra al massimo invaso; – F ≥ 2, 5: fondazioni di strutture civili in un terreno in pendio; – F ≥ 2, 0: fondazioni di muri di sostegno.

Figura 4.4: Alcuni interventi di stabilizzazione di un versante.

4.6.1

Classificazione degli interventi di stabilizzazione

1. Interventi che riducono la resistenza a taglio mobilizzata (diminuzione dei momenti ribaltanti): (a) sbancamenti; (b) riprofilature; (c) modifiche del tracciato ferroviario o stradale; (d) disgaggio di massi pericolanti; (e) opere per la riduzione dell’erosione al piede del versante: i. ii. iii. iv. v.

opere longitudinali; briglie; soglie; pennelli; cunette.

2. Interventi che aumentano la resistenza a taglio del terreno (aumento dei momenti stabilizzanti). (a) opere di sostegno: i. rigide (muri a gravità); ii. flessibili (diaframmi, palancolate);

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90

Capitolo 4. Pendii naturali e frane (b) sistemazioni idraulico–forestali: i. graticciate; ii. viminate; iii. fascinate; (c) opere di drenaggio superficiali: i. canalette; ii. fossi; (d) opere di drenaggio profonde: i. trincee; ii. pozzi drenanti.

Secondo un’altro criterio gli interventi possono essere suddivisi in: 1. attivi : (a) tiranti; (b) bulloni; (c) chiodi; 2. passivi : (a) reti paramassi; (b) barriere paramassi.

Figura 4.5: Rappresentazione schematica del tirante di ancoraggio.

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4.6. Opere di stabilizzazione e sistemazione di pendii

Figura 4.6: Testata di un comune tirante.

Figura 4.7: Bullone di ancoraggio con ancoraggio ad espansione meccanica.

(a) Provvisorio.

(b) Permanente.

Figura 4.8: Schema di tirante.

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92

Capitolo 4. Pendii naturali e frane

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Capitolo 5

Fondazioni superficiali 5.1

Introduzione

Le fondazioni sono quella parte di una struttura con cui essa trasferisce al terreno il proprio peso, il peso di ciò che sostiene e tutte le forze verticali e laterali che agiscono sulla struttura stessa. Il dimensionamento deve essere tale da: −→ avere un adeguato margine di sicurezza rispetto alla rottura del terreno per carico limite ; −→ contenere i cedimenti totali e differenziali entro valori accettabili.

5.1.1

Fasi di progetto

1. Indagini, rilievi, studi preliminari per la valutazione dei fattori ambientali e delle caratteristiche meccaniche della struttura e dei carichi agenti. 2. Scelta del tipo di fondazione e primo dimensionamento legato alla verifica di stabilità globale del complesso terreno–struttura con determinazione del carico limite. 3. Calcolo dei cedimenti ed eventuali modifica alle dimensioni delle fondazioni o al tipo di fondazione stessa. 4. Scelta dei metodi e dei procedimenti costruttivi, i quali sono influenzati da: – situazione topografica; – posizione della falda; – condizioni del cantiere; – fattori climatici. 5. Calcolo delle strutture di fondazione per un dimensionamento definitivo. 6. Attuazione di un piano di monitoraggio, mediante misure e controlli in fase esecutiva e a lungo termine.

5.1.2

Classificazione delle strutture di fondazione

La classificazione di Terzaghi prevede, in funzione delle dimensioni D e B riportate in figura 5.1, le seguenti tipologie di fondazione: 1. fondazioni dirette o superficiali : D/B < 4; – plinti; – travi; – platee; il carico viene trasmesso al terreno attraverso un piano di appoggio senza intervento di attrito laterale; 93

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Capitolo 5. Fondazioni superficiali

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2. fondazioni semi–profonde: 4 ≤ D/B ≤ 10; – pozzi; – cassoni; 3. fondazioni profonde: D/B > 10; – pali; il carico viene trasmesso al terreno sotto un piano di appoggio e per attrito lungo un fusto.

Figura 5.1: Parametri per la classificazione delle fondazioni secondo Terzaghi.

Plinti I plinti possono essere a pianta quadrata, poligonale, circolare e, nel caso di carichi con notevole eccentricità, rettangolare.

Figura 5.2: Tipici plinti isolati.

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5.1. Introduzione

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Travi rovesce Quando i pilastri dell’edificio sono disposti con un’interasse ravvicinato e le caratteristiche del terreno sono tali da richiedere plinti molto vicini o sovrapposti si passa alle travi continue o rovesce. Tali trave sono collegate o da cordoli o da travi equivalenti principali in modo da formare un reticolo di travi.

