PS6.01.02 RelStrutt Rev

I

N

G

E

G

N

E

R

I

A

Elaborato:

Arch. RENZO FUNARO

Studio Associato Top

Via Della Vetreria,73

50063 - Figline Valdarno (FI)

A.T.I. - Progettazione Esecutiva e Direzione Lavori

DIREZIONE LAVORI

Via Andrea del Castagno, 8

50132 - Firenze

HYDEA S.r.l.

Via del Rosso Fiorentino, 2g

50142 - Firenze

STUDIO

TECNICO

ASSOCIATO

Via G. di Vittorio, 18

50067 - Rignano sull'arno

Firenze

Via G. B. Niccolini, 9

50121 Firenze

REALIZZAZIONE DEL SISTEMA DI CASSE DI LAMINAZIONE

FINALIZZATE ALLA MITIGAZIONE DEL RISCHIO IDRAULICO

NELL'AREA DEL VALDARNO FIORENTINO

Mandataria: Mandante:

Mandante:Mandante:

Mandante:

Consulenti Topografia:

Responsabile Unico del Procedimento: Dott. Ing. ORESTE TAVANTI

A.T.I. - Progettazione Esecutiva e Direzione Lavori

Dott. Ing. LUCIANO MARRADIDott. Ing. STEFANO MONNI

REDATTO

VERIFICATO

DATA

N. 9175-HYDEper tutti i processi aziendali

Sistema Qualità certificato da:

nome file:

REVISIONE

SCALA

DATA PRIMA EMISSIONE

PS6.01.02_RelStrutt.dwg COMMESSA: IN050

I° STRALCIO / I° LOTTO:

CASSA D'ESPANSIONE PIZZICONI E SISTEMAZIONE

DEL RETICOLO IDRAULICO DI PERTINENZA

Mandataria

Mandante

Per presa visione e accettazione

A

REGIONE

TOSCANA

AUTORITA' DI BACINO

DEL FIUME ARNO

COMUNE DI

FIGLINE E INCISA VALDARNO

COMUNE DI

REGGELLO

29/07/2016

divisione di

WEST SYSTEMS S.r.l

Via Bonifacio Lupi, 1

50129 - Firenze

29/07/2016

Dott. Ing. Stefano Monni

-

Dott. Ing. Gabriele Bacciotti

PERIZIA SUPPLETIVA N° 6

Relazione strutturale

Lavori per la realizzazione della cassa di espansione Pizziconi e sistemazione del reticolo idraulico di pertinenza I Lotto PERIZIA DI VARIANTE, VARIATA DISTRIBUZIONE DI SPESA E SUPPLETIVA N. 6

Codice 0399 Versione 1.0 Data di stesura 29/07/2016 E/399/DL/Perizie suppletive/n. 6/PS6.01.02_RelStrutt.doc Pagina 1 di 137

COMUNE DI FIGLINE VALDARNO (PROVINCIA DI FIRENZE)

LAVORI PER LA REALIZZAZIONE DELLA CASSA DI ESPANSIONE PIZZICONI E

SISTEMAZIONE DEL RETICOLO IDRAULICO DI PERTINENZA – I LOTTO

PERIZIA DI VARIANTE, VARIATA

DISTRIBUZIONE DI SPESA E SUPPLETIVA N. 6

RELAZIONE STRUTTURALE



Sommario 1 RELAZIONE TECNICA GENERALE A3 ....................................................................................................... 4

1.1 OPERE DI SOSTEGNO PER I TRALICCI DELLA RETE R.F.I ...................................................... 4

1.2 PARATIA DI SOTTOFONDAZIONE SUL TORRENTE “RESCO” ............................................... 5

1.3 OPERE STRUTTURALI NEL TRATTO FINALE DEL TORRENTE “RESCO” ............................ 5

1.4 PARATIE DI MICROPALI NEL TRATTO FINALE DEL TORRENTE “FAELLA” ..................... 6

1.5 REALIZZAZIONE DI SCOGLIERE E SCATOLARI NEL TRATTO FINALE DEL TORRENTE “FAELLA” ........................................................................................................................................... 6

1.6 REALIZZAZIONE DELL’OPERA IDRAULICA DI ALIMENTAZIONE E SCARICO DELLA CASSA ........................................................................................................................................................................ 7

1.7 MURI DI SPONDA DEL TORRENTE “FAELLA” ................................................................................ 7

1.8 RIALZAMENTO DELL’ARGINE SUD DELLA CASSA ..................................................................... 7

1.9 NORMATIVA DI RIFERIMENTO ......................................................................................................... 8

2 RELAZIONE SUI MATERIALI (A4) ............................................................................................................ 9

3 RELAZIONE SULLE FONDAZIONI (A7) RELAZIONE DI CALCOLO (A8) FASCICOLO DEI CALCOLI (A9) ..... 11

3.1 MURI DI SOSTEGNO: METODO DI CALCOLO ............................................................................. 12

3.1.1 Calcolo della spinta sul muro .......................................................................................................... 12

3.1.2 Verifica a ribaltamento ................................................................................................................... 14

3.1.3 Verifica a scorrimento .................................................................................................................... 14

3.1.4 Verifica al carico limite ................................................................................................................... 15

3.1.5 Verifica alla stabilità globale ........................................................................................................ 16

3.1.6 Coefficienti di partecipazione combinazioni statiche ........................................................... 17

3.1.7 Coefficienti di partecipazione combinazioni sismiche ........................................................... 17

3.1.8 Coefficienti parziali γR per le verifiche agli stati limite ultimi STR e GEO .................... 18

3.2 PARATIE DI MICROPALI ...................................................................................................................... 18

3.2.1 Coefficienti di partecipazione combinazioni statiche ........................................................... 19

3.2.2 Coefficienti di partecipazione combinazioni sismiche .......................................................... 20

3.2.3 Metodo di analisi .............................................................................................................................. 20

3.2.4 Calcolo della spinte ........................................................................................................................... 21

3.2.5 Analisi ad elementi finiti ................................................................................................................ 22

3.2.6 Schematizzazione del terreno ..................................................................................................... 22

3.2.7 Verifica alla stabilità globale ....................................................................................................... 23

3.3 STABILITA’ DEI PENDII: METODO DI CALCOLO .................................................................... 24

3.3.1 Metodo di Bishop .............................................................................................................................. 24

3.4 SCATOLARI: METODO DI CALCOLO .............................................................................................. 25

3.4.1 Calcolo del carico sulla calotta ..................................................................................................... 25

- Pressione Geostatica ................................................................................................................................... 25

3.4.2 Spinta sui piedritti .......................................................................................................................... 25

- Spinta attiva - Metodo di Coulomb ......................................................................................................... 25

- Spinta in presenza di falda ......................................................................................................................... 26

- Spinta a Riposo ............................................................................................................................................... 26

3.4.3 Strategia di soluzione ..................................................................................................................... 27

3.4.4 Coefficienti di partecipazione combinazioni statiche .......................................................... 27

3.4.5 Coefficienti di partecipazione combinazioni sismiche .......................................................... 28

3.5 OPERE DI SOSTEGNO PER I TRALICCI DELLA RETE R.F.I ................................................... 29



3.5.1 PROGETTO E VERIFICA MURO A – C ...................................................................................... 29

3.5.2 PROGETTO E VERIFICA MURO B – D ...................................................................................... 57

3.6 PARATIA DI SOTTOFONDAZIONE SUL TORRENTE “RESCO” ............................................ 59

3.6.1 Paratia con micropali di 8 m .......................................................................................................... 59

3.6.2 Paratia con micropali di 6 m .......................................................................................................... 60

3.7 OPERE STRUTTURALI NEL TRATTO FINALE DEL TORRENTE “RESCO” ......................... 75

3.7.1 VERIFICHE IDRAULICHE ............................................................................................................ 75

3.7.2 COMMENTI, SCHEMI E VERIFICHE STRUTTURALI ....................................................... 77

Muro tipo DV1 .................................................................................................................................................... 77

Gabbionata tipo DV2 ........................................................................................................................................ 82

Muro tipo AM1 ................................................................................................................................................... 84

Muro tipo S1 ....................................................................................................................................................... 87

Scogliera a completamento di quella esistente ....................................................................................... 92

3.8 PARATIE DI MICROPALI NEL TRATTO FINALE DEL TORRENTE “FAELLA” .................. 96

3.8.1 Tipi di strutture calcolate............................................................................................................. 96

3.8.2 Paratia di micropali (lato gabbionata) – Abbassamento alveo ......................................... 100

3.8.3 Paratia di micropali (lato muro di sostegno) – Abbassamento alveo ............................. 102

3.9 REALIZZAZIONE DI SCOGLIERE E SCATOLARI NEL TRATTO FINALE DEL TORRENTE “FAELLA” ...................................................................................................................................... 105

3.10 SCATOLARI DI ALIMENTAZIONE E SCARICO DELLA CASSA ..................................... 108

3.10.1 Scatolare di scarico della cassa (Nord e Sud) ...................................................................... 108

3.10.2 Scatolare da realizzare sotto lo sfioratore di sicurezza .................................................. 113

3.11 MURI DI SPONDA DEL TORRENTE FAELLA .............................................................................. 120

3.12 VERIFICHE AL SIFONAMENTO ................................................................................................. 123

3.13 RIALZAMENTO DELL’ARGINE SUD DELLA CASSA ............................................................. 131



1 RELAZIONE TECNICA GENERALE A3

La seguente relazione riguarda le verifiche strutturali delle opere modificate o aggiunte nell’ambito della perizia di variante, variata distribuzione di spesa e suppletiva n° 3 relativa ai lavori di realizzazione della cassa di espansione Pizziconi e sistemazione del reticolo idraulico di pertinenza – I lotto. Le opere in oggetto sono le seguenti:

� OPERE DI SOSTEGNO PER I TRALICCI DELLA RETE R.F.I

� PARATIA DI SOTTOFONDAZIONE SUL TORRENTE “RESCO”

� OPERE STRUTTURALI NEL TRATTO FINALE DEL TORRENTE “RESCO”

� PARATIE DI MICROPALI NEL TRATTO FINALE DEL TORRENTE “FAELLA”

� REALIZZAZIONE DI SCOGLIERE E SCATOLARI NEL TRATTO FINALE DEL TORRENTE “FAELLA”

� MURI DI SPONDA DEL TORRENTE FAELLA

� RIALZAMENTO DELL’ARGINE SUD DELLA CASSA

1.1 OPERE DI SOSTEGNO PER I TRALICCI DELLA RETE R.F.I

L’intervento riguarda la realizzazione di 4 opere di sostegno costituite da muri in c.a. per il sostegno delle terre e necessari per lo spostamento di n° 4 tralicci della rete R.F.I. Le opere di sostegno verranno realizzate due a monte e due a valle rispetto al nuovo argine della cassa di espansione. Le quattro opere di sostegno sono individuate in pianta come MURO A, MURO B, MURO C, MURO D. Il Muro A e C saranno realizzati con tre paramenti verticali collegati fra loro di cui uno principale (quello parallelo all’argine) e due secondari ortogonali che agiscono come sostegno e come vincolo al paramento principale. Lo schema statico del paramento principale può essere visto dunque non più come una mensola a sbalzo bensì come una lastra in c.a. incastrata su tre lati. Il Muro D e B saranno invece realizzati con tre paramenti verticali scollegati fra loro; ogni paramento viene dunque studiato come singola mensola a sbalzo. Le fondazioni per ogni muro saranno realizzate mediante trave rovesce. Per quanto riguarda il loro esatto posizionamento e le dimensioni si rimanda alle tavole allegate. Per quanto riguarda gli schemi di calcolo utilizzati, le verifiche strutturali e di stabilità delle opere si rimanda al fascicolo dei calcoli integrato nel presente elaborato.



1.2 PARATIA DI SOTTOFONDAZIONE SUL TORRENTE “RESCO”

L’intervento riguarda la realizzazione di una paratia lungo il muro di sostegno posto sulla sponda sinistra del torrente Resco a monte del ponte stradale, per una estensione di circa 105 m, per permettere l’abbassamento del fondo dell’alveo. La paratia sarà realizzata a ridosso del muro di sostegno esistente in quanto, a seguito dell’abbassamento dell’alveo, esso rimarrebbe privo di una parte del terreno nella zona delle fondazioni. I micropali che andranno a costituire tale opera avranno un’altezza che sarà in funzione della profondità di scavo; in particolar modo saranno necessari pali di lunghezza complessiva di 6 m che avranno una profondità di infissione variabile e, nella zona che va dalla sezione 27 per una estensione di circa 11,75 m verso valle, pali di lunghezza 8 m. Si rimanda alla tavola grafica per una più chiara individuazione delle opere da realizzarsi. Per quando riguarda gli schemi grafici del modello di calcolo adottato per ogni manufatto, i risultati grafici della verifica di stabilità globale opera/terreno, le verifiche strutturali ed i commenti alle principali verifiche effettuate si rimanda al fascicolo dei calcoli integrato nel presente elaborato.

1.3 OPERE STRUTTURALI NEL TRATTO FINALE DEL TORRENTE “RESCO”

In particolare l’intervento si riferisce a:

• Variante progettuale del tratto in sponda destra del torrente Resco a valle del ponte su via Amendola: tale variante si è resa necessaria per lasciare un’ altezza maggiore per i mezzi che dovranno transitare sotto il viadotto ferroviario; l’argine in terra previsto è stato variato di tracciato ed a sostegno di questo sono previsti un muro in c.a. realizzato con lastre prefabbricate rivestite in pietra ed una gabbionata. Il muro in cemento armato verrà realizzato con la quota in sommità pari a 126,50 m slm per una lunghezza (tratto rettilineo e tratto curvilineo) complessiva di 37,00 m, che si ammorsa al rilevato arginale. In un breve tratto di circa 20,00 m è prevista, inoltre la realizzazione di una scarpata in gabbioni metallici in pietrame per sostenere lateralmente lato monte il rilevato arginale e lasciare più spazio per il passaggio dei mezzi agricoli tra il rilevato e i piloni del viadotto ferroviario.

• Variante progettuale della chiusura idraulica di monte e di valle sul ponte di via Amendola: tale variante si è resa necessaria per non ridurre lo spazio transitabile ai pedoni ed ai cicli sul marciapiede esistente; invece del manufatto in c.a. in opera sagomato verrà realizzato un muro in c.a. non sagomato mediante lastre prefabbricate rivestite in pietra.

• Sezione integrativa di dettaglio per il muro tipo S1 (S1p), in sponda sinistra del torrente Resco a valle del ponte su via Amendola, in corrispondenza della pila del viadotto ferroviario: tale integrazione è necessaria in quanto in quel tratto è presente un rivestimento spondale in massi di cemento squadrati di grandi dimensioni su cui andrà a poggiare il muro stesso.

• Realizzazione di scogliera a completamento di quella esistente in sponda sinistra del torrente Resco: l’intervento comprende la realizzazione di una scogliera in massi ciclopici



non cementati a completamento della scogliera esistente sulla sponda sinistra del torrente Resco per una lunghezza di circa 14 m a partire dalla spalla del viadotto autostradale.

Per quando riguarda gli schemi grafici del modello di calcolo adottato per ogni manufatto, i risultati grafici della verifica di stabilità globale opera/terreno, le verifiche strutturali ed i commenti alle principali verifiche effettuate si rimanda al fascicolo dei calcoli integrato nel presente elaborato.

1.4 PARATIE DI MICROPALI NEL TRATTO FINALE DEL TORRENTE “FAELLA”

L’intervento riguarda la realizzazione di paratie con micropali; vengono previste su entrambe le sponde e nell’alveo del torrente Faella, al fine di permettere l’abbassamento del fondo del tratto finale dell’alveo. Questa opera di tipo provvisionale è necessaria per poter sostenere temporaneamente sia la gabbionata metallica che il muro di sostegno già esistenti sul sito d’intervento. La paratia sul lato delle gabbionate verrà realizzata per tutta la lunghezza di esse, mentre quella sul lato del muro di sostegno si estende per la lunghezza di esso più proseguita per circa 6 m verso valle. Complessivamente la paratia sul lato delle gabbionate avrà una lunghezza di 65 m mentre quella realizzata dal lato del muro di sostegno si estenderà per 40 m. Le paratie hanno un’altezza complessiva di 4 m, una volta effettuato lo scavo rimarrà un’altezza fuori terra di 2 m ed una profondità d’infissione di 2 m. L’interasse dei micropali sarà di 1 m ed in testa ad essi sarà realizzato un cordolo di collegamento in c.a. di sezione 40 x 40 cm, per tutta l’estensione della paratia. Per maggiori dettagli si vedano le tavole allegate. Per quando riguarda gli schemi grafici del modello di calcolo adottato per ogni manufatto, i risultati grafici della verifica di stabilità globale opera/terreno, le verifiche strutturali ed i commenti alle principali verifiche effettuate si rimanda al fascicolo dei calcoli integrato nel presente elaborato.

1.5 REALIZZAZIONE DI SCOGLIERE E SCATOLARI NEL TRATTO FINALE DEL TORRENTE

“FAELLA”

L’intervento riguarda la realizzazione di uno scatolare in c.a. aperto sul fondo del tratto finale del torrente Faella e le scarpate in scogliera di pietrame in testa ed in prosecuzione dello stesso; lo scatolare sarà in parte a ricoprimento delle paratie di micropali di cui al paragrafo precedente; vengono previste su entrambe le sponde e nell’alveo del torrente Faella, al fine di permettere l’abbassamento del fondo del tratto finale dell’alveo e mantenere l’adeguata sezione idraulica. Per maggiori dettagli si vedano le tavole allegate. Per quando riguarda gli schemi grafici del modello di calcolo adottato per ogni manufatto, i risultati grafici della verifica di stabilità globale opera/terreno, le verifiche strutturali ed i



commenti alle principali verifiche effettuate si rimanda al fascicolo dei calcoli integrato nel presente elaborato.

1.6 REALIZZAZIONE DELL’OPERA IDRAULICA DI ALIMENTAZIONE E SCARICO DELLA

CASSA

L'intervento riguarda la realizzazione di un'opera di alimentazione e scarico della cassa. L’opera si trova poco prima dell’attraversamento ferroviario, autostradale e dell’immissione nel fiume Arno. Sono stati previsti due sfioratori laterali di lunghezza 50 m con quota di sfioro a 125.8 m s.l.m., rispettivamente in destra e sinistra idraulica del torrente, e due scatolari di scarico della cassa per ciascun sfioratore di sicurezza. Trasversalmente all’alveo del torrente è stato previsto un rilevato contenente nella parte inferiore tre luci di deflusso della portata di piena in arrivo dal fiume Arno e superiormente la soglia di sicurezza che costituisce lo scarico di superficie della cassa d’espansione. La portata proveniente dal fiume Arno per effetto del rigurgito defluirà all’interno dei tre scatolari posti sotto la traversa; superati gli scatolari la portata raggiungerà quindi i due sfioratori ed alimenterà la cassa nei due settori. Costruttivamente l’opera di presa viene realizzata mediante l’uso esteso di scogliera di massi ciclopici intasati in cls.