(a) Esempio di trave di fondazione.

(b) Esempio di reticolo di travi rovesce.

Figura 5.3: Travi di fondazione.

Platee Le platee vengono adottate quando si lavora in condizioni sotto falda o quando la struttura a travi rovesce arriva a coprire più del 60 % dell’area dell’edificio. Esistono vari tipi di platee: 1. platee a spessore costante (0,8 m–2 m); 2. platee con spessore incrementato sotto i pilastri; 3. platee nervate inferiormente; 4. platee nervate superiormente; 5. platee a fungo; 6. platee scatolari. Se l’altezza dell’edificio e i carichi agenti sono molto variabili si può operare separando la platea con giunti o adottando piani di posa a profondità diverse.

5.1.3

Criteri per la scelta del piano di posa

Esistono vari criteri per la scelta del piano di posa di una fondazione superficiale. • Si deve superare lo strato superficiale di terreno vegetale (strato aerato, 1–2 m) ed evitare la presenza di stratificazioni di detriti, riporti e terreni con caratteristiche scadenti. • Si deve superare lo strato di terreno soggetto ad azioni di gelo o variazioni di falda. • Con riferimento alla figura 5.6: – terreni sciolti o rocce fratturate: b ≤ a/2; – terreni compatti o roccia: b ≤ a. • Per fondazioni in alveo il piano di posa deve essere fissato al di sotto della profondità massima alla quale può giungere la quota del fondo, causata o dal deflusso di una piena o dalla presenza di un ostacolo in alveo.

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Capitolo 5. Fondazioni superficiali

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Figura 5.4: Tipi strutturali di platee di fondazione: a) piastra a spessore costante; b) piastra con spessore incrementato sotto i pilastri; c) piastra nervata inferiormente; d) piastra nervata superiormente; e) piastra a fungo; f) piastra scatolare.

Figura 5.5: Schema di fondazione compensata in relazione alla diversa altezza dei corpi di fabbrica.

5.2 5.2.1

Calcolo della capacità portante di un terreno Carico di rottura di un terreno

La verifica di stabilità del complesso terreno–fondazione consiste nel determinare la capacità portante del terreno, espressa dal carico di rottura del terreno (qf carico di rottura unitario, Qf carico di rottura totale): esso rappresenta il carico massimo a cui corrisponde l’entrata del terreno in campo plastico, in cui il cedimento è accompagnato da una rottura a taglio del terreno. La capacità portante di un terreno non è una funzione intrinseca del terreno, ma di: ? forma della fondazione; ? profondità del piano di posa; ? dimensione della superficie di carico; ? condizione tensionale iniziale del terreno.

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5.2. Calcolo della capacità portante di un terreno

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Figura 5.6: Parametri per la scelta del piano di posa.

5.2.2

Meccanismi di rottura del terreno

Da osservazioni sperimentali di fondazioni sottoposte a carichi di vario tipo, la rottura del terreno può avvenire secondo 3 meccanismi principali. 1. Rottura generale. È caratterizzata dalla formazione di superfici di scorrimento ben definite che, partendo dai bordi della fondazione, si sviluppano fino al piano campagna. È tipica di: – fondazioni superficiali su sabbie dense; – fondazioni su argille in condizioni di carico non drenate (a breve termine). 2. Rottura per punzonamento. Al crescere dei carichi applicati si ha il movimento verticale della fondazione e si creano dei piani di taglio. È tipica di: – fondazioni superficiali su sabbie sciolte; – fondazioni profonde su sabbie dense; – fondazioni su argille con applicazione lenta del carico. 3. Rottura locale. È un comportamento intermedio tra le due rotture precedenti. Consiste nella formazione di superfici di scorrimento ben definite sotto la fondazione che si perdono nell’ammasso continuando a caricare la fondazione. Esistono 3 metodi, esclusi quelli numerici, per il calcolo della capacità portante di un terreno: 1. analisi dell’equilibrio plastico; 2. metodo delle linee caratteristiche; 3. metodo dell’equilibrio limite globale. Con tutti e tre i metodi si possono eseguire analisi: −→ in condizioni drenate: si lavora in termini di tensioni efficaci, γ 0 , c0 , ϕ0 ; −→ in condizioni non drenate: si lavora in termini di tensioni totali, γ, c, ϕ.

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Capitolo 5. Fondazioni superficiali

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Figura 5.7: Meccanismi di rottura del terreno.

Figura 5.8: Meccanismo di rottura del terreno in funzione della densità relativa DR del terreno e dell’approfondimento relativo D/B della fondazione. Le ipotesi di lavoro comuni sono: a. terreno rigido–plastico;

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5.2. Calcolo della capacità portante di un terreno

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b. terreno omogeneo ed isotropo. Analisi dell’equilibrio plastico Tale metodo si basa sull’applicazione del teorema del limite superiore ed inferiore dell’analisi limite (figura 5.9): • dal teorema del limite superiore: si ipotizza che la rottura coinvolga 2 blocchi I e II che si muovono rispetto al terreno lungo una superficie S; • dal teorema del limite inferiore: si ricerca l’equilibrio tra forze esterne e tensioni interne.

Figura 5.9: Analisi dell’equilibrio plastico per il calcolo della capacità portante di un terreno.

Metodo delle linee caratteristiche Tale metodo (Prandtl, 1921) fornisce una soluzione approssimata valida per un mezzo privo di peso (γ = 0) e con resistenza a taglio non drenata.

Figura 5.10: Metodo delle linee caratteristiche per il calcolo della capacità portante di un terreno.

Metodo dell’equilibrio limite globale: formula di Terzaghi La soluzione di Terzaghi (1943), si basa sulle seguenti ipotesi di lavoro: 1. fondazione continua con carico distribuito; 2. piano di posa e fondazione orizzontale. Tale metodo è approssimato per molti versi, ma ha il vantaggio di evidenziare la dipendenza della capacità portante da 4 contributi: – coesione agente lungo la superficie di scorrimento;

100

Capitolo 5. Fondazioni superficiali

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– angolo di attrito del terreno; – peso del terreno all’interno della superficie di scorrimento; – sovraccarico q0 = γ · D applicato a lato della fondazione.

Figura 5.11: Metodo dell’equilibrio limite globale per il calcolo della capacità portante di un terreno. Con riferimento alla figura 5.11, a rottura su ognuna delle due superfici AD e BD la pressione agente uguaglia la risultante della spinta passiva e della coesione lungo il cuneo di rottura: qf = Pp + B · c · tan ϕ = Pp0 + Pp00 + B · c · tan ϕ

(5.1)

dove: – Pp0 : spinta passiva dovuta alla massa di terreno ABDF; – Pp00 : spinta passiva dovuta a: – coesione del terreno; – sovraccarico q0 ; – B · c tan ϕ: coesione lungo i lati del cuneo AD e BD. In definitiva la capacità portante secondo Terzaghi può essere espressa mediante una formula trinomia del tipo: qf = c · Nc + q0 · Nq +

1 · γ · B · Nγ 2

dove: – Nc : coefficiente di capacità portante relativo alla coesione; – Nq : coefficiente di capacità portante relativo al carico; – Nγ : coefficiente di capacità portante relativo al peso proprio. Il significato dei 3 termini è il seguente:

(5.2)

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5.2. Calcolo della capacità portante di un terreno

101

– cNc : contributo della coesione che agisce lungo la superficie di rottura; tale termine viene calcolato considerando il terreno privo di peso; – q0 Nq : effetto stabilizzante del terreno ai lati della fondazione; tale termine viene calcolato considerando il terreno dotato di un angolo di attrito ϕ e soggetto ad un sovraccarico q0 = γ · D; – 1/2γBNγ : contributo dovuto alla resistenza per attrito del peso proprio del terreno all’interno della superficie di scivolamento; tale termine viene calcolato considerando il terreno privo di coesione. Se la falda si alza fino al piano di fondazione o ad un’altezza minore di B al di sotto di tale piano allora si fa riferimento a γ 0 = γ − γw . In tale caso la capacità portante nelle sabbie si può ridurre anche del 50 %.

Figura 5.12: Formula di Terzaghi: abaco per la determinazione dei fattori di capacità portante in funzione dell’angolo di attrito.

Metodo dell’equilibrio limite globale: formula di Brinch–Hansen La formula di Brinch–Hansen per il calcolo della capacità portante di un terreno di fondazione è: qf = c · Nc · Sc · dc · ic · bc · gc + q0 · Nq · Sq · dq · iq · bq · gq +

1 · γ · B · Nγ · Sγ · iγ · bγ · gγ · dγ 2

(5.3)

dove: – Nc , Nq , Nγ : fattori di capacità portante, funzioni dell’angolo di attrito del terreno; – Sc , Sq , Sγ : fattori di forma della fondazione; – ic , iq , iγ : fattori correttivi che tengono conto dell’inclinazione del carico; – bc , bq , bγ : fattori correttivi relativi all’inclinazione della base di fondazione; – gc , gq , gγ : fattori correttivi che riguardano l’inclinazione del piano campagna; – dc , dq , dγ : fattori correttivi che dipendono dalla profondità del piano di posa. I fattori di capacità portante possono essere calcolati con le seguenti relazioni (Prandtl, Reissner, Vesic), i cui risultati si trovano espressi in funzione dell’angolo di attrito nella tabella di figura 5.13: Nc = (Nq − 1) · cotanϕ