Per maggiori dettagli si vedano le tavole allegate.

Per quando riguarda gli schemi grafici del modello di calcolo adottato per ogni manufatto, i risultati delle verifiche strutturali ed i commenti alle principali verifiche effettuate si rimanda al fascicolo dei calcoli integrato nel presente elaborato.

1.7 MURI DI SPONDA DEL TORRENTE “FAELLA”

L’intervento riguarda la realizzazione di muri in c.a. ai lati della vasca lungo il torrente Faella a valle dell’opera di presa, al fine di fornire l’adeguato contenimento delle acque fra la presa ed il rilevato autostradale, sotto il viadotto ferroviario; vengono previsti su entrambe le sponde del torrente Faella, alla quota del piano campagna. Per maggiori dettagli si vedano le tavole allegate. Per quando riguarda gli schemi grafici del modello di calcolo adottato per ogni manufatto, le verifiche idrauliche, i risultati grafici della verifica di stabilità globale opera/terreno, le verifiche strutturali ed i commenti alle principali verifiche effettuate si rimanda al fascicolo dei calcoli integrato nel presente elaborato.

1.8 RIALZAMENTO DELL’ARGINE SUD DELLA CASSA

In corso d’opera è sorta la necessità di modificare il progetto del secondo lotto con l’eliminazione del previsto rialzamento dell’argine destro del fiume Arno nel tratto tra l'argine Leopoldino (limite sud della cassa di espansione) e la confluenza del torrente Faella. Con l'eliminazione di tale



argine a fiume l'argine della cassa di espansione diventa si fatto argine del fiume Arno. Tra l'argine della cassa di espansione e il fiume Arno sono presenti due rilevati. Procedendo da campagna a fiume il primo è quello della ferrovia a alta velocità Firenze-Roma e il secondo della autostrada A1. In questo tratto i due rilevati sono attraversati da una serie di condotte per lo scarico in Arno delle acque meteoriche e da due sottopassi carrabili. Gli attraversamenti sono uno poco a valle dell'argine Leopoldino e l'altro in corrispondenza del fosso Volpaie. A valle del rilevato autostradale per entrambi i sottopassi è presente una coronella che li protegge dall'ingresso delle acque del fiume Arno. La coronella del sottopasso di monte ha una quota minima di circa 128.75 m s.l.m. che impedisce fino al tempo di ritorno di 200 anni l'ingresso delle acque nel sottopasso (il livello massimo nei vari scenari di progetto è in tale punto di circa 128.70 m s.l.m.). La coronella del sottopasso di monte ha una quota minima di circa 126.55 m s.l.m. che non è in grado di contenere i livelli con il tempo di ritorno di 200 anni (il livello massimo nei vari scenari di progetto è in tale punto di circa 127.50 m s.l.m.). I due rilevati risultano pertanto permeabili alle acque dell'Arno che hanno la possibilità in occasione di eventi di piena significativi di inondare l'area compresa tra i suddetti rilevati e l'argine della cassa. Assumendo in via cautelativa che i livelli che si registrano in Arno possano verificarsi anche in corrispondenza dell'argine della cassa si precede all'adeguamento delle quote dell'argine della cassa al fine di garantire un franco di sicurezza di almeno 1.0 m rispetto ai livelli registrati in Arno. Per maggiori dettagli si vedano le tavole allegate. Per quando riguarda gli schemi grafici del modello di calcolo adottato per ogni manufatto, i risultati grafici della verifica di stabilità globale opera/terreno, le verifiche strutturali ed i commenti alle principali verifiche effettuate si rimanda al fascicolo dei calcoli integrato nel presente elaborato.

1.9 NORMATIVA DI RIFERIMENTO

Tutti i calcoli di dimensionamento e di verifica dell’opera di sostegno e delle altre strutture in opera sono stati effettuati nel rispetto della seguente Normativa: - Legge n. 1086 del 5/11/1971 – “Norme per la disciplina delle opere di conglomerato cementizio

armato, normale e precompresso ed a struttura metallica”;

- Legge n. 64 del 2/2/1974 – “Provvedimenti per le costruzioni con particolari prescrizioni per le

zone sismiche”;

- D.P.R. n.380 del 06/06/2001 – “Testo unico delle disposizioni legislative e regolamentari in

materia edilizia”;

- Legge regionale n.1 del 03/01/2005 – “Norme per il governo del territorio”;

- D.M. Infrastrutture del 14/1/2008 – “Norme tecniche per le Costruzioni;

- Circolare esplicativa del D.M. Infrastrutture n. 617 del 02/02/2009”.



2 RELAZIONE SUI MATERIALI (A4)

Le resistenze caratteristiche dei materiali assunte per i calcoli statici, come meglio specificato nella allegata Relazione sui Materiali, sono le seguenti:

� Calcestruzzo per magrone di pulizia: • Classe di resistenza: C12/15;

� Calcestruzzo per opere di fondazione e muri in elevazione: • Classe di resistenza: C25/30; • Massimo rapporto acqua / cemento : 0.60; • Minimo contenuto in cemento: 300 kg/m³; • Lavorabilità del calcestruzzo: classe S4; • Peso specifico: 2500 kg/m³; • Caratteristiche di resistenza:

� Rck = 25 MPa; � fctm = 2.21 MPa; � fctk = 1.55 MPa; � Ecm = 29.96 GPa; � fbk = 3.49 MPa;

� Calcestruzzo per micropali e cordoli: • Classe di resistenza: C20/25; • Massimo rapporto acqua / cemento : 0.60; • Minimo contenuto in cemento: 300 kg/m³; • Lavorabilità del calcestruzzo: classe S4; • Peso specifico: 2500 kg/m³; • Caratteristiche di resistenza:

� Rck = 25 MPa; � fctm = 2.21 MPa; � fctk = 1.55 MPa; � Ecm = 29.96 GPa; � fbk = 3.49 MPa;

� Acciaio per cemento armato: • Tipo: B450C; • Peso specifico: 7850 kg/m3; • Tensione caratteristica di snervamento fyk = 450 MPa; • Tensione caratteristica di rottura ftk = 540 MPa; • Modulo di elasticità : 206000 MPa;

� Acciaio per micropali:

• Tipo: S355;



• Peso specifico: 7850 kg/m3; • Tensione caratteristica di snervamento fyk = 355 MPa; • Tensione caratteristica di rottura ftk = 510 MPa; • Modulo di elasticità : 210000 MPa;

� per il pietrame:

(non gelivo, non friabile, non dilavabile e di buona durezza) γ min = 17,5 kN/m3 Φ min = 40° per il riempimento del paramento in gabbioni;

� per la rete metallica: (a doppia torsione in maglia esagonale plastificata) R. traz. = 380-550 N/mm2 per i gabbioni metallici; (UNI-EN 10223-3)



3 RELAZIONE SULLE FONDAZIONI (A7) RELAZIONE DI CALCOLO (A8) FASCICOLO DEI CALCOLI (A9)

Il modello delle strutture è bidimensionale e rappresenta in modo adeguato le effettive distribuzioni spaziali di massa, rigidezza, resistenza. In particolare i carichi permanenti non strutturali ed i carichi accidentali vengono inseriti come dati di input in termini di carico concentrato e/o distribuito. I materiali costituenti la struttura sono considerati elastici e con comportamento lineare. Le verifiche delle prestazioni delle opere eseguite si articolano nelle verifiche degli stati limite ultimi e di esercizio. Per i primi si controlla che venga rispettata la condizione Ed ≤ Rd, dove Ed è il valore di progetto dell’azione o dell’effetto dell’azione, mentre Rd è il valore di progetto della resistenza del sistema geotecnico. Entrambi i valori si devono determinare sulla base della scelta di una combinazione di coefficienti parziali, γf, γm, γR, variabili a seconda del tipo di approccio adottato. Il primo coefficiente tiene conto delle incertezze relative al valore delle azioni caratteristiche di progetto, il secondo delle incertezze relative all’assunzione dei parametri caratteristici di resistenza del terreno, il terzo è un coefficiente di sicurezza rispetto ai valori limiti di resistenza calcolati. I capitoli del D.M. Infrastrutture 14.01.08 al quale fare riferimento per le verifiche dei muri, delle paratie e delle palificate è il sesto, paragrafo 6.5 . Le azioni sulle costruzioni si possono classificare in base alla variazione della loro intensità nel tempo. Si hanno:

• Permanenti (G): questa categoria è suddivisa in peso proprio degli elementi strutturali (G1) e peso proprio di tutti gli elementi non strutturali (G2);

• Variabili (Q): in questa categoria si considerano le azioni sulla struttura o sull’elemento strutturale con valori istantanei che possono essere sensibilmente diversi tra loro nel tempo.

La norma prevede che per gli SLU (STR e GEO) si possano considerare in alternativa due approcci diversi. Le condizioni ambientali al fine della prevenzione contro la corrosione delle armature metalliche si sono considerate ordinarie. A supporto dei programmi sono stati forniti ampi manuali d’uso contenenti una vasta serie di test di validazione sia su esempi classici di Scienza delle Costruzioni, sia su esempi più complessi e reperibili nella bibliografia specializzata. Il progettista scrivente ha analizzato preliminarmente la documentazione a corredo dei software e ne ha valutato l’affidabilità e l’idoneità al caso in esame.



Il modello di calcolo adottato è da ritenersi appropriato, in quanto le reazioni vincolari equilibrano i carichi applicati, la geometria e la distribuzione di carichi simmetrica dà origine a sollecitazioni simmetriche. L’analisi critica dei risultati e dei parametri di controllo nonché il confronto con calcolazioni di massima eseguite manualmente porta a confermare la validità dei risultati. Tutti i calcoli di dimensionamento e verifica sono stati effettuati nel rispetto delle nuove Norme Tecniche sulle Costruzioni di cui al D.M. 14/01/2008.

3.1 MURI DI SOSTEGNO: METODO DI CALCOLO

3.1.1 Calcolo della spinta sul muro

- Valori caratteristici e valori di calcolo Effettuando il calcolo tramite gli Eurocodici è necessario fare la distinzione fra i parametri caratteristici ed i valodi di calcolo (o di progetto) sia delle azioni che delle resistenze. I valori di calcolo si ottengono dai valori caratteristici mediante l'applicazione di opportuni coefficienti di sicurezza parziali γ. In particolare si distinguono combinazioni di carico di tipo A1-

M1 nelle quali vengono incrementati i carichi permanenti e lasciati inalterati i parametri di resistenza del terreno e combinazioni di carico di tipo A2-M2 nelle quali vengono ridotti i parametri di resistenza del terreno e lasciati inalterati i carichi. Operando in tal modo si ottengono valori delle spinte (azioni) maggiorate e valori di resistenza ridotti e pertanto nelle verifiche globali è possibile fare riferimento a coefficienti di sicurezza unitari. - Metodo di Culmann Il metodo di Culmann adotta le stesse ipotesi di base del metodo di Coulomb. La differenza sostanziale è che mentre Coulomb considera un terrapieno con superficie a pendenza costante e carico uniformemente distribuito (il che permette di ottenere una espressione in forma chiusa per il coefficiente di spinta) il metodo di Culmann consente di analizzare situazioni con profilo di forma generica e carichi sia concentrati che distribuiti comunque disposti. Inoltre, rispetto al metodo di Coulomb, risulta più immediato e lineare tener conto della coesione del masso spingente. Il metodo di Culmann, nato come metodo essenzialmente grafico, si è evoluto per essere trattato mediante analisi numerica (noto in questa forma come metodo del cuneo di tentativo). Come il metodo di Coulomb anche questo metodo considera una superficie di rottura rettilinea. I passi del procedimento risolutivo sono i seguenti: - si impone una superficie di rottura (angolo di inclinazione ρ rispetto all'orizzontale) e si considera il cuneo di spinta delimitato dalla superficie di rottura stessa, dalla parete su cui si calcola la spinta e dal profilo del terreno; - si valutano tutte le forze agenti sul cuneo di spinta e cioè peso proprio (W), carichi sul terrapieno, resistenza per attrito e per coesione lungo la superficie di rottura (R e C) e resistenza per coesione lungo la parete (A); - dalle equazioni di equilibrio si ricava il valore della spinta S sulla parete.



Questo processo viene iterato fino a trovare l'angolo di rottura per cui la spinta risulta massima. La convergenza non si raggiunge se il terrapieno risulta inclinato di un angolo maggiore dell'angolo d'attrito del terreno. Nei casi in cui è applicabile il metodo di Coulomb (profilo a monte rettilineo e carico uniformemente distribuito) i risultati ottenuti col metodo di Culmann coincidono con quelli del metodo di Coulomb. Le pressioni sulla parete di spinta si ricavano derivando l'espressione della spinta S rispetto all'ordinata z. Noto il diagramma delle pressioni è possibile ricavare il punto di applicazione della spinta. - Spinta in presenza di sisma Per tener conto dell'incremento di spinta dovuta al sisma si fa riferimento al metodo di Mononobe-Okabe (cui fa riferimento la Normativa Italiana). La Normativa Italiana suggerisce di tener conto di un incremento di spinta dovuto al sisma nel modo seguente. Detta ε l'inclinazione del terrapieno rispetto all'orizzontale e β l'inclinazione della parete rispetto alla verticale, si calcola la spinta S' considerando un'inclinazione del terrapieno e della parte pari a

ε' = ε + θ

β' = β + θ dove θ = arctg(kh/(1±kv)) essendo kh il coefficiente sismico orizzontale e kv il coefficiente sismico verticale, definito in funzione di kh. In presenza di falda a monte, θ assume le seguenti espressioni: Terreno a bassa permeabilità

θ = arctg[(γsat/(γsat-γw))*(kh/(1±kv))] Terreno a permeabilità elevata

θ = arctg[(γ/(γsat-γw))*(kh/(1±kv))] Detta S la spinta calcolata in condizioni statiche l'incremento di spinta da applicare è espresso da

∆S = AS' - S dove il coefficiente A vale

cos2(β + θ) A = –––––––––––––––––––––––––––––

cos2βcosθ In presenza di falda a monte, nel coefficiente A si tiene conto dell'influenza dei pesi di volume nel calcolo di θ. Adottando il metodo di Mononobe-Okabe per il calcolo della spinta, il coefficiente A viene posto pari a 1. Tale incremento di spinta è applicato a metà altezza della parete di spinta nel caso di forma rettangolare del diagramma di incremento sismico, allo stesso punto di applicazione della spinta



statica nel caso in cui la forma del diagramma di incremento sismico è uguale a quella del diagramma statico. Oltre a questo incremento bisogna tener conto delle forze d'inerzia orizzontali e verticali che si destano per effetto del sisma. Tali forze vengono valutate come

FiH = khW FiV = ±kvW dove W è il peso del muro, del terreno soprastante la mensola di monte ed i relativi sovraccarichi e va applicata nel baricentro dei pesi. Il metodo di Culmann tiene conto automaticamente dell'incremento di spinta. Basta inserire nell'equazione risolutiva la forza d'inerzia del cuneo di spinta. La superficie di rottura nel caso di sisma risulta meno inclinata della corrispondente superficie in assenza di sisma.

3.1.2 Verifica a ribaltamento

La verifica a ribaltamento consiste nel determinare il momento risultante di tutte le forze che tendono a fare ribaltare il muro (momento ribaltante Mr) ed il momento risultante di tutte le forze che tendono a stabilizzare il muro (momento stabilizzante Ms) rispetto allo spigolo a valle della fondazione e verificare che il rapporto Ms/Mr sia maggiore di un determinato coefficiente di sicurezza ηr. Eseguendo il calcolo mediante gli eurocodici si puo impostare ηr>= 1.0. Deve quindi essere verificata la seguente diseguaglianza

Ms ––––––– >= ηr

Mr Il momento ribaltante Mr è dato dalla componente orizzontale della spinta S, dalle forze di inerzia del muro e del terreno gravante sulla fondazione di monte (caso di presenza di sisma) per i rispettivi bracci. Nel momento stabilizzante interviene il peso del muro (applicato nel baricentro) ed il peso del terreno gravante sulla fondazione di monte. Per quanto riguarda invece la componente verticale della spinta essa sarà stabilizzante se l'angolo d'attrito terra-muro δ è positivo, ribaltante se δ è negativo. δ è positivo quando è il terrapieno che scorre rispetto al muro, negativo quando è il muro che tende a scorrere rispetto al terrapieno (questo può essere il caso di una spalla da ponte gravata da carichi notevoli). Se sono presenti dei tiranti essi contribuiscono al momento stabilizzante. Questa verifica ha significato solo per fondazione superficiale e non per fondazione su pali.

3.1.3 Verifica a scorrimento

Per la verifica a scorrimento del muro lungo il piano di fondazione deve risultare che la somma di tutte le forze parallele al piano di posa che tendono a fare scorrere il muro deve essere minore di tutte le forze, parallele al piano di scorrimento, che si oppongono allo scivolamento, secondo un certo coefficiente di sicurezza. La verifica a scorrimento sisulta soddisfatta se il rapporto fra la risultante delle forze resistenti allo scivolamento Fr e la risultante delle forze che tendono a fare scorrere il muro Fs risulta maggiore di un determinato coefficiente di sicurezza ηs Eseguendo il calcolo mediante gli Eurocodici si può impostare ηs>=1.0



Fr ––––– >= ηs

Fs Le forze che intervengono nella Fs sono: la componente della spinta parallela al piano di fondazione e la componente delle forze d'inerzia parallela al piano di fondazione. La forza resistente è data dalla resistenza d'attrito e dalla resistenza per adesione lungo la base della fondazione. Detta N la componente normale al piano di fondazione del carico totale gravante in fondazione e indicando con δf l'angolo d'attrito terreno-fondazione, con ca l'adesione terreno-fondazione e con Br la larghezza della fondazione reagente, la forza resistente può esprimersi come

Fr = N tg δf + caBr La Normativa consente di computare, nelle forze resistenti, una aliquota dell'eventuale spinta dovuta al terreno posto a valle del muro. In tal caso, però, il coefficiente di sicurezza deve essere aumentato opportunamente. L'aliquota di spinta passiva che si può considerare ai fini della verifica a scorrimento non può comunque superare il 50 percento. Per quanto riguarda l'angolo d'attrito terra-fondazione, δf, diversi autori suggeriscono di assumere un valore di δf pari all'angolo d'attrito del terreno di fondazione.

3.1.4 Verifica al carico limite

Il rapporto fra il carico limite in fondazione e la componente normale della risultante dei carichi trasmessi dal muro sul terreno di fondazione deve essere superiore a ηq. Cioè, detto Qu, il carico limite ed R la risultante verticale dei carichi in fondazione, deve essere:

Qu ––––– >= ηq

R

Eseguendo il calcolo mediante gli Eurocodici si può impostare ηq>=1.0 Si adotta per il calcolo del carico limite in fondazione il metodo di MEYERHOF. L'espressione del carico ultimo è data dalla relazione:

Qu = c Ncdcic + qNqdqiq + 0.5γBNγdγiγ In questa espressione c coesione del terreno in fondazione; φ angolo di attrito del terreno in fondazione; γ peso di volume del terreno in fondazione; B larghezza della fondazione; D profondità del piano di posa; q pressione geostatica alla quota del piano di posa. I vari fattori che compaiono nella formula sono dati da: A = eπ tg φ Nq = A tg2(45°+φ/2) Nc = (Nq - 1) ctg φ



Nγ = (Nq - 1) tg (1.4φ) Indichiamo con Kp il coefficiente di spinta passiva espresso da: Kp = tg2(45°+φ/2) I fattori d e i che compaiono nella formula sono rispettivamente i fattori di profondità ed i fattori di inclinazione del carico espressi dalle seguenti relazioni: Fattori di profondità D dq = 1 + 0.2 ––– √Kp B dq = dγ = 1 per φ = 0 D dq = dγ = 1 + 0.1 ––– √Kp per φ > 0 B Fattori di inclinazione Indicando con θ l'angolo che la risultante dei carichi forma con la verticale ( espresso in gradi ) e con φ l'angolo d'attrito del terreno di posa abbiamo: ic = iq = (1 - θ°/90)2 θ° iγ = (1 - ––––– )2 per φ > 0 φ° iγ = 0 per φ = 0

3.1.5 Verifica alla stabilità globale

La verifica alla stabilità globale del complesso muro+terreno deve fornire un coefficiente di sicurezza non inferiore a ηg Eseguendo il calcolo mediante gli Eurocodici si può impostare ηg>=1.0 Viene usata la tecnica della suddivisione a strisce della superficie di scorrimento da analizzare. La superficie di scorrimento viene supposta circolare e determinata in modo tale da non avere intersezione con il profilo del muro o con i pali di fondazione. Si determina il minimo coefficiente di sicurezza su una maglia di centri di dimensioni 10x10 posta in prossimità della sommità del muro. Il numero di strisce è pari a 50.



Il coefficiente di sicurezza fornito da Fellenius si esprime secondo la seguente formula:

cibi Σn

i ( ––––––––– + [Wicosαi-uili]tgφi ) cosαi

η = ––––––––––––––––––––––––––––––––––––– Σn

iWisinαi dove n è il numero delle strisce considerate, bi e αi sono la larghezza e l'inclinazione della base della striscia iesima rispetto all'orizzontale, Wi è il peso della striscia iesima e ci e φi sono le caratteristiche del terreno (coesione ed angolo di attrito) lungo la base della striscia. Inoltre ui ed li rappresentano la pressione neutra lungo la base della striscia e la lunghezza della base della striscia (li = bi/cosαi ). Quindi, assunto un cerchio di tentativo lo si suddivide in n strisce e dalla formula precedente si ricava η. Questo procedimento viene eseguito per il numero di centri prefissato e viene assunto come coefficiente di sicurezza della scarpata il minimo dei coefficienti così determinati.

3.1.6 Coefficienti di partecipazione combinazioni statiche

Coefficienti parziali per le azioni o per l'effetto delle azioni: Carichi Effetto EQU A1 A2 Permanenti Favorevole γGfav 0.90 1.00 1.00 Permanenti Sfavorevole γGsfav 1.10 1.30 1.00 Variabili Favorevole γQfav 0.00 0.00 0.00 Variabili Sfavorevole γQsfav 1.50 1.50 1.30 Coefficienti parziali per i parametri geotecnici del terreno: Parametri M1 M2 Tangente dell'angolo di attrito γtanφ' 1.00 1.25 Coesione efficace γc' 1.00 1.25 Resistenza non drenata γcu 1.00 1.40 Resistenza a compressione uniassiale γqu 1.00 1.60 Peso dell'unità di volume γγ 1.00 1.00

3.1.7 Coefficienti di partecipazione combinazioni sismiche

Coefficienti parziali per le azioni o per l'effetto delle azioni: Carichi Effetto EQU A1 A2 Permanenti Favorevole γGfav 1.00 1.00 1.00 Permanenti Sfavorevole γGsfav 1.00 1.00 1.00 Variabili Favorevole γQfav 0.00 0.00 0.00 Variabili Sfavorevole γQsfav 1.00 1.00 1.00



Coefficienti parziali per i parametri geotecnici del terreno: Parametri M1 M2 Tangente dell'angolo di attrito γtanφ' 1.00 1.25 Coesione efficace γc' 1.00 1.25 Resistenza non drenata γcu 1.00 1.40 Resistenza a compressione uniassiale γqu 1.00 1.60 Peso dell'unità di volume γγ 1.00 1.00 FONDAZIONE SUPERFICIALE

3.1.8 Coefficienti parziali γR per le verifiche agli stati limite ultimi STR e GEO

Verifica Coefficienti parziali R1 R2 R3 Capacità portante della fondazione 1.00 1.00 1.40 Scorrimento 1.00 1.00 1.10 Resistenza del terreno a valle 1.00 1.00 1.40 Stabilità globale 1.10 Coeff. di combinazione Ψ0= 0.70 Ψ1= 0.50 Ψ2= 0.20

3.2 PARATIE DI MICROPALI

Per il dimensionamento della paratia oltre a considerare i carichi che gravano su essa si è tenuto conto della profondità della falda che dalla sommità di essa. Le verifiche effettuate per le paratie agli stati limite ultimi sono le seguenti:

• SLU di tipo geotecnico (GEO): o Collasso per rotazione intorno ad un punto dell’opera (atto di moto rigido); o Collasso per carico limite verticale; o Collasso per carico limite dell’insieme fondazione – terreno; o Instabilità globale dell’insieme terreno - opera;

• SLU di tipo strutturale (STR):

o Raggiungimento della resistenza strutturale della paratia; La verifica di stabilità globale del complesso opera di sostegno – terreno è effettuata secondo l’Approccio 1, - Combinazione 2 – (A2+M2+R2) secondo quanto previsto al punto 6.5.3.1.2 del DM 14.01.08. Le rimanenti verifiche vengono effettuate secondo l’Approccio 1 secondo quanto previsto sempre nel punto 6.5.3.1.2 del DM sopracitato.



Per le verifiche agli stati limite di esercizio vengono valutati gli spostamenti dell’opera di sostegno e comparati con valori che garantiscano la compatibilità della stessa sulla base di criteri di sicurezza e funzionalità. Il modello comprende l’opera di sostegno, il cuneo di terreno a tergo dell’opera, in stato di equilibrio limite attivo, e i sovraccarichi agenti sul cuneo suddetto, se presenti. Gli stati limite ultimi per sviluppo di meccanismi di collasso determinati dal raggiungimento della resistenza del terreno interagente con una paratia riguardano la rotazione intorno ad un punto dell’opera, l’instabilità del fondo scavo in terreni a grana fine in condizioni non drenate, l’instabilità globale dell’insieme terreno – opera, il collasso per carico limite verticale e lo sfilamento di uno o più ancoraggi. Per rotazione intorno ad un punto dell’opera deve intendersi uno stato limite in cui si raggiungano le condizioni di equilibrio limite nel terreno interagente con l’opera e sia cinematicamente possibile, al raggiungimento della resistenza del terreno, un atto di moto rigido per la paratia. Per le verifiche agli stati limite è obbligatorio utilizzare l’approccio 1. Per il dimensionamento geotecnico delle paratie (GEO), si considera lo sviluppo di meccanismi di collasso determinati dalla mobilitazione della resistenza del terreno, e specificatamente, dal raggiungimento delle condizioni di equilibrio limite nel terreno interagente con la paratia. L’analisi può essere condotta con la Combinazione 2 (A2+M2+R1), nella quale i parametri di resistenza del terreno sono ridotti tramite i coefficienti parziali di gruppo M2, i coefficienti γR sulla resistenza globale (R1) sono unitari e le sole azioni variabili sono amplificate con i coefficienti del gruppo A2. I parametri di resistenza di progetto sono perciò inferiori a quelli caratteristici . Le azioni di progetto Ed sono le risultanti o i momenti risultanti delle forze sulla paratia che producono il cinematismo di collasso ipotizzato, mentre le resistenze di progetto Rd sono le risultanti o i momenti risultanti delle forze che vi si oppongono. Nelle verifiche STR si considerano le gli stati limite ultimi per raggiungimento della resistenza negli elementi strutturali. L’analisi può essere condotta utilizzando la Combinazione 1 (A1+M1+R1), nella quale i coefficienti sui parametri di resistenza del terreno (M1) e sulla resistenza globale del sistema (R1) sono unitari, mentre le azioni permanenti e variabili sono amplificate mediante i coefficienti parziali del gruppo A1. In questo caso i coefficienti parziali amplificativi delle azioni possono applicarsi direttamente alle sollecitazioni, calcolate con i valori caratteristici delle azioni e delle resistenze. In particolare, le sollecitazioni devono calcolarsi portando in conto, anche in maniera semplificata, l’interazione tra paratia e terreno, operando su configurazioni che rispettino l’equilibrio e la compatibilità con il criterio di resistenza. Di seguito si riportano i coefficienti parziali di gruppo:


Coefficienti parziali per le azioni o per l'effetto delle azioni:



Carichi Effetto A1 A2 Permanenti Favorevole γGfav 1.00 1.00 Permanenti Sfavorevole γGsfav 1.30 1.00

Variabili Favorevole γQfav 0.00 0.00 Variabili Sfavorevole γQsfav 1.50 1.30

Coefficienti parziali per i parametri geotecnici del terreno:

Parametri M1 M2 Tangente dell'angolo di attrito γtanφ' 1.00 1.25

Coesione efficace γc' 1.00 1.25 Resistenza non drenata γcu 1.00 1.40

Resistenza a compressione uniassiale γqu 1.00 1.60 Peso dell'unità di volume γγ 1.00 1.00



Carichi Effetto A1 A2 Permanenti Favorevole γGfav 1.00 1.00 Permanenti Sfavorevole γGsfav 1.00 1.00

Variabili Favorevole γQfav 0.00 0.00 Variabili Sfavorevole γQsfav 1.00 1.00

Coefficienti parziali per i parametri geotecnici del terreno:

Parametri M1 M2 Tangente dell'angolo di attrito γtanφ' 1.00 1.25

Coesione efficace γc' 1.00 1.25 Resistenza non drenata γcu 1.00 1.40

Resistenza a compressione uniassiale γqu 1.00 1.60 Peso dell'unità di volume γγ 1.00 1.00

3.2.3 Metodo di analisi

Calcolo della profondità di infissione

Nel caso generale l'equilibrio della paratia è assicurato dal bilanciamento fra la spinta attiva agente da monte sulla parte fuori terra, la resistenza passiva che si sviluppa da valle verso monte nella zona interrata e la controspinta che agisce da monte verso valle nella zona interrata al di sotto del centro di rotazione. Pertanto il primo passo da compiere nella progettazione è il calcolo della profondità di infissione necessaria ad assicurare l'equilibrio fra i carichi agenti (spinta attiva, resistenza passiva, controspinta, tiro dei tiranti ed eventuali carichi esterni).



Nel calcolo classico delle paratie si suppone che essa sia infinitamente rigida e che possa subire una rotazione intorno ad un punto (Centro di rotazione) posto al di sotto della linea di fondo scavo (per paratie non tirantate). Occorre pertanto costruire i diagrammi di spinta attiva e di spinta (resistenza) passiva agenti sulla paratia. A partire da questi si costruiscono i diagrammi risultanti. Nella costruzione dei diagrammi risultanti si adotterà la seguente notazione: Kam diagramma della spinta attiva agente da monte Kav diagramma della spinta attiva agente da valle sulla parte interrata Kpm diagramma della spinta passiva agente da monte Kpv diagramma della spinta passiva agente da valle sulla parte interrata. Calcolati i diagrammi suddetti si costruiscono i diagrammi risultanti Dm=Kpm-Kav e Dv=Kpv-Kam Questi diagrammi rappresentano i valori limiti delle pressioni agenti sulla paratia. La soluzione è ricercata per tentativi facendo variare la profondità di infissione e la posizione del centro di rotazione fino a quando non si raggiunge l'equilibrio sia alla traslazione che alla rotazione. Per mettere in conto un fattore di sicurezza nel calcolo delle profondità di infissione si può agire con tre modalità : 1. applicazione di un coefficiente moltiplicativo alla profondità di infissione strettamente necessaria per l'equilibrio 2. riduzione della spinta passiva tramite un coefficiente di sicurezza 3. riduzione delle caratteristiche del terreno tramite coefficienti di sicurezza su tan(φ) e sulla coesione.

3.2.4 Calcolo della spinte

Metodo di Culmann (metodo del cuneo di tentativo) Il metodo di Culmann adotta le stesse ipotesi di base del metodo di Coulomb: cuneo di spinta a monte della parete che si muove rigidamente lungo una superficie di rottura rettilinea o spezzata (nel caso di terreno stratificato). La differenza sostanziale è che mentre Coulomb considera un terrapieno con superficie a pendenza costante e carico uniformemente distribuito (il che permette di ottenere una espressione in forma chiusa per il valore della spinta) il metodo di Culmann consente di analizzare situazioni con profilo di forma generica e carichi sia concentrati che distribuiti comunque disposti. Inoltre, rispetto al metodo di Coulomb, risulta più immediato e lineare tener conto della coesione del masso spingente. Il metodo di Culmann, nato come metodo essenzialmente grafico, si è evoluto per essere trattato mediante analisi numerica (noto in questa forma come metodo del cuneo di tentativo). I passi del procedimento risolutivo sono i seguenti: - si impone una superficie di rottura (angolo di inclinazione ρ rispetto all'orizzontale) e si considera il cuneo di spinta delimitato dalla superficie di rottura stessa, dalla parete su cui si calcola la spinta e dal profilo del terreno;



- si valutano tutte le forze agenti sul cuneo di spinta e cioè peso proprio (W), carichi sul terrapieno, resistenza per attrito e per coesione lungo la superficie di rottura (R e C) e resistenza per coesione lungo la parete (A); - dalle equazioni di equilibrio si ricava il valore della spinta S sulla parete. Questo processo viene iterato fino a trovare l'angolo di rottura per cui la spinta risulta massima nel caso di spinta attiva e minima nel caso di spinta passiva. Le pressioni sulla parete di spinta si ricavano derivando l'espressione della spinta S rispetto all'ordinata z. Noto il diagramma delle pressioni si ricava il punto di applicazione della spinta.

3.2.5 Analisi ad elementi finiti

La paratia è considerata come una struttura a prevalente sviluppo lineare (si fa riferimento ad un metro di larghezza) con comportamento a trave. Come caratteristiche geometriche della sezione si assume il momento d'inerzia I e l'area A per metro lineare di larghezza della paratia. Il modulo elastico è quello del materiale utilizzato per la paratia. La parte fuori terra della paratia è suddivisa in elementi di lunghezza pari a circa 5 centimetri e più o meno costante per tutti gli elementi. La suddivisione è suggerita anche dalla eventuale presenza di tiranti, carichi e vincoli. Infatti questi elementi devono capitare in corrispondenza di un nodo. Nel caso di tirante è inserito un ulteriore elemento atto a schematizzarlo. Detta L la lunghezza libera del tirante, Af l'area di armatura nel tirante ed Es il modulo elastico dell'acciaio è inserito un elemento di lunghezza pari ad L, area Af, inclinazione pari a quella del tirante e modulo elastico Es. La parte interrata della paratia è suddivisa in elementi di lunghezza, come visto sopra, pari a circa 5 centimetri. I carichi agenti possono essere di tipo distribuito (spinta della terra, diagramma aggiuntivo di carico, spinta della falda, diagramma di spinta sismica) oppure concentrati. I carichi distribuiti sono riportati sempre come carichi concentrati nei nodi (sotto forma di reazioni di incastro perfetto cambiate di segno).

3.2.6 Schematizzazione del terreno

La modellazione del terreno si rifà al classico schema di Winkler. Esso è visto come un letto di molle indipendenti fra di loro reagenti solo a sforzo assiale di compressione. La rigidezza della singola molla è legata alla costante di sottofondo orizzontale del terreno (costante di Winkler). La costante di sottofondo, k, è definita come la pressione unitaria che occorre applicare per ottenere uno spostamento unitario. Dimensionalmente è espressa quindi come rapporto fra una pressione ed uno spostamento al cubo [F/L3]. È evidente che i risultati sono tanto migliori quanto più è elevato il numero delle molle che schematizzano il terreno. Se (m è l'interasse fra le molle (in cm) e b è la larghezza della paratia in direzione longitudinale (b=100 cm) occorre ricavare l'area equivalente, Am, della molla (a cui si assegna una lunghezza pari a 100 cm). Indicato con Em il modulo elastico del materiale costituente la paratia (in Kg/cm2), l'equivalenza, in termini di rigidezza, si esprime come



k ∆m Am=10000 x –––––––––

Em Per le molle di estremità, in corrispondenza della linea di fondo scavo ed in corrispondenza dell'estremità inferiore della paratia, si assume una area equivalente dimezzata. Inoltre, tutte le molle hanno, ovviamente, rigidezza flessionale e tagliante nulla e sono vincolate all'estremità alla traslazione. Quindi la matrice di rigidezza di tutto il sistema paratia-terreno sarà data dall'assemblaggio delle matrici di rigidezza degli elementi della paratia (elementi a rigidezza flessionale, tagliante ed assiale), delle matrici di rigidezza dei tiranti (solo rigidezza assiale) e delle molle (rigidezza assiale).