(5.4)

102

Capitolo 5. Fondazioni superficiali

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Figura 5.13: Formula di Brinch–Hansen: fattori di capacità portante in funzione dell’angolo di attrito. Nq = tan2

π 4

+

ϕ  π tan ϕ ·e 2

Nγ = (Nq + 1) tan ϕ

(5.5) (5.6)

I fattori di forma della fondazione nel caso in cui B < L possono essere calcolati con le seguenti relazioni: Sγ = 1 + 0, 1

B 1 + sin ϕ L 1 − sin ϕ

Sq = Sγ

Sc = 1 + 0, 2

(5.7) (5.8)

B 1 + sin ϕ L 1 − sin ϕ

(5.9)

Andrea Lisjak

5.2. Calcolo della capacità portante di un terreno

103

Con riferimento alla figura 5.14 i coefficienti correttivi per l’inclinazione del carico possono essere calcolati con le seguenti relazioni:  m+1 H iγ = 1 − (5.10) V + BLccotanϕ  m H iq = 1 − (5.11) V + BLccotanϕ 1 − iq ic = iq − (5.12) Nc tan ϕ

Figura 5.14: Inclinazione del carico. I coefficienti correttivi per l’inclinazione della base di fondazione possono essere calcolati con le seguenti relazioni: bq = (1 − α tan ϕ)2

(5.13)

bγ = bq

(5.14)

bc = bq −

1 − bq Nc tan ϕ

(5.15)

Con riferimento alla figura 5.15 i coefficienti correttivi per l’inclinazione del piano campagna possono essere calcolati con le seguenti relazioni: gq = (1 − tan ω)2

(5.16)

gγ = gq

(5.17)

gc = gq −

1 − gq Nc tan ϕ

(5.18)

Con riferimento alla figura 5.16 i coefficienti correttivi per la profondità del piano di posa possono essere calcolati con le seguenti relazioni:  1 + 0, 4D/B se D ≤ B dc = (5.19) 1 + 0, 4(tan−1 (D/B)) se D > B  1 + 2 tan ϕ(1 − sin ϕ)2 D/B se D ≤ B dq = (5.20) 1 + 2 tan ϕ(1 − sin ϕ)2 tan−1 (D/B) se D > B dγ = 1 in tutti i casi

(5.21)

104

Capitolo 5. Fondazioni superficiali

Figura 5.15: Inclinazione del piano campagna.

Figura 5.16: Profondità del piano di posa.

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Capitolo 6

Fondazioni profonde 6.1

Introduzione

Lo scopo delle fondazioni profonde è quello di trasmettere i carichi superficiali lungo il fusto (superficie laterale del palo) a terreni in profondità. Il tipo principale di fondazione profonda è il palo: elemento la cui dimensione trasversale è piccola rispetto alla lunghezza. I pali possono avere dimensioni molto differenti: dai micropali (diametro 10–15 cm, portata 100–200 KN) fino ai grandi pali (diametro 2–3 m, portata 10 MN).

Figura 6.1: Situazioni in cui può essere opportuno far ricorso ad una fondazione su pali.

6.1.1

Classificazione

Esistono diverse classificazioni dei pali a seconda del criterio adottato. • In base al materiale di cui sono costituiti: – pali in legno; – pali in calcestruzzo; – pali in acciaio. 105

106

Capitolo 6. Fondazioni profonde

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Figura 6.2: Volume significativo e volume di terreno influenzato dalla costruzione per una fondazione diretta e per un palo.

Figura 6.3: Tipi di pali e terreni favorevoli all’esecuzione. • In base alle dimensioni : – piccolo diametro: 80–300 mm, L=5–20 m; – medio diametro: 300–700 mm, L=5–25 m; – grande diametro: 700–2.000 mm, L=20–40 m. • In base alle modalità esecutive: – pali infissi con grandi spostamenti di terreno:

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6.1. Introduzione

107

∗ prefabbricati ed infissi; ∗ infissi ma costruiti in opera; – pali infissi con piccoli spostamenti di terreno e con piccola sezione trasversale: ∗ pali in c.a.p.; ∗ pali in acciaio senza punta; ∗ pali a vite (tipo Raymond); – pali senza spostamento di terreno: ∗ pali trivellati; – pali composti.

Figura 6.4: Classificazione dei pali.