3.2.7 Verifica alla stabilità globale

La verifica alla stabilità globale del complesso paratia+terreno deve fornire un coefficiente di sicurezza non inferiore a 1.3. È usata la tecnica della suddivisione a strisce della superficie di scorrimento da analizzare. La superficie di scorrimento è supposta circolare. In particolare il programma esamina, per un dato centro 3 cerchi differenti: un cerchio passante per la linea di fondo scavo, un cerchio passante per il piede della paratia ed un cerchio passante per il punto medio della parte interrata. Si determina il minimo coefficiente di sicurezza su una maglia di centri di dimensioni 6x6 posta in prossimità della sommità della paratia. Il numero di strisce è pari a 50. Il coefficiente di sicurezza fornito da Fellenius si esprime secondo la seguente formula:

cibi Σi ( ––––––––– + [Wicosαi-uili]tgφi )

cosαi η = –––––––––––––––––––––––––––––––––––––

ΣiWisinαi dove n è il numero delle strisce considerate, bi e αi sono la larghezza e l'inclinazione della base della striscia iesima rispetto all'orizzontale, Wi è il peso della striscia iesima e ci e φi sono le caratteristiche del terreno (coesione ed angolo di attrito) lungo la base della striscia. Inoltre ui ed li rappresentano la pressione neutra lungo la base della striscia e la lunghezza della base della striscia (li = bi/cosαi ). Quindi, assunto un cerchio di tentativo si suddivide in n strisce e dalla formula precedente si ricava η. Questo procedimento è eseguito per il numero di centri prefissato e è assunto come coefficiente di sicurezza della scarpata il minimo dei coefficienti così determinati. Le verifiche nei confronti degli stati limite ultimi idraulici non sono state effettuate in quanto automaticamente soddisfatte. Il valore della forza instabilizzante, infatti non è maggiore del valore delle forze stabilizzanti, in quanto comunque la spinta verticale verso l’alto è controbilanciata dalla forza esercitata sempre dalla presenza dell’acqua.



L’analisi delle prestazioni delle opere murarie agli SLU e agli SLE è stata condotta con software PAC 10.0 Versione 10.06a della ditta “AZTEC - Informatica” con sede a Casole Bruzzio (CS) concesso in licenza d’uso a Eurostudio – Ingegneria. Di seguito si riporta la descrizione geometrica delle paratie.

3.3 STABILITA’ DEI PENDII: METODO DI CALCOLO

3.3.1 Metodo di Bishop

Il coefficiente di sicurezza nel metodo di Bishop semplificato si esprime secondo la seguente formula:

ci bi + (Ni/cos(αi) - ui bi) tgφi

Σi ( –––––––––––––––––––––––––– )

m

F = ––––––––––––––––––––––––––––––––––

Σi Wi sinαi

dove il termine m è espresso da

tgφi tgαi

m = (1 + –––––––––––) cosαi

F

In questa espressione n è il numero delle strisce considerate, bi e αi sono la larghezza e l'inclinazione della base della striscia iesima rispetto all'orizzontale, Wi è il peso della striscia iesima, ci e φi sono le caratteristiche del terreno (coesione ed angolo di attrito) lungo la base della striscia ed ui è la pressione neutra lungo la base della striscia. L'espressione del coefficiente di sicurezza di Bishop semplificato contiene al secondo membro il termine m che è funzione di F. Quindi essa viene risolta per successive approssimazioni assumendo un valore iniziale per F da inserire nell'espressione di m ed iterare fin quando il valore calcolato coincide con il valore assunto.



3.4 SCATOLARI: METODO DI CALCOLO

3.4.1 Calcolo del carico sulla calotta

- Pressione Geostatica

In questo caso la pressione in calotta viene calcolata come prodotto tra il peso di volume del terreno per l'altezza del ricoprimento (Spessore dello strato di terreno superiore). Quindi la pressione in calotta è fornita dalla seguente relazione:

Pv = γ H

Se sul profilo del piano campagna sono presenti dei sovraccarichi, concentrati e/o distribuiti, la diffusione di questi nel terreno avviene secondo un angolo, rispetto alla verticale, pari a 25.00°.

3.4.2 Spinta sui piedritti

- Spinta attiva - Metodo di Coulomb

La teoria di Coulomb considera l'ipotesi di un cuneo di spinta a monte della parete che si muove rigidamente lungo una superficie di rottura rettilinea. Dall'equilibrio del cuneo si ricava la spinta che il terreno esercita sull'opera di sostegno. In particolare Coulomb ammette, al contrario della teoria di Rankine, l'esistenza di attrito fra il terreno e la parete, e quindi la retta di spinta risulta inclinata rispetto alla normale alla parete stesso di un angolo di attrito terra-parete. L'espressione della spinta esercitata da un terrapieno, di peso di volume γ, su una parete di altezza H, risulta espressa secondo la teoria di Coulomb dalla seguente relazione (per terreno incoerente).

S = 1/2γH2Ka

Ka rappresenta il coefficiente di spinta attiva di Coulomb nella versione riveduta da Muller-Breslau, espresso come:

sin(α + φ) Ka = ––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––––

√[ sin(φ+δ)sin(φ−β) ] sin2α sin(α−δ) [ 1 + –––––––––––––––––––––––––––––––––––––– ]2

√[ sin(α−δ)sin(α+β) ]

dove φ è l'angolo d'attrito del terreno, α rappresenta l'angolo che la parete forma con l'orizzontale (α = 90° per parete verticale), δ è l'angolo d'attrito terreno-parete, β è l'inclinazione del terrapieno rispetto all'orizzontale.

La spinta risulta inclinata dell'angolo d'attrito terreno-parete δ rispetto alla normale alla parete. Il diagramma delle pressioni del terreno sulla parete risulta triangolare con il vertice in alto. Il punto di applicazione della spinta si trova in corrispondenza del baricentro del diagramma delle pressioni (1/3 H rispetto alla base della parete). L'espressione di K a perde di significato per β>φ. Questo coincide con quanto si intuisce fisicamente: la pendenza del terreno a monte della parete non può superare l'angolo di natural declivio del terreno stesso.

Nel caso di terreno dotato di attrito e coesione c l'espressione della pressione del terreno ad una generica profondità z vale:

σa = γz K a - 2 c √ Ka



- Spinta in presenza di falda

Nel caso in cui a monte della parete sia presente la falda il diagramma delle pressioni sulla parete risulta modificato a causa della sottospinta che l'acqua esercita sul terreno. Il peso di volume del terreno al di sopra della linea di falda non subisce variazioni. Viceversa al di sotto del livello di falda va considerato il peso di volume di galleggiamento

γa = γsat - γw

dove γsat è il peso di volume saturo del terreno (dipendente dall'indice dei pori) e γw è il peso di volume dell'acqua. Quindi il diagramma delle pressioni al di sotto della linea di falda ha una pendenza minore. Al diagramma così ottenuto va sommato il diagramma triangolare legato alla pressione idrostatica esercitata dall'acqua.

- Spinta a Riposo

Si assume che sui piedritti agisca la spinta calcolata in condizioni di riposo. Il coefficiente di spinta a riposo è espresso dalla relazione

K0 = 1 - sinφ

dove φ rappresenta l'angolo d'attrito interno del terreno di rinfianco. Quindi la pressione laterale, ad una generica profondità z e la spinta totale sulla parete di altezza H valgono:

σ = γ z K0 + pvK0 S = 1/2 γ H2 K0 + pvK0 H

dove pv è la pressione verticale agente in corrispondenza della calotta.

- Spinta in presenza di sisma - Metodo di Mononobe-Okabe

Per tener conto dell'incremento di spinta dovuta al sisma si fa riferimento al metodo di Mononobe-Okabe (cui fa riferimento la Normativa Italiana). La Normativa Italiana suggerisce di tener conto di un incremento di spinta dovuto al sisma nel modo seguente. Detta ε l'inclinazione del terrapieno rispetto all'orizzontale e β l'inclinazione della parete rispetto alla verticale, si calcola la spinta S' considerando un'inclinazione del terrapieno e della parete pari a:

ε' = ε + θ β' = β + θ

dove θ = arctg(kh/(1±kv)) essendo kh il coefficiente sismico orizzontale e kv il coefficiente sismico verticale, definito in funzione di kh. Detta S la spinta calcolata in condizioni statiche l'incremento di spinta da applicare è espresso da:

∆S = AS' - S dove il coefficiente A vale:

cos2(β + θ) A = –––––––––––––––––––––––––––––

cos2βcosθ

Tale incremento di spinta deve essere applicato ad una distanza dalla base pari a 1/2 dell'altezza della parete.



Oltre a questo incremento bisogna tener conto delle forze d'inerzia orizzontali che si destano per effetto del sisma. Tale forza viene valutata come:

Fi = CW dove W è il peso della parete e dei relativi sovraccarichi permanenti e va applicata nel baricentro dei pesi.

3.4.3 Strategia di soluzione

A partire dal tipo di terreno, dalla geometria e dai sovraccarichi agenti il programma è in grado di conoscere tutti i carichi agenti sulla struttura per ogni combinazione di carico. La struttura scatolare viene schematizzata come un telaio piano e viene risolta mediante il metodo degli elementi finiti (FEM). Più dettagliatamente il telaio viene discretizzato in una serie di elementi connessi fra di loro nei nodi. Il terreno di rinfianco e di fondazione viene invece schematizzato con una serie di elementi molle non reagenti a trazione (modello di Winkler). L'area della singola molla è direttamente proporzionale alla costante di Winkler del terreno e all'area di influenza della molla stessa. A partire dalla matrice di rigidezza del singolo elemento, Ke, si assembla la matrice di rigidezza di tutta la struttura K. Tutti i carichi agenti sulla struttura vengono trasformati in carichi nodali(reazioni di incastro perfetto) ed inseriti nel vettore dei carichi nodali p. Indicando con u il vettore degli spostamenti nodali (incogniti), la relazione risolutiva può essere scritta nella forma:

K u = p

Da questa equazione matriciale si ricavano gli spostamenti incogniti u:

u = K-1 p

Noti gli spostamenti nodali è possibile risalire alle sollecitazioni nei vari elementi.

La soluzione del sistema viene fatta per ogni combinazione di carico agente sullo scatolare. Il successivo calcolo delle armature nei vari elementi viene condotto tenendo conto delle condizioni più gravose che si possono verificare nelle sezioni fra tutte le combinazioni di carico.


Coefficienti parziali per le azioni o per l'effetto delle azioni: Carichi Effetto A1 A2 Permanenti Favorevole γG1fav 1.00 1.00 Permanenti Sfavorevole γG1sfav 1.30 1.00 Permanenti non strutturali Favorevole γG2fav 0.00 0.00 Permanenti non strutturali Sfavorevole γG2sfav 1.50 1.30 Variabili Favorevole γQfav 0.00 0.00 Variabili Sfavorevole γQsfav 1.50 1.30 Variabili da traffico Favorevole γG2fav 0.00 0.00 Variabili da traffico Sfavorevole γG2sfav 1.35 1.15 Termici Favorevole γεfav 0.00 0.00 Termici Sfavorevole γεsfav 1.20 1.20



Coefficienti parziali per i parametri geotecnici del terreno: Parametri M1 M2 Tangente dell'angolo di attrito γtanφ' 1.00 1.25 Coesione efficace γc' 1.00 1.25 Resistenza non drenata γcu 1.00 1.40 Resistenza a compressione uniassiale γqu 1.00 1.60 Peso dell'unità di volume γγ 1.00 1.00



Carichi Effetto A1 A2 Permanenti Favorevole γG1fav 1.00 1.00 Permanenti Sfavorevole γG1sfav 1.00 1.00 Permanenti non strutturali Favorevole γG2fav 0.00 0.00 Permanenti non strutturali Sfavorevole γG2sfav 1.00 1.00 Variabili Favorevole γQifav 0.00 0.00 Variabili Sfavorevole γQisfav 1.00 1.00 Variabili da traffico Favorevole γG2fav 0.00 0.00 Variabili da traffico Sfavorevole γG2sfav 1.00 1.00 Termici Favorevole γεfav 0.00 0.00 Termici Sfavorevole γεsfav 1.00 1.00 Coefficienti parziali per i parametri geotecnici del terreno:

Parametri M1 M2 Tangente dell'angolo di attrito γtanφ' 1.00 1.25 Coesione efficace γc' 1.00 1.25 Resistenza non drenata γcu 1.00 1.40 Resistenza a compressione uniassiale γqu 1.00 1.60 Peso dell'unità di volume γγ 1.00 1.00



3.5 OPERE DI SOSTEGNO PER I TRALICCI DELLA RETE R.F.I

3.5.1 PROGETTO E VERIFICA MURO A – C

Come già riportato in precedenza il Muro A e C sono costituiti da tre paramenti verticali collegati fra loro di cui uno principale (quello parallelo all’argine) e due secondari ortogonali, che agiscono come sostegno, come vincoli al paramento principale. La forma in pianta dei tre muri è a C. Il muro A ha dimensioni in pianta di circa 16.00 x 11.00 m e altezza libera del parameto principale di 9.90 m. Il paramento verticale principale ha uno spessore di 70 cm fino a 4 m di altezza la sezione poi si rastrema a 50 cm per il resto dell’altezza, i paramenti secondari hanno spessore 50 cm. Le fondazioni sono rettangolari con dimensione di 3.50 x 0.70 m. Il m uro B ha dimensioni in pianta di circa 14.50 x 9.15 m e altezza libera del paramento principale di 8.80 m. Il paramento verticale principale ha uno spessore di 70 cm fino a 4 m di altezza la sezione poi si rastrema a 50 cm per il resto dell’altezza, i paramenti secondari hanno spessore 50 cm. Le fondazioni sono rettangolari con dimensione di 3.50 x 0.70 m. I due muri se non per le dimensioni in pianta e l’altezza del paramento libero principale, sono praticamente uguali, come materiali utilizzati, come spessore dei paramenti , come dimensioni delle fondazioni nonché come comportamento strutturale. Si riportano dunque di seguito i calcoli delle sollecitazioni e le verifiche di stabilità e resistenza del Muro A, in quanto più onerose, visto le dimensioni in pianta e l’altezza del paramento verticale. Le armature così progettate verranno poi estese anche al Muro B.

sezione stratigrafica Muro A



La spinta sul muro per ogni combinazione di carico è stata determinata tramite il programma MAX 10.0 prodotto dalla ditta AZTEC INFORMATICA. Le sollecitazioni dei paramenti sono state determinate con il programma agli elementi finiti MODEST ver. 8.0 costruito il modello strutturale del muro è stato assegnato al paramento principale il valore della spinta per ogni combinazione di carico.

Caratteristiche dei Terreni

γ γs φ δ c’(Kg/m2)

corpo arginale 1800 2100 25.00 16.67 0.140 Nucleo impermeabile 1800 2000 28.00 18.67 0.100 Carichi sui Terreni

Sulla sommità del terreno di monte si è applicato un carico lineare pari a 500 Kg/m per tener conto dei mezzi meccanici necessari per la compattazione dei vari strati Parametri per l’azione sismica

- SLU ag = 1.237 g F0 = 2.396 Tc* = 0.303 - SLE ag = 1.237 g F0 = 2.396 Tc* = 0.303 - categoria sottosuolo C - categoria topografica T1

Combinazioni SLU Accelerazione al suolo ag 1.24 [m/s^2] Coefficiente di amplificazione per tipo di sottosuolo (S) 1.50 Coefficiente di amplificazione topografica (St) 1.00 Coefficiente riduzione (βm) 0.24 Rapporto intensità sismica verticale/orizzontale 0.50 Coefficiente di intensità sismica orizzontale (percento) kh=(ag/g*βm*St*S) = 4.54 Coefficiente di intensità sismica verticale (percento) kv=0.50 * kh = 2.27 Combinazioni SLE Accelerazione al suolo ag 0.53 [m/s^2] Coefficiente di amplificazione per tipo di sottosuolo (S) 1.50 Coefficiente di amplificazione topografica (St) 1.00 Coefficiente riduzione (βm) 0.18 Rapporto intensità sismica verticale/orizzontale 0.50 Coefficiente di intensità sismica orizzontale (percento) kh=(ag/g*βm*St*S) = 1.46 Coefficiente di intensità sismica verticale (percento) kv=0.50 * kh = 0.73



Combinazioni di Carico

Combinazione n° 1 SLU (Approccio 2) γ Ψ C Peso proprio 1.30 1.00 1.30 Spinta terreno 1.30 1.00 1.30 Condizione 1 1.30 1.00 1.30 Combinazione n° 2 EQU

γ Ψ C Peso proprio 1.10 1.00 1.10 Spinta terreno 1.10 1.00 1.10 Condizione 1 1.10 1.00 1.10 Combinazione n° 3 STAB

γ Ψ C Peso proprio 1.00 1.00 1.00 Spinta terreno 1.00 1.00 1.00 Condizione 1 1.00 1.00 1.00 Combinazione n° 4 SLU (Approccio 2) - Sisma Vert. positivo γ Ψ C Peso proprio 1.00 1.00 1.00 Spinta terreno 1.00 1.00 1.00 Condizione 1 1.00 1.00 1.00 Combinazione n° 5 SLU (Approccio 2) - Sisma Vert. negativo γ Ψ C Peso proprio 1.00 1.00 1.00 Spinta terreno 1.00 1.00 1.00 Condizione 1 1.00 1.00 1.00 Combinazione n° 6 EQU - Sisma Vert. negativo γ Ψ C Peso proprio 1.00 1.00 1.00 Spinta terreno 1.00 1.00 1.00 Condizione 1 1.00 1.00 1.00 Combinazione n° 7 EQU - Sisma Vert. positivo γ Ψ C Peso proprio 1.00 1.00 1.00 Spinta terreno 1.00 1.00 1.00 Condizione 1 1.00 1.00 1.00 Combinazione n° 8 STAB - Sisma Vert. positivo



γ Ψ C Peso proprio 1.00 1.00 1.00 Spinta terreno 1.00 1.00 1.00 Condizione 1 1.00 1.00 1.00 Combinazione n° 9 STAB - Sisma Vert. negativo γ Ψ C Peso proprio 1.00 1.00 1.00 Spinta terreno 1.00 1.00 1.00 Condizione 1 1.00 1.00 1.00 Combinazione n° 10 SLE (Quasi Permanente) γ Ψ C Peso proprio 1.00 1.00 1.00 Spinta terreno 1.00 1.00 1.00 Condizione 1 1.00 1.00 1.00 Combinazione n° 11 SLE (Frequente) γ Ψ C Peso proprio 1.00 1.00 1.00 Spinta terreno 1.00 1.00 1.00 Condizione 1 1.00 1.00 1.00 Combinazione n° 12 SLE (Rara) γ Ψ C Peso proprio 1.00 1.00 1.00 Spinta terreno 1.00 1.00 1.00 Condizione 1 1.00 1.00 1.00 Analisi della Spinta