6.1.2

Pali in legno

Sono pali generalmente a sezione quadrata 40 × 40 cm o 50 × 50 cm La lunghezza è compresa tra 15 e 18 m. Lo sforzo massimo sostenibile è pari a 4–5 MPa. Possono essere infissi nel terreno con uno scostamento dalla verticale fino 30◦ .

6.1.3

Pali metallici

Tali pali garantiscono un’elevata resistenza a compressione e flessione. Si possono inoltre raggiungere profondità elevate grazie alla saldatura di più elementi. Le sezioni possono essere: – circolari; – a doppio T; – tipo palancola.

108

Capitolo 6. Fondazioni profonde

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Figura 6.5: Sezioni tipiche di pali in acciaio.

6.1.4

Pali prefabbricati

Usati per la prima volta da Hennebique nel 1837, sono costituiti di cemento armato. L’infissione avviene per battitura sulla testa del palo con maglio a caduta libera. A seconda delle modalità costruttive si distinguono in: 1. pali vibrati : a sezione quadrata o poligonale; 2. pali centrifugati : a sezione a forma di corona circolare con diametro costante o decrescente con la profondità. Solitamente i pali prefabbricati hanno la punta metallica di forma conica, una lunghezza compresa tra 12 e 25 m e carichi di lavoro massimo sostenibili di 8–9 MPa. L’armatura può interessare solo i primi metri di infissione oppure può arrivare sino in punta (soprattutto in zona sismica). I tipi più diffusi sono: Simplex, Franki, Raymond, Trevi, Vibro. Vantaggi • Possibilità di ottenere pali di sezione e lunghezza diversa. • Controllo delle caratteristiche del palo durante l’infissione. • Elevata qualità del calcestruzzo e dell’armatura metallica. Svantaggi • L’infissione provoca molte vibrazioni che si trasmettono al terreno vicino. • La lunghezza dei pali è fissata prima dell’infissione, quindi eventuali modifiche dovute a variazioni stratigrafiche del terreno di fondazione sono costose e provocano perdite di tempo.

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6.1. Introduzione

109

Figura 6.6: Pali prefabbricati: a) pali vibrati, b) pali centrifugati.

• In presenza di terreni coerenti, soprattutto quelli a grana grossa (ghiaie, ciottoli), può succedere che durante l’infissione ci sia la rottura della punta.

6.1.5

Pali infissi e costruiti in opera

Palo Simplex 1. Si infigge una tubazione metallica con punta. 2. Si inserisce l’armatura metallica. 3. Si procede al rivestimento (annegamento) dell’armatura con calcestruzzo che viene vibrato. Palo Franki 1. Si inserisce attraverso un maglio pesante una tubazione metallica (chiusa in punta da un tappo di calcestruzzo secco o di ghiaia). 2. Raggiunta la profondità di progetto si espelle il tappo con colpi violenti del maglio. 3. Si procede con il versamento del calcestruzzo fresco. 4. Alla fine del tubo, l’espulsione del calcestruzzo secco crea una sorta di fungo del volume di 1 m3 . 5. Si crea una colonna di calcestruzzo con protuberanze.

110

Capitolo 6. Fondazioni profonde

(a) Palo Simplex.

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(b) Palo Raymond.

Figura 6.7: Pali costruiti in opera.

(a) Palo Franki (tipo vecchio).

(b) Palo Franki (tipo nuovo).

Figura 6.8: Pali costruiti in opera. Tubo forma 1. Si estrae dopo aver gettato il calcestruzzo fresco. 2. Si lascia in opera in presenza di falda, acque aggressive, terreni permeabili con forti correnti sotterranne. 3. Il tubo forma lasciato in sito ha un rivestimento di spessore 1,5–1,6 mm.

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6.1. Introduzione

111

Palo Raymond Tipo di palo molto utilizzato negli States, consiste in una tubazione metallica in lamiera ondulata e rinforzata. Vantaggi • Con l’infissione del tubo forma si ha un certo addensamento (consolidazione) del terreno circostante. Svantaggi • Durante l’infissione la punta del palo (se non protetta) può restringersi e modificare la sezione del palo vicino alla punta.

6.1.6

Pali trivellati

Si differenziano per: 1. modalità di asportazione del terreno; la tecnica di sondaggio viene scelta in funzione delle caratteristiche dei terreni e della presenza o meno della falda; 2. sostentamento delle pareti del foro: – si può utilizzare il tubo forma (solo in terreni incoerenti o coesivi sotto falda); – si possono utilizzare fanghi bentonitici stabilizzanti; 3. posa in opera del calcestruzzo. Vantaggi • Attrezzature poco costose. • Non si creano vibrazioni di alcun tipo, che altrimenti potrebbero ripercuotersi su edifici vicini. • Si riesce a controllare la loro esecuzione in presenza di falda (si controllano eventuali movimenti delle pareti del foro con asportazione di terreno). Svantaggi • Asportando il terreno la portata ammissibile dei pali trivellati è generalmente minore di quella dei pali infissi.