COMBINAZIONE n° 1 Valore della spinta statica 34713.59 [kg] Componente orizzontale della spinta statica 32913.74 [kg] Componente verticale della spinta statica 11032.62 [kg] Punto d'applicazione della spinta X = 2.50 [m] Y = -7.16 [m] Inclinaz. della spinta rispetto alla normale alla superficie 18.53 [°] Inclinazione linea di rottura in condizioni statiche 57.63 [°] COMBINAZIONE n° 2 Valore della spinta statica 36345.14 [kg] Componente orizzontale della spinta statica 35108.60 [kg] Componente verticale della spinta statica 9399.76 [kg] Punto d'applicazione della spinta X = 2.50 [m] Y = -7.07 [m]



Inclinaz. della spinta rispetto alla normale alla superficie 14.99 [°] Inclinazione linea di rottura in condizioni statiche 56.21 [°] COMBINAZIONE n° 4 Valore della spinta statica 24624.09 [kg] Componente orizzontale della spinta statica 23340.39 [kg] Componente verticale della spinta statica 7846.78 [kg] Punto d'applicazione della spinta X = 2.50 [m] Y = -7.34 [m] Inclinaz. della spinta rispetto alla normale alla superficie 18.58 [°] Inclinazione linea di rottura in condizioni statiche 57.38 [°] COMBINAZIONE n° 5 Valore della spinta statica 24624.09 [kg] Componente orizzontale della spinta statica 23340.39 [kg] Componente verticale della spinta statica 7846.78 [kg] Punto d'applicazione della spinta X = 2.50 [m] Y = -7.34 [m] Inclinaz. della spinta rispetto alla normale alla superficie 18.58 [°] Inclinazione linea di rottura in condizioni statiche 57.38 [°] COMBINAZIONE n° 6 Valore della spinta statica 32281.36 [kg] Componente orizzontale della spinta statica 31181.15 [kg] Componente verticale della spinta statica 8355.97 [kg] Punto d'applicazione della spinta X = 2.50 [m] Y = -7.12 [m] Inclinaz. della spinta rispetto alla normale alla superficie 15.00 [°] Inclinazione linea di rottura in condizioni statiche 56.08 [°] COMBINAZIONE n° 7 Valore della spinta statica 32281.36 [kg] Componente orizzontale della spinta statica 31181.15 [kg] Componente verticale della spinta statica 8355.97 [kg] Punto d'applicazione della spinta X = 2.50 [m] Y = -7.12 [m] Inclinaz. della spinta rispetto alla normale alla superficie 15.00 [°] Inclinazione linea di rottura in condizioni statiche 56.08 [°] COMBINAZIONE n° 10 Valore della spinta statica 24624.09 [kg] Componente orizzontale della spinta statica 23340.39 [kg] Componente verticale della spinta statica 7846.78 [kg] Punto d'applicazione della spinta X = 2.50 [m] Y = -7.34 [m] Inclinaz. della spinta rispetto alla normale alla superficie 18.58 [°] Inclinazione linea di rottura in condizioni statiche 57.38 [°] COMBINAZIONE n° 11 Valore della spinta statica 24624.09 [kg] Componente orizzontale della spinta statica 23340.39 [kg]



Componente verticale della spinta statica 7846.78 [kg] Punto d'applicazione della spinta X = 2.50 [m] Y = -7.34 [m] Inclinaz. della spinta rispetto alla normale alla superficie 18.58 [°] Inclinazione linea di rottura in condizioni statiche 57.38 [°] COMBINAZIONE n° 12 Valore della spinta statica 24624.09 [kg] Componente orizzontale della spinta statica 23340.39 [kg] Componente verticale della spinta statica 7846.78 [kg] Punto d'applicazione della spinta X = 2.50 [m] Y = -7.34 [m] Inclinaz. della spinta rispetto alla normale alla superficie 18.58 [°] Inclinazione linea di rottura in condizioni statiche 57.38 [°] Modello FEM

Come descritto in precedenza le sollecitazioni sono state determinate con un modello FEM realizzato con MODEST ver. 8.0 al quale sono state applicate le spinte riportatate in precedenza. Il modello è stato realizzato con elementi di tipo bidimensionale per i paramenti in elevazione e elementi monodimensionali per le travi di fondazione.

vista prospettica 1



vista prospettica 2

I risultati dell’analisi strutturale per le combinazioni di carico considerate sono riportate nel CD in ALLEGATO 3. Verifiche SLU

Per le verifiche di resistenza agli SLU le combinazioni di carico da considerare sono la n° 1, n° 4 e n° 5. La massima delle tre risulta essere la n°1 con una pressione alla base del paramento pari a 6384.82 Kg/m2.



Andamento delle pressioni sul paramento verticale – Comb. 1

Tale spinta è stata applicata al paramento verticale per determinare le sollecitazioni massime.



Applicazione della spinta al paramento verticale

Sollecitazioni flessionali Mzz



Sollecitazioni flessionali Mxx

Integrando le sollecitazioni su un metro di paramento si determinano i momenti massimi per le verifiche di resistenza. Si riporta di seguito i valori massimi del momento flettente nelle due direzioni per i due spessori del paramento verticale principale. Mxx max ( s =70 cm) = 159.74 KN m Mxx max ( s =50 cm) = 122.15 KN m Mzz max ( s =70 cm) = 140.92 KN m Mzz max ( s =50 cm) = 74.33 KN m



• Verifica Mxx max (s = 70 cm). Paramento armato con 4Ø16 sulle due facce.

• Verifica Mxx max (s = 50 cm). Paramento armato con 4Ø16 sulle due facce.



• Verifica Mzz max (s = 70 cm). Paramento armato con 5Ø16 sulle due facce.

• Verifica Mzz max (s = 50 cm). Paramento armato con 5Ø12 sulle due facce.



Verifiche SLE

Per le verifiche agli SLE si è considerato le seguenti combinazioni: n° 10 : SLE Quasi Permante n° 11 : SLE Frequente n° 12 : SLE Rara Per il caso in esame la spinta sul paramento risulta uguale per le tre combinazioni. La pressione massima alla base del paramento risulta pari a 4747.33 Kg/m2.

Andamento delle pressioni sul paramento verticale – Comb. 10, 11, 12



Si riporta di seguito i valori ottenuti dall’analisi strutturali e le relative verifiche delle tensioni di esercizio e di fessurazione. Per le verifiche di fessurazione si è considerato un valore limite delle aperture delle fessure W2 = 0.3 mm assunto per condizioni ambientali ordinarie e armature poco sensibili.

Sollecitazioni flessionali Mxx

Sollecitazioni flessionali Mzz



Mxx max ( s =70 cm) = 118.08 KN m Mxx max ( s =50 cm) = 90.95 KN m Mzz max ( s =70 cm) = 104.67 KN m Mzz max ( s =50 cm) = 55.35 KN m

• Verifica per Mxx max ( s =70 cm)

sezione

h 700 b 1000

Ac 700000

aramtura longitudinale inferiore

φ 16 n 4

As 804 d 670

aramtura longitudinale superiore

φ 16 n 4

As' 804 d' 30

n = 15

x = 108.05175 0.0006783

Jx = 4.304E+09 mm4

Aci = 724127 mm2

Combinazione caratteristica Rara

Msd = 118.08 KNm

Nsd = KN

Combinazione quasi permanente

Msd = 118.08 KNm

Nsd = 0 KN

Verifiche

sigma cls, car. = 2.965 N/mm2 < 0.60 fck Verificato

0.6 fck =

sigma acc, car. = 231.279 N/mm2 < 0.8 fyk Verificato

sigma cls, q.perm. = 2.965 N/mm2 < 0.45 fck Verificato

VERIFICA TENSIONI IN ESERCIZIO




sezione

h 500 b 1000

Ac 500000


φ 16 n 4

As 804 d 470


φ 16 n 4

As' 804 d' 30

n = 15

x = 88.326331 0.000492

Jx = 2.028E+09 mm4

Aci = 524127 mm2


Msd = 90.95 KNm

Nsd = KN


Msd = 90.95 KNm

Nsd = 0 KN

Verifiche


0.6 fck =






• Verifica per Mzz max ( s =70 cm)

sezione

h 700 b 1000

Ac 700000


φ 16 n 5

As 1005 d 670


φ 16 n 5

As' 1005 d' 30

n = 15

x = 118.23574 6.269E-05

Jx = 5.259E+09 mm4

Aci = 730159 mm2


Msd = 104.67 KNm

Nsd = KN


Msd = 104.67 KNm

Nsd = 0 KN

Verifiche


0.6 fck =







sezione

h 500 b 1000

Ac 500000


φ 12 n 5

As 565 d 470


φ 12 n 5

As' 565 d' 30

n = 15

x = 76.6842 0.0004363

Jx = 1.481E+09 mm4

Aci = 516965 mm2


Msd = 55.35 KNm

Nsd = KN


Msd = 55.35 KNm

Nsd = 0 KN

Verifiche


0.6 fck =







sezione

h 700 b 1000

Ac 700000


φ 16 n 4

As 804 d 670


φ 16 n 4

As' 804 d' 30

Determinazione di ε sm

n = 15

x = 108.0517 0

Jx = 4.3E+09 mm4

Aci = 724127 mm2

Msd = 118.08 KNm

Nsd = 0 KN

σ s = 231.279 N/mm2

αe= 6.3598745

ρeff= 0.0107233

Kt= 0.4

εsm= 0.000694 > 0.6 (σs/Es )

Determinazione di Δsmax

c= 30 mm

K1= 0.8

K2= 0.5

K3= 3.4

K4= 0.425

φ= 16

ρeff= 0.0107233

Δsmax= 355.6532 mm

Wd= 0.246766 mm < W2 Verificato

VERIFICA A FESSURAZIONE




sezione

h 500 b 1000

Ac 500000


φ 16 n 4

As 804 d 470


φ 16 n 4

As' 804 d' 30


n = 15

x = 88.32633 0.000492

Jx = 2.03E+09 mm4

Aci = 524127 mm2

Msd = 90.95 KNm

Nsd = 0 KN

σ s = 256.740 N/mm2

αe= 6.3598745

ρeff= 0.0107233

Kt= 0.4

εsm= 0.000774 > 0.6 (σs/Es)


c= 30 mm

K1= 0.8

K2= 0.5

K3= 3.4

K4= 0.425

φ= 16

ρeff= 0.0107233

Δsmax= 355.6532 mm






sezione

h 700 b 1000

Ac 700000


φ 16 n 5

As 1005 d 670


φ 16 n 5

As' 1005 d' 30


n = 15

x = 118.2357 8.037E-07

Jx = 5.26E+09 mm4

Aci = 730159 mm2

Msd = 104.67 KNm

Nsd = 0 KN

σ s = 164.718 N/mm2

αe= 6.3598745

ρeff= 0.0134041

Kt= 0.4

εsm= 0.000494 > 0.6 (σs/Es)


c= 30 mm

K1= 0.8

K2= 0.5

K3= 3.4

K4= 0.425

φ= 16

ρeff= 0.0134041

Δsmax= 304.9226 mm






sezione

h 500 b 1000

Ac 500000


φ 12 n 5

As 565 d 470


φ 12 n 5

As' 565 d' 30


n = 15

x = 76.6842 0.0004363

Jx = 1.48E+09 mm4

Aci = 516965 mm2

Msd = 55.35 KNm

Nsd = 0 KN

σ s = 220.495 N/mm2

αe= 6.3598745

ρeff= 0.0075398

Kt= 0.4

εsm= 0.000661 > 0.6 (σs/Es)


c= 30 mm

K1= 0.8

K2= 0.5

K3= 3.4

K4= 0.425

φ= 16

ρeff= 0.0075398

Δsmax= 462.7512 mm





Verifica di Ribaltamento

Per la verifica a ribaltamento si considerano le combinazioni n°2, n° 6 e n° 7 per cui si riporta il valore della componente orizzontale della risultante delle spinte e il relativo punto di applicazione. comb. n°2 ) Rx = 351.08 KN/m y = 7.07 m comb. n°6 ) Rx = 330.04 KN/m y = 7.12 m comb. n°7 ) Rx = 348.40 KN/m y = 7.12 m Il momento ribaltante resulta dunque: M rib = Rx max * Lunghezza Muro * (H muro – y ) = = 351.08 * 16.15 * (10.60-7.07) =20014.90 KN m



Il momento stabilizzante è dato dalla sommatoria delle risultanti delle forze peso moltiplicate per il loro braccio. Si riporta di seguito i momenti stabilizzanti generati da ogni porzione del muro e dalle porzioni di terreno sulle solette di fondazione. M stab. : 1) 2500 * ( 3.50 * 20.5 * 0.7) * 11.40 = 14069.79 KN m 2) 2500 * (0.7 *4.00 * 16.15) * 10.50 = 11870.25 KN m 3) 2500 * (0.5 *5.90*16.15) *10.40 0 12387.05 KN m 4) 1800 * ( 2.30 *9.90 * 20.15) * 11.90 = 98278.28 KN m 5) 2500 * ( 3.50 * 0.7 * 9.65) *4.285 *2 = 5703.75 KN m 6) 2500 * ( 0.5 *10.15 *6.10) *5.075 *2 = 7855.47 7) 1800 *( 2.50 *9.65 *6.10) * 4.825 * 2 = 25562.13 KN m M stab = Σ Mi stab. = 175726.67 KN m FS = (Mstab. x 0.9) / Mrib. = (175726.67 *0.9) / 20014.90 = 7.90 > 1 VERIFICATO La componente verticale della spinta Ry è stata trascurata poiché genera un’azione favorevole ossia stabilizzante.

Verifica di Scorrimento

La forza resistente allo scorrimento è pari a: Fr = 0.9 * Ntot * tgδ = 0.9 * 19842.29 * tg 18.67 = 6034.20 KN La forza sollecitante è pari alla risultante orizzontale della spinta della comb.1: Fs = Rx = 329.13 * 16.15 = 5315.45 KN FS = Fr/Fs = 1.14 > 1.10 VERIFICATO

La componente verticale della spinta Ry è stata trascurata poiché genera un’azione favorevole.



Verifica della Capacità Portante del Terreno - Verifica di Resistenza delle Fondazioni

Assumendo come polo di riferimento il centro P di rotazione a ribaltamento si determina l’eccentricità delle forze normali agenti rispetto a tale polo nel seguente modo: u = (Mstab.– Mrib.) / N

La combinazione da utilizzare per la verifica è la comb. n° 1. N tot. = Σ Ni * 1.5 + Ry = 19842.29 *1.5 +110.32 *16.15 = 31545.10 KN M stab. = Σ Mi stab. * 1.5 + Ry * b = 175726.67 * 1.5 + 110.32 * 16.15 * 13.15 = 287018.94 KN m M rib. = Rx * (H-y) = 329.13 * 16.15 * (10.60-7.16) = 18285.15 KN m u = (287018.94 – 18285.15) / 31545.10 = 8.52 m



La forza N risulta interna al nocciolo centrale d’inerzia le tensioni massime e minime risultano: σt max = 2.2 Kg/cm2

σt min = 1.63 Kg/cm2

geometria delle fondazioni del muro

Le tensioni sul terreno così determinate vengono confrontate con le tensioni limite determinate con la teoria di Meyerhof in funzione del tipo tipo di terreno e del tipo di fondazione.

CALCOLO DEL CARICO LIMITE PER UNA FONDAZIONE SUPERFICIALE

Il terreno di fondazione di qualsiasi struttura deve essere in grado di sopportare il carico che gliviene trasmesso dalle strutture sovrastanti senza che si verifichi rottura e senza che i cedimentidella struttura siano eccessivi. Questo foglio di calcolo affronta il problema della determinazionedella resistenza limite a taglio (carico ultimo o carico limite) di una fondazione. Il valore del caricolimite della fondazione diretta viene calcolato in funzione delle caratteristiche della fondazione edelle proprietà fisico-meccaniche del terreno di posa.

Il calcolo del carico limite viene determinato con la formula:

221lim

BNAcNADNAQ ccqq ⋅⋅⋅+⋅⋅+⋅⋅⋅= γγ γγ



γ1= 1800 Kg/m3 Peso specifico del terreno al di sopra della fondazioneφ = 28 ° Angolo di attrito interno del terreno di posa

γ2= 1800 Kg/m3 Peso specifico del terreno al di sotto della fondazionec= 0.1 Kg/cm2 Coesione del terrenoD= 0.7 m Altezza o Profondità della fondazioneB= 3.5 m Larghezza della fondazione (lato minore)L= 20.15 m Lunghezza della fondazione (lato maggiore)N= 0 Kg Carico sulla fondazioneδ = 0 ° Angolo di inclinazione del carico rispetto alla verticaleε = 0 ° Non previsto dalla Teoria di Meyerhofη = 0 ° Non previsto dalla Teoria di Meyerhof

EB = 0 m Eccentricità del carico lungo la larghezza B della fondazione

EL = 0 m Eccentricità del carico lungo la lunghezza L della fondazione

Per il significato dei simboli si fa riferimento alla figura seguente:

DATI DI INPUT

B

Dγ1

2γ , C φ,

q η

ε

DQ n

B

δγ1

2γ C, , φ

B = 3.50 mL = 20.15 m

3

Utilizzando la seguente formula:

con Per φ=0:

dove: sdigb

I valori dei coefficienti secondo la teoria 3 ) di MEYERHOF sono:

2.770

14.720 25.803 11.190

TEORIA DI MEYERHOF

è il fattore di formaè il fattore di profonditàè il fattore di inclinazione del caricoè il fattore di inclinazione del piano di campagnaè il fattore di inclinazione del piano di posa della fondazione

Coefficiente di spinta passiva:

Per il calcolo del carico limite si utilizzerà la teoria:

Dimensioni di calcolo della fondazione

Coefficienti:

221lim

BNAcNADNAQ ccqq ⋅⋅⋅+⋅⋅+⋅⋅⋅= γγ γγ

qqqqqq bgidsA ⋅⋅⋅⋅=

cccccc bgidsA ⋅⋅⋅⋅=γγγγγγ bgidsA ⋅⋅⋅⋅=

=PK

=qN =cN =γN

1=qA

cccccc bgidsA −−−++= 1



1.048 1.096 1.048

1.033 1.067 1.033

1.000 1.000 1.000

N.P. N.P. N.P.

N.P. N.P. N.P.N.P. = Non previsto dalla Teoria di Meyerhof

1.083 1.169 1.083

CARICO LIMITE: Qlim= 8.84 Kg/cm2

COEFFICIENTI CORRETTVI:

CARICO LIMITE SECONDO LA TEORIA DI MEYERHOF

Inclinazione piano di posa

Profondità

Inclinazione carico

Inclinazione piano di campagna

FATTORI SECONDO MEYERHOFForma =γs=cs=qs

=qi =ci =γi

=γd

=γg

=γb=cb=qb

=qg =cg

=cd=qd

=qA =cA =γA

Qlim / gr = 8.84 / 1.4 = 6.31 Kg/cm2 > σt max VERIFICATO Le sollecitazioni sulle fondazioni vengono determinate considerando uno schema a mensola di luce 2.30 m il carico q agente per un metro di larghezza è pari al maggiore dei due calcolati :

q = σt max – pfondazione - pterreno = 220 – (25 *0.7) – (18 * 9.9 ) = 24.30 KN/m

q = σt min – pfondazione - pterreno = 163 – (25 *0.7) – (18 * 6.10 ) = 35.70 KN/m M max = (35.70 * 2.302) / 2 = 94.42 KN m

Le fondazioni sono armate con doppia armatura, 1Ø16/20. Il momento resistente risulta Med = 259.90 KN m > Mrd = 94.42 VERIFICATO



3.5.2 PROGETTO E VERIFICA MURO B – D

Come già riportato in precedenza nella relazione tecnica generale il Muro B e D sono costituiti da tre paramenti verticali scollegati fra loro, ogni paramento viene dunque studiato come singola mensola a sbalzo. La forma in pianta dei tre muri è a C. Tutti i paramenti hanno spessore pari a 50 cm, altezza di 4.90 m per il muro D e di 6.00 m per il muro B, le fondazioni sono rettangolari di dimensione 3.50 x 0.7 m. Si riporta di seguito i dati di input e il quadro riassuntivo dei coefficienti di sicurezza calcolati per il muro B con altezza del paramento pari a 6.00 m le armature progettate sono state poi utilizzate anche per il muro C.

Carichi sui Terreni

Sulla sommità del terreno di monte si è applicato un carico lineare pari a 500 Kg/m per tener conto dei mezzi meccanici necessari per la compattazione dei vari strati Parametri per l’azione sismica

- SLU ag = 1.237 g F0 = 2.396 Tc* = 0.303



- SLE ag = 1.237 g F0 = 2.396 Tc* = 0.303

- categoria sottosuolo C

- categoria topografica T1

Quadro riassuntivo coeff. di sicurezza calcolati

Simbologia adottata C Identificativo della combinazione Tipo Tipo combinazione Sisma Combinazione sismica CSSCO Coeff. di sicurezza allo scorrimento CSRIB Coeff. di sicurezza al ribaltamento CSQLIM Coeff. di sicurezza a carico limite CSSTAB Coeff. di sicurezza a stabilità globale

C Tipo Sisma cssco csrib csqlim csstab 1 A1-M1 - [1] -- 1.1 -- 3.04 -- 2 EQU - [1] -- -- 2.92 -- -- 3 STAB - [1] -- -- -- -- 1.27 4 A1-M1 - [2] Orizzontale + Verticale positivo 1.21 -- 3.52 -- 5 A1-M1 - [2] Orizzontale + Verticale negativo 1.23 -- 3.75 -- 6 EQU - [2] Orizzontale + Verticale negativo -- 2.64 -- -- 7 EQU - [2] Orizzontale + Verticale positivo -- 2.69 -- -- 8 STAB - [2] Orizzontale + Verticale positivo -- -- -- 1.20 9 STAB - [2] Orizzontale + Verticale negativo -- -- -- 1.22 10 SLEQ - [1] -- -- -- 3.92 -- 11 SLEF - [1] -- -- -- 3.92 -- 12 SLER - [1] -- -- -- 3.92 -- L’analisi completa con tutte le verifiche di resistenza e stabilità sono riportate nel CD in ALLEGATO 4.



3.6 PARATIA DI SOTTOFONDAZIONE SUL TORRENTE “RESCO”

Tipi di strutture calcolate

Come detto in precedenza la paratia sarà formata da micropali di diversa lunghezza, 6 m e 8 m, in funzione della profondità di scavo necessaria. Inoltre verranno ad essere condotte due verifiche per ogni tipologia che tengano conto della fase iniziale, o transitoria, nella quale verrà effettuato lo scavo fino alla profondità necessaria per realizzare la fondazione del nuovo muro e verifiche nella fase finale, o definitiva, dove verrà ad essere riportato il terreno per ripristinare la quota del fondo come da progetto. In particolar modo le verifiche nella fase transitoria verranno condotte senza mettere in conto l’azione sismica, mentre quelle condotte con la geometria della fase finale saranno dimensionate anche in funzione di questa azione.

3.6.1 Paratia con micropali di 8 m

Geometria fase provvisoria

Geometria fase definitiva



3.6.2 Paratia con micropali di 6 m

Siccome questa tipologia di micropali verrà ad essere utilizzata in sezioni diverse dell’alveo che prevedono scavi a quote differenti si prenderà in esame le situazioni più sfavorevoli sia per la fase transitoria che finale. Geometria fase provvisoria

Geometria fase definitiva

Per entrambe le tipologie saranno considerati carichi sul profilo del terreno di monte sia permanenti che accidentali tenendo conto delle costruzioni presenti che ricadano in una porzione di terreno che interesse queste opere strutturali.



Paratia di micropali – Abbassamento alveo

Sul terreno a monte della paratia si considerano applicati come carichi uniformemente distribuiti:

- Carico permanente 6100 kg/m - Carico acc. 250 kg/m

Geometria paratia

Tipo paratia: Paratia di micropali Altezza fuori terra 2.40 [m] Profondità di infissione 5.60 [m] Altezza totale della paratia 8.00 [m] Lunghezza paratia 11.75 [m] Numero di file di micropali 1 Interasse fra i micropali della fila 0.40 [m] Diametro dei micropali 21.00 [cm] Numero totale di micropali 31 Numero di micropali per metro lineare 2.5 Diametro esterno del tubolare 139.70 [mm] Spessore del tubolare 10.00 [mm] Geometria cordoli

Simbologia adottata n° numero d'ordine del cordolo Y posizione del cordolo sull'asse della paratia espresso in [m] Cordoli in calcestruzzo B Base della sezione del cordolo espresso in [cm] H Altezza della sezione del cordolo espresso in [cm] Cordoli in acciaio A Area della sezione in acciaio del cordolo espresso in [cmq] W Modulo di resistenza della sezione del cordolo espresso in [cm^3]

n° Y Tipo B H A W 1 0.00 Calcestruzzo 40.00 35.00 -- --

È stata effettuata una verifica in condizioni statiche senza vincolo in testa alla paratia (condizione temporanea di scavo).



Descrizione terreni

Simbologia adottata n° numero d'ordine dello strato a partire dalla sommità della paratia Descrizione Descrizione del terreno γ peso di volume del terreno espresso in [kg/mc] γs peso di volume saturo del terreno espresso [kg/mc] φ angolo d'attrito interno del terreno espresso in [°] δ angolo d'attrito terreno/paratia espresso in [°] c coesione del terreno espressa in [kg/cmq]

n° Descrizione γ γs φ δ c 1 Terreno 1 2100 2300 31 20.67 0.050 2 Terreno 2 2000 2200 28 18.67 0.10

Descrizione stratigrafia

Simbologia adottata n° numero d'ordine dello strato a partire dalla sommità della paratia sp spessore dello strato in corrispondenza dell'asse della paratia espresso in [m] kw costante di Winkler orizzontale espressa in Kg/cm2/cm α inclinazione dello strato espressa in GRADI(°) Terreno Terreno associato allo strato

n° sp α kw Terreno 1 3 0.00 0.74 Terreno 1 2 10 0.00 2.92 Terreno 2

La geometria delle strutture, con la descrizione dei carichi, il tipo di analisi svolta, le sollecitazioni ed i risultati delle verifiche sono riportati in forma estesa nel CD in ALLEGATO 5.



Si riporta di seguito una sintesi dei principali risultati delle verifiche geotecniche nella forma Rd/Ed >1 . Per la paratia in condizioni provvisoria, (assenza di azione sismica), la combinazione più gravosa per tutti i tipi di verifica risulta essere la n° 4.

risultati verifiche comb. n°4

cerchi critico con superficie di scivolamento comb. n°4






Geometria paratia

Tipo paratia: Paratia di micropali Altezza fuori terra 1.60 [m] Profondità di infissione 6.40 [m] Altezza totale della paratia 8.00 [m] Lunghezza paratia 11.75 [m] Numero di file di micropali 1 Interasse fra i micropali della fila 0.40 [m] Diametro dei micropali 21.00 [cm] Numero totale di micropali 31 Numero di micropali per metro lineare 2.5 Diametro esterno del tubolare 139.70 [mm] Spessore del tubolare 10.00 [mm] Geometria cordoli



È stata effettuata una verifica in condizioni statiche e sismiche senza vincolo in testa alla paratia (condizione temporanea di scavo).



Descrizione terreni






La geometria delle strutture, con la descrizione dei carichi, il tipo di analisi svolta, le sollecitazioni ed i risultati delle verifiche sono riportati in forma estesa ne CD in ALLEGATO 6 .



Si riporta di seguito una sintesi dei principali risultati delle verifiche geotecniche nella forma Rd/Ed >1 . Le combinazioni più gravose risultano essere la n° 4 per condizioni statiche, e la n°8 per condizioni sismiche.












Geometria paratia

Tipo paratia: Paratia di micropali Altezza fuori terra 1.94 [m] Profondità di infissione 4.06 [m] Altezza totale della paratia 6.00 [m] Lunghezza paratia 71.4+21.45 [m] Numero di file di micropali 1 Interasse fra i micropali della fila 0.50 [m] Diametro dei micropali 21.00 [cm] Numero totale di micropali 188 Numero di micropali per metro lineare 2.0 Diametro esterno del tubolare 139.70 [mm] Spessore del tubolare 10.00 [mm] Geometria cordoli



È stata effettuata una verifica in condizioni statiche senza vincolo in testa alla paratia (condizione temporanea di scavo).



Descrizione terreni






La geometria delle strutture, con la descrizione dei carichi, il tipo di analisi svolta, le sollecitazioni ed i risultati delle verifiche sono riportati in forma estesa nel CD in ALLEGATO 7 .



Si riporta di seguito una sintesi dei principali risultati delle verifiche geotecniche nella forma Rd/Ed >1 . Per la paratia in condizioni provvisoria, (assenza di azione sismica), la combinazione più gravosa per tutti i tipi di verifica risulta essere la n° 4.








Geometria paratia

Tipo paratia: Paratia di micropali Altezza fuori terra 0.8 [m] Profondità di infissione 5.20 [m] Altezza totale della paratia 6.00 [m] Lunghezza paratia 71.4+21.45 [m] Numero di file di micropali 1 Interasse fra i micropali della fila 0.50 [m] Diametro dei micropali 21.00 [cm] Numero totale di micropali 188 Numero di micropali per metro lineare 2.0 Diametro esterno del tubolare 139.70 [mm] Spessore del tubolare 10.00 [mm] Geometria cordoli



È stata effettuata una verifica in condizioni statiche e sismiche senza vincolo in testa alla paratia (condizione temporanea di scavo).



Descrizione terreni






La geometria delle strutture, con la descrizione dei carichi, il tipo di analisi svolta, le sollecitazioni ed i risultati delle verifiche sono riportati in forma estesa ne CD in ALLEGATO 8.



Si riporta di seguito una sintesi dei principali risultati delle verifiche geotecniche nella forma Rd/Ed >1 . Le combinazioni più gravose risultano essere la n° 4 per condizioni statiche, e la n°8 per condizioni sismiche.







Le verifiche effettuate sia nei confronti degli Stati Limite Ultimi che gli Stati Limite di Esercizio risultano superate per entrambe le tipologie di paratie di micropali studiate.



3.7 OPERE STRUTTURALI NEL TRATTO FINALE DEL TORRENTE “RESCO”

3.7.1 VERIFICHE IDRAULICHE

Le verifiche al sifonamento sono state condotte con il metodo di Bligh-Lane che prevede il soddisfacimento della seguente espressione:

hcL

L ov ∆>+

3

dove: Lv: lunghezza dei percorsi verticali in aderenza alla struttura; Lo: lunghezza dei percorsi orizzontali in aderenza alla struttura; ∆h: differenza di carico tra monte e valle; c: coefficiente dipendente dal tipo di materiale.

Nel caso specifico siamo in presenza di materiali coerenti per cui è stato assunto il seguente valore di c:

− terreno in posto c=3 (terreno argilloso).

Si osserva che il metodo di Bligh-Lane si riferisce a un moto stazionario e non a un transitorio come nel caso in questione pertanto la sua applicazione fornisce risultati cautelativi.

Variante progettuale del tratto in sponda dx a valle del ponte su via Amendola

(Muro tipo DV1)

Muro di sponda destra del torrente Resco

c = 3 ∆h = 0.3 m c∆h = 0.9 m

Lv = 0.7+0.3+1+1+0.3+0.7= 4.0 m Lo = 0.8+0.25+0.8 = 1.85 m Lv +Lo /3= 4.62 m > 0.9 m

Figura: schema di filtrazione del muro di sponda destra del torrente Resco



Variante progettuale ai parapetti sul ponte di via Amendola (AM1)

La situazione idraulica rimane invariata rispetto a quanto previsto, quindi non si procede a nuove verifiche idrauliche. Saranno installati appositi giunti che impediscano la filtrazione in corrispondenza dell’attacco sulla soletta del marciapiede esistente. Sezione integrativa di dettaglio per il muro tipo S1

Muro di sponda sinistra del torrente Resco

c = 3.0 ∆h = 1.54 m c∆h = 4.62 m

Lv = 0.96+0.3+2.3+2.3+0.3+0.96 = 7.12 m Lo = 1.6+0.4+1.6 = 3.6 m Lv +Lo /3= 8.32 m > 4.62 m

Figura: schema di filtrazione del muro di sponda sinistra del torrente Resco



3.7.2 COMMENTI, SCHEMI E VERIFICHE STRUTTURALI

Si riportano di seguito, per ogni manufatto, gli schemi grafici del modello di calcolo utilizzato, i commenti alle principali verifiche effettuate, i risultati grafici delle verifiche di stabilità globale opera-terreno e tutte le verifiche previste dalla normativa vigente. Per le indicazioni di carattere generale si rimanda ai depositi precedenti.

Per l’introduzione dei dati di input, la modellazione geometrico-strutturale e per le verifiche di tutti gli elementi strutturali è stato utilizzato il programma MAX 10 prodotto dalla ditta AZTEC INFORMATICA, con sede in Corso Umberto 43, Casole Bruzio (CS).

Muro tipo DV1

Il muro in c.a. in oggetto è dotato di sperone ed è realizzato con lastre prefabbricate di spessore pari a 5 cm rivestite in pietra. Il muro ha la funzione di contenimento degli eventi di piena duecentennale in sponda destra (sollecitazione dominante), non ha dunque funzione di sostegno del terreno.

Per l’introduzione dei dati di input, la modellazione geometrico-strutturale del muro e per le verifiche di tutti gli elementi strutturali è stato utilizzato il programma MAX 10.10 prodotto dalla ditta AZTEC INFORMATICA, con sede in Corso Umberto 43, Casole Bruzio (CS).

Modellazione geologica-geotecnica

La caratterizzazione e la modellazione geologica del sito si rimanda alla relazione geologica e a quella geotecnica redatte dal Dott. Geol. Eros Aiello dello Società di Ingegneria Geo Eco Engineering srl, allegate al progetto. Si riportano sinteticamente le caratteristiche del terreno utilizzate per il calcolo:

γ γs φ δ c ca 1900 2000 28,00 18,67 0,00 0,00

con: γ peso di volume del terreno espresso in [kg/mc] γs peso di volume saturo del terreno espresso in [kg/mc] φ angolo d'attrito interno espresso in [°] δ angolo d'attrito terra-muro espresso in [°] c coesione espressa in [kg/cmq] ca adesione terra-muro espressa in [kg/cmq]

Si specifica che l'angolo di attrito terra muro è stato assunto pari a 2/3φ.

Modellazione sismica

Sotto l’effetto delle azioni sismiche definite nel punto 3.2 del D.M. 14/01/2008 deve essere garantito il rispetto degli stati limite ultimi e di esercizio come espresso al punto 3.2.1, in condizioni sismiche. La normativa considera che il rispetto dei vari stati limite sia soddisfatto se:

• l’ente sollecitante è inferiore dell’ente resistente in relazione al solo SLD per gli SLE; • l’ente sollecitante è inferiore dell’ente resistente in relazione al solo SLV per gli SLU.



Trattandosi di un muro a quota tale che viene raggiunto dal livello dell’acqua in caso di piena duecentennale e per brevi periodi, sono state effettuate le verifiche nelle condizioni più critiche in presenza di spinta e sottospinta idraulica ma in assenza di sisma.

Carichi e sovraccarichi

Il muro è stato dimensionato per resistere al carico costituito dalla portata di piena duecentennale.

Si riporta di seguito la geometria del muro in oggetto e la schematizzazione grafica del modello di calcolo utilizzato.

Figura: geometria del muro di sponda destra del torrente Resco



Figura: schema di calcolo del muro di sponda destra del torrente Resco

Armature risultanti

Le armature risulti dal calcolo sono riportate di seguito:



Figura: armatura del muro di sponda destra del torrente Resco



Quadro riassuntivo dei coefficienti di sicurezza calcolati


C Tipo Sisma cssco csrib csqlim csstab 1 A1-M1 - [1] -- 3.51 -- 9.68 -- 2 A2-M2 - [1] -- 2.57 -- 6.01 -- 3 EQU - [1] -- -- 99.90 -- -- 4 STAB - [1] -- -- -- -- 12.57 5 A1-M1 - [2] -- 1.70 -- 9.14 -- 6 A2-M2 - [2] -- 1.28 -- 7.32 -- 7 EQU - [2] -- -- 1.67 -- -- 8 STAB - [2] -- -- -- -- 72.07 9 SLEQ - [1] -- 3.48 -- 12.63 -- 10 SLEF - [1] -- 2.90 -- 12.57 -- 11 SLER - [1] -- 2.17 -- 12.03 --

Risultato grafico della combinazione critica per la verifica di stabilità globale opera/terreno

Figura: risultato verifica stabilità globale opera/terreno

Il tipo di analisi svolta, le sollecitazioni ed i risultati delle verifiche sono riportati in forma estesa nel CD in ALLEGATO 9.