6.1.7

Micropali

I micropali o pali di piccolo diametro sono una categoria particolare di pali trivellati, eseguiti con asportazione di terreno e con perforazione rivestita. Le portate sono comprese tra 0,1–0,2 MN e 0,5–0,6 MN. La lunghezza è sempre inferiore ai 20 m. Campi di applicazione • Opere di consolidamento. • Sotto fondazioni di edifici di notevole importanza architettonica. • Nei luoghi dove è richiesto l’impiego di attrezzature di piccole dimensioni e con minimo disturbo alle strutture esistenti. Con riferimento alle figure 6.11, 6.12 e 6.13:

112

Capitolo 6. Fondazioni profonde

(a) Primo tipo.

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(b) Secondo tipo.

Figura 6.9: Pali trivellati.

(a) Fanghi statici.

(b) Circolazione inversa.

Figura 6.10: Pali trivellati con fanghi. • prima tipologia: l’armatura può essere costituita da una gabbia metallica o da barre ad aderenza migliorata; • seconda tipologia: l’armatura è tubolare metallica, l’iniezione è eseguita in pressione dopo aver iniettato la punta del palo, al termine dell’iniezione si estrae il rivestimento aumentando così l’aderenza ed il volume del foro; • terza tipologia (Tubfix Rodio): l’iniezione avviene a pressione con tubi a manchettes, mediante valvole disposte ogni 30–50 cm; la sezione finale è 2–3 volte quella iniziale del foro. Palo Tubfix 1. Si esegue il foro con sonda a rotazione e circolazione di fango bentonitico. 2. Raggiunta la profondità desiderata si inserisce il rivestimento, ossia il tubo di acciaio con i fori per le valvole. 3. Si esegue l’iniezione a partire dalla valvola più in profondità, che porta alla formazione di una guaina.

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6.1. Introduzione

113

Figura 6.11: Micropali: prima tipologia.

Figura 6.12: Micropali: seconda tipologia. Palo Radice 1. La perforazione si esegue con dei tubi aventi all’estremità una corona tagliente. 2. I detriti di perforazione sono asportati dal fluido di circolazione (aria, acqua o fango bentonitico). 3. Il diametro è compreso tra 8 e 25 cm. 4. Il carico massimo ammissibile è compreso tra 60–80 KN e 500–700 KN.

114

Capitolo 6. Fondazioni profonde

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Figura 6.13: Micropali: terza tipologia (palo Tubfix).

Figura 6.14: Fasi esecutive di un micropalo tipo Tubfix.

6.2

Verifica di stabilità di un palo

La verifica di stabilità di un palo consiste nella determinazione del suo carico di rottura in modo da valutarne la capacità portante. Si possono utilizzare: 1. formule statiche; 2. formule dinamiche; 3. formule basate su risultati di prove penetrometriche; 4. formule basate su prove di carico su singolo palo.

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6.2. Verifica di stabilità di un palo

115

Figura 6.15: Collegamenti tra un micropalo di Tubfix ed una struttura di fondazione: a) in calcestruzzo; b) in acciaio.

6.2.1

Formule statiche

Il carico di rottura di un palo può essere valutato con una relazione del tipo: qf = qb + qs dove: - qf : capacità portante; - qb : resistenza di punta; - qs : resistenza per attrito laterale. La suddivisione sul palo del carico tra resistenza laterale e resistenza di punta dipende da: – dimensione del palo; – caratteristiche del palo ai lati e sotto la punta; – modalità costruttive del palo stesso. Le formule di calcolo sono tutte di carattere empirico.

(6.1)

116

Capitolo 6. Fondazioni profonde

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Figura 6.16: Fasi esecutive di un micropalo tipo Radice. a) Perforazione; b) perforazione ultimata e collocazione dell’armatura; c) riempimento con malta a mezzo tramoggia e controtubo d) estrazione della tubazione di perforazione e compressione del getto; e) palo ultimato.