Gabbionata tipo DV2

Muro in gabbioni di pietrame, a sostegno del rialzamento dell’argine in terra in sponda destra. Si riporta di seguito la schematizzazione grafica del modello di calcolo utilizzato.

Trovandosi a sostegno della scarpata dell’argine in terra in sponda destra, data la modesta altezza del manufatto, la verifica critica è stata quella a scorrimento, considerando anche il sisma e il sovraccarico sullo stesso; non è stata considerata la spinta idraulica data la posizione non soggetta ad allagamento, per la presenza del precedente muro a protezione della piena due centennale e



dell’argine stesso; la quota di imposta è superiore a quella della falda. Di seguito si riportano i risultati più significativi. Quadro riassuntivo coeff. di sicurezza calcolati


C Tipo Sisma cssco csrib csqlim csstab 1 A1-M1 - [1] -- 2,40 -- 7,52 -- 2 A1-M1 - [1] -- 3,17 -- 6,74 -- 3 A1-M1 - [1] -- 2,40 -- 7,52 -- 4 A1-M1 - [1] -- 3,17 -- 6,74 -- 5 A2-M2 - [1] -- 1,92 -- 4,04 -- 6 EQU - [1] -- -- 10,78 -- -- 7 STAB - [1] -- -- -- -- 1,98 8 A1-M1 - [2] -- 1,67 -- 5,03 -- 9 A1-M1 - [2] -- 1,33 -- 5,31 -- 10 A1-M1 - [2] -- 1,67 -- 5,03 -- 11 A1-M1 - [2] -- 1,33 -- 5,31 -- 12 A2-M2 - [2] -- 1,02 -- 2,92 -- 13 EQU - [2] -- -- 3,87 -- -- 14 STAB - [2] -- -- -- -- 1,52 15 A1-M1 - [3] Orizzontale + Verticale positivo 2,53 -- 8,14 -- 16 A1-M1 - [3] Orizzontale + Verticale negativo 2,66 -- 8,97 -- 17 A2-M2 - [3] Orizzontale + Verticale positivo 1,32 -- 3,35 -- 18 A2-M2 - [3] Orizzontale + Verticale negativo 1,36 -- 3,67 -- 19 EQU - [3] Orizzontale + Verticale positivo -- 7,98 -- -- 20 EQU - [3] Orizzontale + Verticale negativo -- 6,69 -- -- 21 STAB - [3] Orizzontale + Verticale positivo -- -- -- 1,77 22 STAB - [3] Orizzontale + Verticale negativo -- -- -- 1,81 23 A1-M1 - [4] Orizzontale + Verticale positivo 2,53 -- 8,14 -- 24 SLEQ - [1] -- 4,93 -- 9,78 -- 25 SLEF - [1] -- 2,55 -- 7,96 -- 26 SLER - [1] -- 2,20 -- 7,48 -- 27 SLEQ - [1] Orizzontale + Verticale positivo 3,71 -- 9,21 -- 28 SLEQ - [1] Orizzontale + Verticale negativo 3,83 -- 9,53 -- 29 SLEF - [1] Orizzontale + Verticale positivo 2,15 -- 7,40 -- 30 SLEF - [1] Orizzontale + Verticale negativo 2,19 -- 7,65 -- 31 SLER - [1] Orizzontale + Verticale positivo 1,90 -- 6,96 -- 32 SLER - [1] Orizzontale + Verticale negativo 1,93 -- 7,18 --



Si riporta di seguito il risultato grafico della combinazione critica per la verifica di stabilità globale opera/terreno.

Lo sviluppo esteso delle verifiche è riportato nel CD in ALLEGATO 10.

Muro tipo AM1

Muro in c.a., realizzato con lastre prefabbricate sp.= 5 cm rivestite in pietra, a contenimento degli eventi di piena (sollecitazione dominante). Si riporta di seguito la schematizzazione grafica del modello di calcolo utilizzato.



Trattandosi di un muro realizzato sulla soletta del ponte esistente ed a quota tale che viene raggiunto dal livello dell’acqua in caso di piena duecentennale e per brevi periodi, sono state effettuate le sole verifiche strutturali del paramento nelle condizioni più critiche, in presenza di spinta idraulica ma in assenza di sisma, delle quali di seguito si riportano i risultati più significativi. Inviluppo armature e tensioni nei materiali del muro

L'ordinata Y(espressa in [m]) è considerata positiva verso il basso con origine in testa al muro B base della sezione espressa in [cm] H altezza della sezione espressa in [cm] Afs area di armatura in corrispondenza del lembo di monte in [cmq] Afi area di armatura in corrispondenza del lembo di valle in [cmq] σc tensione nel calcestruzzo espressa in [kg/cmq] τc tensione tangenziale nel calcestruzzo espressa in [kg/cmq] σfs tensione nell'armatura disposta sul lembo di monte in [kg/cmq] σfi tensione nell'armatura disposta sul lembo di valle in [kg/cmq] Nu sforzo normale ultimo espresso in [kg] Mu momento ultimo espresso in [kgm] CS coefficiente sicurezza sezione Vcd Aliquota di taglio assorbito dal cls Vwd Aliquota di taglio assorbito dall'armatura Inviluppo SLU

Nr. Y B H Afs Afi Nu Mu CS Vcd Vwd 1 0.00 100.00 25.00 2.51 2.51 0 0 1000.00 10271 0 2 0.05 100.00 25.00 2.51 2.51 239146 0 5888.19 10271 0 3 0.10 100.00 25.00 5.03 5.03 256353 0 3158.66 10271 0 4 0.15 100.00 25.00 2.51 2.51 234795 0 1930.97 10271 0 5 0.20 100.00 25.00 2.51 2.51 231116 0 1428.00 10271 0 6 0.25 100.00 25.00 2.51 2.51 226552 0 1122.26 10271 0 7 0.30 100.00 25.00 2.51 2.51 212809 0 907.30 10271 0 8 0.35 100.00 25.00 2.51 2.51 186526 0 694.82 10271 0



9 0.40 100.00 25.00 9.30 2.51 157718 0 525.00 10271 0 10 0.45 100.00 25.00 9.30 2.51 131042 0 395.14 10271 0 11 0.50 100.00 25.00 9.30 2.51 108896 0 298.28 10271 0 12 0.55 100.00 25.00 9.30 2.51 91179 0 228.18 10271 0 13 0.60 100.00 25.00 9.30 2.51 77186 0 177.56 10271 0 14 0.65 100.00 25.00 9.30 2.51 64388 0 140.51 10271 0 15 0.70 100.00 25.00 9.30 2.51 53133 0 108.97 10271 0 16 0.75 100.00 25.00 19.35 12.57 62393 0 115.41 10271 0 17 0.80 100.00 25.00 16.84 10.05 51028 0 89.62 10271 0 18 0.85 100.00 25.00 16.84 0.00 42331 0 68.47 10271 0 19 0.90 100.00 25.00 6.79 0.00 20961 0 34.21 10271 0 20 0.95 100.00 25.00 6.79 0.00 18000 0 27.60 10271 0 21 1.00 100.00 25.00 6.79 0.00 15666 0 22.67 10271 0 Inviluppo SLE Nr. Y B H Afs Afi σc τc σfs σfi 1 0.00 100.00 25.00 2.51 2.51 0.00 0.00 0.00 0.00 2 0.05 100.00 25.00 2.51 2.51 0.01 0.00 -0.18 -0.18 3 0.10 100.00 25.00 5.03 5.03 0.03 0.00 -0.35 -0.36 4 0.15 100.00 25.00 2.51 2.51 0.04 0.01 -0.54 -0.57 5 0.20 100.00 25.00 2.51 2.51 0.06 0.01 -0.71 -0.80 6 0.25 100.00 25.00 2.51 2.51 0.09 0.02 -0.88 -1.04 7 0.30 100.00 25.00 2.51 2.51 0.12 0.03 -1.05 -1.32 8 0.35 100.00 25.00 2.51 2.51 0.15 0.04 -1.20 -1.64 9 0.40 100.00 25.00 9.30 2.51 0.20 0.06 -1.28 -1.98 10 0.45 100.00 25.00 9.30 2.51 0.26 0.07 -1.40 -2.40 11 0.50 100.00 25.00 9.30 2.51 0.35 0.09 -1.52 -2.84 12 0.55 100.00 25.00 9.30 2.51 0.48 0.10 -1.63 -3.22 13 0.60 100.00 25.00 9.30 2.51 0.66 0.12 3.91 -3.41 14 0.65 100.00 25.00 9.30 2.51 0.88 0.15 7.85 -3.51 15 0.70 100.00 25.00 9.30 2.51 1.15 0.17 13.16 -3.96 16 0.75 100.00 25.00 19.35 12.57 1.23 0.19 11.63 -4.28 17 0.80 100.00 25.00 16.84 10.05 1.56 0.22 17.66 -4.53 18 0.85 100.00 25.00 16.84 0.00 1.92 0.25 22.67 0.00 19 0.90 100.00 25.00 6.79 0.00 2.90 0.28 64.19 0.00 20 0.95 100.00 25.00 6.79 0.00 3.46 0.31 81.47 0.00 21 1.00 100.00 25.00 6.79 0.00 4.09 0.35 101.06 0.00 È stata effettuata la sola verifica strutturale del paramento, in quanto il muro verrà inghisato sulla soletta esistente del marciapiede presente sul ponte lungo via Amendola. Lo sviluppo esteso delle verifiche è riportato nel CD in ALLEGATO 11.



Muro tipo S1

Il muro in c.a. in oggetto è dotato di sperone ed è realizzato con lastre prefabbricate di spessore pari a 5 cm rivestite in pietra. Il muro ha la funzione di contenimento degli eventi di piena duecentennale in sponda sinistra (sollecitazione dominante), non ha funzione di sostegno del terreno.

Per l’introduzione dei dati di input, la modellazione geometrico-strutturale del muro e per le verifiche di tutti gli elementi strutturali è stato utilizzato il programma MAX 10.10 prodotto dalla ditta AZTEC INFORMATICA, con sede in Corso Umberto 43, Casole Bruzio (CS).


La caratterizzazione e la modellazione geologica del sito si rimanda alla relazione geologica e a quella geotecnica redatte dal Dott. Geol. Eros Aiello dello Società di Ingegneria Geo Eco Engineering srl, allegate al progetto Si riportano sinteticamente le caratteristiche del terreno utilizzate per il calcolo:

γ γs φ δ c ca 1900 2000 28,00 18,67 0,00 0,00

con: γ peso di volume del terreno espresso in [kg/mc] γs peso di volume saturo del terreno espresso in [kg/mc] φ angolo d'attrito interno espresso in [°] δ angolo d'attrito terra-muro espresso in [°] c coesione espressa in [kg/cmq] ca adesione terra-muro espressa in [kg/cmq]

Si specifica che l'angolo di attrito terra muro è stato assunto pari a 2/3φ.




Trattandosi di un muro a quota tale che viene raggiunto dal livello dell’acqua in caso di piena duecentennale e per brevi periodi, sono state effettuate le verifiche nelle condizioni più critiche in presenza di spinta e sottospinta idraulica ma in assenza di sisma.


Il muro è stato dimensionato per resistere al carico costituito dalla portata di piena duecentennale.



Si riporta di seguito la geometria del muro in oggetto e la schematizzazione grafica del modello di calcolo utilizzato.

Figura: geometria del muro di sponda sinistra del torrente Resco

Figura: schema di calcolo del muro di sponda sinistra del torrente Resco



Armature risultanti

Le armature risulti dal calcolo sono riportate di seguito:

Figura: armatura del muro di sponda sinistra del torrente Resco



Quadro riassuntivo dei coefficienti di sicurezza calcolati


C Tipo Sisma cssco csrib csqlim csstab 1 A1-M1 - [1] -- 3.42 -- 9.25 -- 2 A1-M1 - [1] -- 3.78 -- 9.28 -- 3 A1-M1 - [1] -- 3.57 -- 9.32 -- 4 A1-M1 - [1] -- 3.62 -- 9.34 -- 5 A2-M2 - [1] -- 2.90 -- 5.44 -- 6 EQU - [1] -- -- 99.90 -- -- 7 STAB - [1] -- -- -- -- 17.24 8 A1-M1 - [2] -- 2.55 -- 6.28 -- 9 A1-M1 - [2] -- 2.45 -- 6.39 -- 10 A1-M1 - [2] -- 2.63 -- 6.18 -- 11 A1-M1 - [2] -- 2.53 -- 6.30 -- 12 A2-M2 - [2] -- 2.08 -- 3.79 -- 13 EQU - [2] -- -- 99.90 -- -- 14 STAB - [2] -- -- -- -- 4.78 15 SLEQ - [1] -- 4.02 -- 11.17 -- 16 SLEF - [1] -- 3.56 -- 9.99 -- 17 SLER - [1] -- 3.08 -- 8.43 --



Risultato grafico della combinazione critica per la verifica di stabilità globale opera/terreno

Figura: risultato verifica stabilità globale opera/terreno




Scogliera a completamento di quella esistente

In sponda sinistra del torrente Resco si prevede, per una lunghezza di circa 14 m, la realizzazione di una scogliera in massi ciclopici di grossa pezzatura a completamento della scogliera esistente.

La stabilità del pendio è stata verificata sia a breve termine, ovvero in condizioni non drenate, che a lungo termine, ovvero in condizioni drenate.

Per l’introduzione dei dati di input, la modellazione geometrica della scogliera e per l'esecuzione delle verifiche è stato utilizzato il programma SCAT 11 prodotto dalla ditta AZTEC INFORMATICA, con sede in Corso Umberto 43, Casole Bruzio (CS).


La caratterizzazione e la modellazione geologica del sito si rimanda alla relazione geologica e a quella geotecnica redatte dal Dott. Geol. Eros Aiello dello Società di Ingegneria Geo Eco Engineering srl, allegate al progetto. Si riportano sinteticamente le caratteristiche del terreno utilizzate per il calcolo:

γ γs φ c cu H Terreno 1 1900 2000 28,00 0,00 0,31 3,00 Terreno 2 2000 2000 28,00 0,10 0,34 4,00 Scogliera 2000 2000 50,00 4,00 4,00 -

con: γ peso di volume del terreno espresso in [kg/mc]; γs peso di volume saturo del terreno espresso in [kg/mc]; φ angolo d'attrito interno espresso in [°]; c coesione drenata espressa in [kg/cmq]; cu coesione non drenata espressa in [kg/cmq]; H spessore dello strato.




La verifica a breve termine è stata condotta utilizzando i seguenti parametri di input per la modellazione sismica:

Comune: Figline; Provincia: Firenze; Tipo opera: Opera di importanza strategica; Classe d'uso: Classe III - affollamenti significativi e industrie non pericolose; Vita nominale: 100 [anni]; Categoria sottosuolo: C; Categoria topografica: T1.



La verifica a lungo termine è stata invece condotta valutando la condizione più critica di rapido svaso, ovvero con livello di falda coincidente con il piano campagna, ma in assenza di sisma.


Per la verifica della scarpata è stato considerato il carico verticale costituito dal peso del muro di sostegno in sponda sinistra retrostante la scarpata stessa.

Si riporta di seguito la schematizzazione grafica del modello di calcolo utilizzato per la verifica della scogliera in oggetto.

Figura: schematizzazione della scogliera di sponda sinistra del torrente Resco - condizione a lungo termine

Figura: schematizzazione della scogliera di sponda sinistra del torrente Resco - condizione a breve termine (rapido svaso)



Quadro sintetico dei coefficienti di sicurezza

Simbologia adottata Nr Numero di superfici analizzate FSmin Coeff. di sicurezza minimo Smin Superficie con coeff. di sicurezza minimo FSmax Coeff. di sicurezza massimo Smax Superficie con coeff. di sicurezza massimo

Metodo Tipo di verifica Nr FSmin Smin FSmax Smax Bishop Lungo termine 9752 1,189 1 -10,326 9752 Bishop Breve termine 4876 1,202 1 -22,751 4876

Risultato grafico superficie critica per la verifica di stabilità

Figura: risultato verifica stabilità - condizione a lungo termine



Figura: risultato verifica stabilità - condizione a breve termine (rapido svaso)

La geometria della scarpata, la descrizione dei carichi, il tipo di analisi svolta, le sollecitazioni ed i risultati delle verifiche sono riportati in forma estesa nel CD in ALLEGATI 13 e 14.



3.8 PARATIE DI MICROPALI NEL TRATTO FINALE DEL TORRENTE “FAELLA”

3.8.1 Tipi di strutture calcolate

• Paratia di micropali (Lato Muro di Sostegno)

• Paratia di micropali (Lato Gabbionate)



• Sezione Tipo

Calcolo della spinte

Metodo di Culmann (metodo del cuneo di tentativo) Il metodo di Culmann adotta le stesse ipotesi di base del metodo di Coulomb: cuneo di spinta a monte della parete che si muove rigidamente lungo una superficie di rottura rettilinea o spezzata (nel caso di terreno stratificato). La differenza sostanziale è che mentre Coulomb considera un terrapieno con superficie a pendenza costante e carico uniformemente distribuito (il che permette di ottenere una espressione in forma chiusa per il valore della spinta) il metodo di Culmann consente di analizzare situazioni con profilo di forma generica e carichi sia concentrati che distribuiti comunque disposti. Inoltre, rispetto al metodo di Coulomb, risulta più immediato e lineare tener conto della coesione del masso spingente. Il metodo di Culmann, nato come metodo essenzialmente grafico, si è evoluto per essere trattato mediante analisi numerica (noto in questa forma come metodo del cuneo di tentativo). I passi del procedimento risolutivo sono i seguenti: - si impone una superficie di rottura (angolo di inclinazione ρ rispetto all'orizzontale) e si considera il cuneo di spinta delimitato dalla superficie di rottura stessa, dalla parete su cui si calcola la spinta e dal profilo del terreno; - si valutano tutte le forze agenti sul cuneo di spinta e cioè peso proprio (W), carichi sul terrapieno, resistenza per attrito e per coesione lungo la superficie di rottura (R e C) e resistenza per coesione lungo la parete (A); - dalle equazioni di equilibrio si ricava il valore della spinta S sulla parete.



Questo processo viene iterato fino a trovare l'angolo di rottura per cui la spinta risulta massima nel caso di spinta attiva e minima nel caso di spinta passiva. Le pressioni sulla parete di spinta si ricavano derivando l'espressione della spinta S rispetto all'ordinata z. Noto il diagramma delle pressioni si ricava il punto di applicazione della spinta.