Figura 6.17: Carico di rottura di un palo Resistenza di punta Per un terreno generico la resistenza di punta può essere valutata mediante la seguente formula: qb = c · Nc + q · Nq

(6.2)

Per terreni argilloso–limosi in condizioni non drenate si ha: qb = cu · Nc + q · Nq = 9 · cu + q

(6.3)

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6.2. Verifica di stabilità di un palo

117

dove: - q = γ · D con D lunghezza del palo. Resistenza per attrito laterale Per terreni argilloso–limosi in condizioni non drenate la resistenza per attrito laterale vale: qs = αcu

(6.4)

dove: - α: fattore di adesione (tabellato), generalmente compreso tra 0,2 e 1; - tipicamente 10 < qs < 200 KPa. Per terreni sabbioso–ghiaiosi in condizioni drenate la resistenza per attrito laterale vale: 0 qs = K · σv0 · tan δ

(6.5)

dove: - K: coefficiente empirico tabellato in funzione di: - densità relativa del terreno; - metodo di installazione del palo; - profondità del palo; 0 - σv0 : tensione verticale efficace;

- δ: angolo di attrito tra palo e terreno (si tiene conto del disturbo del terreno a contatto del palo). Formule di Terzaghi La capacità portante del palo secondo Terzaghi vale:   1 Qf = c2 Nc + γ2 DNq + γ2 Nγ 2r · πr2 + fs · 2πr · D 2

terreno

fs (KN/m2 )

CH-MH CL-ML sabbie sciolte sabbie dense ghiaie dense

10–30 40–100 20–50 35–70 50–100

(6.6)

Tabella 6.1: Formula di Terzaghi: valori di fs in funzione del tipo di terreno.

Formula di Brinch–Hansen La capacità portante del palo secondo Brinch–Hansen vale:   1 Qf = qp Ap + qsl Asl = (c2 Nc + γ2 DK0 Nq + γ2 Nγ 2r) Ap + c1 + γ1 DK0 tan ϕ1 Asl 2 dove: - K0 = 1 − sin ϕ: coefficiente di spinta a riposo.

(6.7)

118

Capitolo 6. Fondazioni profonde

terreno

K0

argilla sabbia

1 0,5

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Tabella 6.2: Formula di Brinch–Hansen: coefficiente di spinta a riposo.

6.2.2

Formule dinamiche

Si misura l’infissione media (detta rifiuto) del palo, si valuta l’abbassamento sotto una serie di 10–20 colpi di maglio o battipalo. Sulla base di misure di questo tipo si sono ricavate formule empiriche che esprimono l’equivalenza tra lavoro del maglio e lavoro delle forze resistenti che si oppongono all’infissione del palo: Lm = Lu + Lp

(6.8)

dove: • Lm : lavoro del maglio, valutabile con la relazione: Lm = e · Em

(6.9)

dove: - e: coefficiente di efficienza (tabella 6.3); maglio

e

a caduta libera a vapore diesel

1 ÷ 0, 8 0, 8 ÷ 0, 7 0, 7 ÷ 0, 1

Tabella 6.3: Coefficienti di efficienza. - Em : energia fornita dal maglio in un colpo, valutabile con la relazione: Em = W · h

(6.10)

dove: - W : peso del maglio; - h: altezza di caduta; • Lu : lavoro utile; • Lp : lavoro perduto nell’urto; • Lu + Lp può essere valutato mediante formule empiriche: - formula di Janbu: Lu + Lp =

eEm rK

(6.11)

dove: - r: abbassamento del palo; - K = f (A, L, . . .); - formula danese: Lu + Lp = r+

eEm q

eEm L 2AE

(6.12)

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6.2.3

6.2. Verifica di stabilità di un palo

119

Carico limite per azioni orizzontali

La teoria più diffusa per lo studio di tale problema è quella di Broms, la quale si basa sull’ipotesi di comportamento del terreno a contatto col palo e comportamento flessionale del palo di tipo rigido–plastico. Il tipo di rottura è diversa a seconda che si considerino: • pali liberi di ruotare in testa; • pali bloccati in testa.

Figura 6.18: Pali liberi di ruotare in testa: palo lungo e palo corto.

Figura 6.19: Pali bloccati in testa: palo lungo e palo corto.

Reazione del terreno La figura 6.20 riporta i diagramma di reazione del terreno attorno ad un palo soggetto ad azioni orizzontali. Si distinguono i casi di: • terreni coesivi ; • terreni incoerenti. Terreni coesivi Si distinguono i casi di: • pali corti e liberi in testa (figura 6.21);

120

Capitolo 6. Fondazioni profonde

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• pali lunghi e liberi in testa (figura 6.22); per ricavare il carico limite Plim si uguagliano il momento massimo dovuto all’azione orizzontale Mmax ed il momento resistente relativo alla base del palo Mr : Mmax = Plim (e + 1, 5d + f ) − 9cu d Mr = 9cu d

f2 2

gg 22

(6.13) (6.14)

.

Figura 6.20: Reazione del terreno in terreni coesivi.

Figura 6.21: Terreni coesivi: pali corti e liberi in testa.

Terreni incoerenti Si distinguono i casi di: • pali corti e liberi in testa (figura 6.24);

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6.2. Verifica di stabilità di un palo

121

Figura 6.22: Terreni coesivi: pali lunghi e liberi in testa. • pali lunghi e liberi in testa (figura 6.25); per ricavare il carico limite Plim si uguagliano il momento massimo dovuto all’azione orizzontale Mmax ed il momento resistente relativo alla base del palo Mr : Mmax = Plim (e + L) Mr =

1 1 (3γdLKp )L L 2 3

(6.15) (6.16)

.

Figura 6.23: Reazione del terreno in terreni incoerenti.

6.2.4

Pali in gruppo

La valutazione della capacità portante dei pali in gruppo risulta funzione di: • numero dei pali ; • interasse (vale la regola che l’interasse deve sempre essere maggiore di 3 volte il diametro dei pali).

122

Capitolo 6. Fondazioni profonde

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Figura 6.24: Terreni coesivi: pali corti e liberi in testa.

Figura 6.25: Terreni incoerenti: pali lunghi e liberi in testa.

6.3 6.3.1

Controlli Prove di carico

Le prove di carico si eseguono applicando, mediante martinetto idraulico, un carico crescente sulla testa del palo. Durante la prova si registra: −→ la pressione del martinetto; −→ gli spostamenti. Si procede con cicli successivi di carico–scarico con gradienti di carico crescenti. I risultati vengono riportati su diagrammi come quelli di figura 6.28. Determinazione del carico limite Secondo la Normativa le prove di carico hanno lo scopo di ricavare il carico limite della struttura palo– terreno. Per farlo si opera fino ad arrivare alla rottura del terreno utilizzando un carico di prova pari a 2,5 volte il carico di esercizio. La rottura della struttura palo–terreno si ha quando l’abbassamento è pari a 1/10 del diametro del palo.

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6.3. Controlli

123

Figura 6.26: Fasi esecutive di una berlinese.

6.3.2

Controlli non distruttivi

I principali tipi di controlli non distruttivi sui pali sono: 1. prova puntuale o prova cross–hole; 2. prova globale nel dominio del tempo a bassa potenza; 3. prova globale nel dominio della frequenza a bassa potenza. Tutti questi metodi sfruttano la propagazione delle onde elastiche, in particolare delle onde di compressione.

124

Capitolo 6. Fondazioni profonde

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Figura 6.27: Schemi di berlinesi. Prova puntuale o prova cross-hole Si inseriscono 2 sonde (trasmettitore e ricevitore) in 2 fori predisposti e si valutano i segnali in funzione della profondità. Dalle caratteristiche del segnale ricevuto si ricavano le proprietà del materiale attraversato: • segnale ritardato: si ipotizzano difetti nel calcestruzzo (vuoti, discontinuità, porosità) e si ricavano dei grafici detti diagrafie oscillografiche: – strisce con andamento regolare e rettilineo in funzione della profondità: materiale uniforme e senza difetti; – strisce inflesse: difetti orizzontali (dovuti ad interruzioni nel getto del calcestruzzo) o difetti di punta.

Prova globale nel dominio del tempo Si crea un’onda d’urto con un martello e la si rileva mediante un accelerometro:

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6.3. Controlli

125

Figura 6.28: Prove di carico su pali: diagrammi carico–abbassamento e tempo–abbassamento.

Figura 6.29: Prova cross–hole su pali trivellati: palo uniforme, difetti orizzontali (interruzione dei getti), difetto di punta. – ascissa: tempi o distanza; 2L = c∆t

(6.17)

dove: - L: lunghezza del palo; - c: velocità di propagazione dell’onda (c =

p E/ρ);

- ∆t: intervallo di tempo che intercorre tra l’impulso di partenza e l’arrivo dell’onda riflessa. – ordinata: spostamenti o velocità Prova globale nel dominio della frequenza Si applica un vibratore sulla testa del palo e si realizza una vibrazione continua (20–1000 Hz). Si registra quindi in continuo la velocità della testa del palo in funzione della frequenza. I risultati vengono riportati su di un diagramma come quello di figura 6.30: i picchi di risonanza sono correlati alla lunghezza del palo ed alla presenza di difetti.

126

Capitolo 6. Fondazioni profonde

Figura 6.30: Prova globale nel dominio del tempo: picchi di risonanza.

(a) Nel dominio del tempo.

(b) Nel dominio della frequenza.

Figura 6.31: Controlli non distruttivi: prove globali.

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