Analisi ad elementi finiti

La paratia è considerata come una struttura a prevalente sviluppo lineare (si fa riferimento ad un metro di larghezza) con comportamento a trave. Come caratteristiche geometriche della sezione si assume il momento d'inerzia I e l'area A per metro lineare di larghezza della paratia. Il modulo elastico è quello del materiale utilizzato per la paratia. La parte fuori terra della paratia è suddivisa in elementi di lunghezza pari a circa 5 centimetri e più o meno costante per tutti gli elementi. La suddivisione è suggerita anche dalla eventuale presenza di tiranti, carichi e vincoli. Infatti questi elementi devono capitare in corrispondenza di un nodo. Nel caso di tirante è inserito un ulteriore elemento atto a schematizzarlo. Detta L la lunghezza libera del tirante, Af l'area di armatura nel tirante ed Es il modulo elastico dell'acciaio è inserito un elemento di lunghezza pari ad L, area Af, inclinazione pari a quella del tirante e modulo elastico Es. La parte interrata della paratia è suddivisa in elementi di lunghezza, come visto sopra, pari a circa 5 centimetri. I carichi agenti possono essere di tipo distribuito (spinta della terra, diagramma aggiuntivo di carico, spinta della falda, diagramma di spinta sismica) oppure concentrati. I carichi distribuiti sono riportati sempre come carichi concentrati nei nodi (sotto forma di reazioni di incastro perfetto cambiate di segno). Schematizzazione del terreno

La modellazione del terreno si rifà al classico schema di Winkler. Esso è visto come un letto di molle indipendenti fra di loro reagenti solo a sforzo assiale di compressione. La rigidezza della singola molla è legata alla costante di sottofondo orizzontale del terreno (costante di Winkler). La costante di sottofondo, k, è definita come la pressione unitaria che occorre applicare per ottenere uno spostamento unitario. Dimensionalmente è espressa quindi come rapporto fra una pressione ed uno spostamento al cubo [F/L3]. È evidente che i risultati sono tanto migliori quanto più è elevato il numero delle molle che schematizzano il terreno. Se (m è l'interasse fra le molle (in cm) e b è la larghezza della paratia in direzione longitudinale (b=100 cm) occorre ricavare l'area equivalente, Am, della molla (a cui si assegna una lunghezza pari a 100 cm). Indicato con Em il modulo elastico del materiale costituente la paratia (in Kg/cm2), l'equivalenza, in termini di rigidezza, si esprime come

k ∆m Am=10000 x –––––––––

Em



Per le molle di estremità, in corrispondenza della linea di fondo scavo ed in corrispondenza dell'estremità inferiore della paratia, si assume una area equivalente dimezzata. Inoltre, tutte le molle hanno, ovviamente, rigidezza flessionale e tagliante nulla e sono vincolate all'estremità alla traslazione. Quindi la matrice di rigidezza di tutto il sistema paratia-terreno sarà data dall'assemblaggio delle matrici di rigidezza degli elementi della paratia (elementi a rigidezza flessionale, tagliante ed assiale), delle matrici di rigidezza dei tiranti (solo rigidezza assiale) e delle molle (rigidezza assiale). Verifica alla stabilità globale

La verifica alla stabilità globale del complesso paratia+terreno deve fornire un coefficiente di sicurezza non inferiore a 1.3. È usata la tecnica della suddivisione a strisce della superficie di scorrimento da analizzare. La superficie di scorrimento è supposta circolare. In particolare il programma esamina, per un dato centro 3 cerchi differenti: un cerchio passante per la linea di fondo scavo, un cerchio passante per il piede della paratia ed un cerchio passante per il punto medio della parte interrata. Si determina il minimo coefficiente di sicurezza su una maglia di centri di dimensioni 6x6 posta in prossimità della sommità della paratia. Il numero di strisce è pari a 50. Il coefficiente di sicurezza fornito da Fellenius si esprime secondo la seguente formula:

cibi Σi ( ––––––––– + [Wicosαi-uili]tgφi )

cosαi η = –––––––––––––––––––––––––––––––––––––

ΣiWisinαi dove n è il numero delle strisce considerate, bi e αi sono la larghezza e l'inclinazione della base della striscia iesima rispetto all'orizzontale, Wi è il peso della striscia iesima e ci e φi sono le caratteristiche del terreno (coesione ed angolo di attrito) lungo la base della striscia. Inoltre ui ed li rappresentano la pressione neutra lungo la base della striscia e la lunghezza della base della striscia (li = bi/cosαi ). Quindi, assunto un cerchio di tentativo si suddivide in n strisce e dalla formula precedente si ricava η. Questo procedimento è eseguito per il numero di centri prefissato e è assunto come coefficiente di sicurezza della scarpata il minimo dei coefficienti così determinati. Le verifiche nei confronti degli stati limite ultimi idraulici non sono state effettuate in quanto automaticamente soddisfatte. Il valore della forza instabilizzante, infatti non è maggiore del valore delle forze stabilizzanti, in quanto comunque la spinta verticale verso l’alto è controbilanciata dalla forza esercitata sempre dalla presenza dell’acqua. L’analisi delle prestazioni delle opere murarie agli SLU e agli SLE è stata condotta con software PAC 10.0 Versione 10.06a della ditta “AZTEC - Informatica” con sede a Casole Bruzzio (CS) concesso in licenza d’uso a Eurostudio – Ingegneria.



Di seguito si riporta la descrizione geometrica delle paratie. I dati di input e di output completi vengono forniti con il CD allegato (ALLEGATO 15). Per l’individuazione delle paratie di seguito elencate si rimanda alle tavole grafiche allegate.

3.8.2 Paratia di micropali (lato gabbionata) – Abbassamento alveo

La paratia di micropali necessaria per l’abbassamento del fondo dell’alveo dovrà sopportare oltre alla spinta del terreno, anche il carico dovuto alla gabbionata a monte di essa. Il carico sulla paratia prodotto dalla gabbionata viene ad essere valutato suddividendo in varie sezioni l’estensione della gabbionata e trovando di ognuna il proprio carico lineare (p). Si assimila l’effetto del carico (p) ad una forza lineare orizzontale pari a Ka·p e inclinata di 40° rispetto all’orizzontale. γGABB. = 2000 kg/mc; Po = γGABB x 0.5m x 0.5m = 500 kg/m P1 = γGABB x 0.72m x 1.5m = 2160 kg/m P2 = γGABB x 0.75m x 2.5m = 3750 kg/m Ka = 0.333 Quote di applicazione, riferite rispetto alla sommità della paratia: H (Ka·Po) = - 0.45 m H (Ka·P1) = - 0.96 m H (Ka·P2) = - 1.58 m Geometria paratia

Tipo paratia: Paratia di micropali Altezza fuori terra 2.00 [m] Profondità di infissione 2.00 [m] Altezza totale della paratia 4.00 [m] Lunghezza paratia 65.00 [m] Numero di file di micropali 1 Interasse fra i micropali della fila 1.00 [m] Diametro dei micropali 22.00 [cm] Numero totale di micropali 66 Numero di micropali per metro lineare 1.00 Diametro esterno del tubolare 139.70 [mm] Spessore del tubolare 10.00 [mm]



Geometria cordoli Simbologia adottata n° numero d'ordine del cordolo Y posizione del cordolo sull'asse della paratia espresso in [m] Cordoli in calcestruzzo B Base della sezione del cordolo espresso in [cm] H Altezza della sezione del cordolo espresso in [cm] Cordoli in acciaio A Area della sezione in acciaio del cordolo espresso in [cmq] W Modulo di resistenza della sezione del cordolo espresso in [cm^3]


È stata effettuata una verifica in condizioni statiche senza vincolo in testa alla paratia (condizione temporanea di scavo). Descrizione terreni


n° Descrizione γ γs φ δ c 2 Terreno B 2000 2500 28 9 0.50 3 Terreno C 2100 2800 31 10 0.10 4 Terreno D 2000 2000 28 9 1.47





n° sp α kw Terreno 1 1.60 0.00 1.77 Terreno B 2 1.40 0.00 1.18 Terreno C 3 7.00 0.00 6.55 Terreno D

3.8.3 Paratia di micropali (lato muro di sostegno) – Abbassamento alveo

La paratia di micropali necessaria per l’abbassamento del fondo dell’alveo dovrà sopportare oltre alla spinta del terreno, anche il carico dovuto al muro di sostegno e del cuneo di terreno tergo ad esso. Il carico sulla paratia prodotto dal muro di sostegno in c.a. e quello del terreno vengono ad essere valutati trovando il carico lineare (p) di ognuno di essi. Si assimila l’effetto del carico (p) ad una forza lineare orizzontale pari a Ka·p e inclinata di 40° rispetto all’orizzontale. γT = 1800 kg/mc; gc.a. = 2500 kg/mc; Po = γc.a. x 0.4m x 2.5m = 825 kg/m P1 = γT x 1.50m x 2.5m = 6840 kg/m Ka = 0.333 Quote di applicazione, riferite rispetto alla sommità della paratia: H (Ka·Po) = - 0.55 m H (Ka·P1) = - 1.47 m Geometria paratia

Tipo paratia: Paratia di micropali Altezza fuori terra 2.00 [m] Profondità di infissione 2.00 [m] Altezza totale della paratia 4.00 [m] Lunghezza paratia 40.00 [m] Numero di file di micropali 1 Interasse fra i micropali della fila 1.00 [m] Diametro dei micropali 22.00 [cm] Numero totale di micropali 41 Numero di micropali per metro lineare 1.00 Diametro esterno del tubolare 139.70 [mm] Spessore del tubolare 10.00 [mm]



Geometria cordoli Simbologia adottata n° numero d'ordine del cordolo Y posizione del cordolo sull'asse della paratia espresso in [m] Cordoli in calcestruzzo B Base della sezione del cordolo espresso in [cm] H Altezza della sezione del cordolo espresso in [cm] Cordoli in acciaio A Area della sezione in acciaio del cordolo espresso in [cmq] W Modulo di resistenza della sezione del cordolo espresso in [cm^3]


È stata effettuata una verifica in condizioni statiche senza vincolo in testa alla paratia (condizione temporanea di scavo). Descrizione terreni


n° Descrizione γ γs φ δ c 1 Terreno A 1950 2780 31 10 0.45 2 Terreno B 2000 2500 28 9 0.50 3 Terreno C 2100 2800 31 10 0.10 4 Terreno D 2000 2000 28 9 1.47





n° sp α kw Terreno 1 3.00 0 1.95 Terreno A 2 2.00 0 2.77 Terreno B 3 3.40 0 2.82 Terreno C 4 6.00 0 8.13 Terreno D

La geometria delle strutture, con la descrizione dei carichi, il tipo di analisi svolta, le sollecitazioni ed i risultati delle verifiche sono riportati in forma estesa nel CD in ALLEGATO 15 per quanto riguarda la paratia lato muro di sostegno e in ALLEGATO 16 per la paratia lato gabbionate.



3.9 REALIZZAZIONE DI SCOGLIERE E SCATOLARI NEL TRATTO FINALE DEL TORRENTE

“FAELLA”

Sezione in c.a. rivestita in pietra in elevazione, a contenimento dei terreni di sponda e dei

sovraccarichi presenti

Si riporta di seguito la schematizzazione grafica del modello di calcolo utilizzato.

Figura: schematizzazione dello scatolare ad U in c.a.

I terreni utilizzati per il calcolo sono: - Terreno di rinfianco e di fondazione: livello C

γ=2100 kg/mc ϕ =31° c'= 0,10 kg/cmq

- Carico del terreno: 4100 kg/m La geometria del manufatto è riportata di seguito, insieme alle armature risultanti dai calcoli:



Figura: geometria dello scatolare ad U in c.a.

Figura: armatura dello scatolare ad U



Pendio sovrastante lo scatolare

Figura: schematizzazione del pendio con pendenza 2/3 sovrastante lo scatolare in c.a.

Figura: schematizzazione del pendio con pendenza 2/3 sovrastante lo scatolare in c.a., condizione di rapido svaso

La geometria delle strutture, con la descrizione dei carichi, il tipo di analisi svolta, le sollecitazioni ed i risultati delle verifiche sono riportati in forma estesa nel CD in ALLEGATO 17 per quanto riguarda lo scatolare e in ALLEGATO 18 e 19 per la stabilità dei pendii.



3.10 SCATOLARI DI ALIMENTAZIONE E SCARICO DELLA CASSA

3.10.1 Scatolare di scarico della cassa (Nord e Sud)

Alla base degli sfioratori di sicurezza posti in destra e sinistra idraulica del torrente Faella sono previsti scatolari di scarico di luce 3.25 m x 2.00 m.


Figura: schematizzazione dello scatolare di scarico degli sfioratori

I terreni utilizzati per il calcolo sono: - Terreno di ricoprimento e di rinfianco: terreno arginale

γ=1800 kg/mc γsat=2100 kg/mc ϕ =25° c'= 0,37 kg/cmq

- Terreno di fondazione: terreno attuale Livello C γ=2100 kg/mc γsat=2300 kg/mc ϕ =31° c'= 0,10 kg/cmq

- Falda coincidente con il piano campagna.



I carichi applicati al terreno sono i seguenti:

- Carico del ricoprimento in massi ciclopici intasati in cls: γ=2400 kg/mc h=0.80 m q=1920 kg/m

- Carico triangolare del terreno costituente la rampa adiacente allo scatolare di scarico dallo sfioratore:

γ=2100 kg/mc h=0.51 m a distanza 15 m dalla parete del manufatto qdist.15m=1071 kg/m

- Carico dell'acqua: γ=1000 kg/mc h=0.92 m q=920 kg/m

La geometria del manufatto è riportata di seguito, insieme alle armature risultanti dai calcoli:

Figura: geometria dello scatolare di scarico degli sfioratori



Figura: armatura dello scatolare di scarico degli sfioratori

La geometria della struttura, con la descrizione dei carichi, il tipo di analisi svolta, le sollecitazioni ed i risultati delle verifiche sono riportati in forma estesa nel CD in ALLEGATO 20.



Muri d'ala scatolare di scarico della cassa (Nord e Sud)

I muri d'ala dei quattro scatolari di scarico delle casse nord e sud presentano altezza variabile e sono collegati da una soletta in c.a.. Si verifica dunque uno scatolare ad U con altezza dei piedritti pari all'altezza massima di quella che si ha per i muri d'ala dei quattro scatolari.

Figura: muri d'ala manufatto di scarico immissione sinistra

Figura: geometria dei muri d'ala dello scatolare di scarico degli sfioratori



Per la verifica si valuta la condizione più sfavorevole in assenza di falda; in caso di falda, infatti, si ha anche presenza d'acqua all'interno dello scatolare, che costituisce un carico favorevole per la struttura. Le caratteristiche dei terreni utilizzati per il calcolo sono le medesime utilizzate per la verifica degli scatolari di scarico, sopra indicate.

Si riportano di seguito le armature risultanti dal calcolo:

Figura: armature dei muri d'ala dello scatolare di scarico degli sfioratori




3.10.2 Scatolare da realizzare sotto lo sfioratore di sicurezza

Alla base dello scarico di sicurezza sul torrente Faella vengono previsti tre scatolari di

attraversamento di luce 4.0 m x 2.5 m per lo scatolare centrale e 4.0 m x 2.0 m per le due luci

laterali. Il calcolo di verifica è stato effettuato per la luce centrale di maggior sollecitazione.


Figura: schematizzazione dello scatolare centrale di scarico



I terreni utilizzati per il calcolo sono: - Terreno di ricoprimento e di rinfianco: terreno arginale

γ=1800 kg/mc γsat=2100 kg/mc ϕ =25° c'= 0,37 kg/cmq

- Terreno di fondazione: terreno attuale Livello C γ=2100 kg/mc γsat=2300 kg/mc ϕ =31° c'= 0,10 kg/cmq

- Falda coincidente con il piano campagna.

I carichi applicati al terreno sono i seguenti:

- Carico del ricoprimento in massi ciclopici intasati in cls: γ=2400 kg/mc h=0.80 m q=1920 kg/m


Figura: geometria dello scatolare centrale di scarico



Figura: armatura dello scatolare centrale di scarico




Muri d'ala Est dello scatolare da realizzare sotto lo sfioratore di sicurezza

I muri d'ala Est dello scatolare presentano altezza variabile, la verifica viene dunque condotta per l'altezza massima. Si riporta di seguito la geometria dei muri d'ala Est e la geometria adottata per il calcolo.

Figura: muri d'ala Est del manufatto di scarico sotto sfioratore di sicurezza

Figura: geometria adottata nel calcolo per i muri d'ala Est del manufatto di scarico sotto sfioratore di sicurezza



Per la verifica si valuta la condizione più sfavorevole in assenza di falda; in caso di falda, infatti, si ha anche presenza d'acqua tra i muri d'ala, che costituisce un carico favorevole per la struttura. Le caratteristiche dei terreni utilizzati per il calcolo sono le medesime utilizzate per la verifica dello scatolare da realizzare sotto lo sfioratore di sicurezza, sopra indicate.


Figura: armature muri d'ala Est del manufatto di scarico sotto sfioratore di sicurezza




Muri d'ala Ovest dello scatolare da realizzare sotto lo sfioratore di sicurezza

I muri d'ala Ovest dello scatolare presentano altezza variabile e sono collegati da una soletta in c.a., come mostrato nelle figure sotto riportate:

Figura: muri d'ala Ovest del manufatto di scarico sotto sfioratore di sicurezza

Figura: sezione muri d'ala Ovest del manufatto di scarico sotto sfioratore di sicurezza



La verifica viene condotta assumendo come geometria quella semplificata di scatolare ad U con altezza dei piedritti pari a quella dei muri d'ala e larghezza interna pari alla distanza tra questi ultimi, come mostrato di seguito:

Figura: geometria adottata nel calcolo per i muri d'ala Ovest del manufatto di scarico sotto sfioratore di sicurezza

Per la verifica si valuta la condizione più sfavorevole in assenza di falda; in caso di falda, infatti, si ha anche presenza d'acqua all'interno dello scatolare, che costituisce un carico favorevole per la struttura. Le caratteristiche dei terreni utilizzati per il calcolo sono le medesime utilizzate per la verifica degli scatolari di scarico, sopra indicate.


Figura: armature muri d'ala Ovest del manufatto di scarico sotto sfioratore di sicurezza




3.11 MURI DI SPONDA DEL TORRENTE FAELLA

Per i muri di sponda destro e sinistro del torrente Faella si sceglie di adottare la medesima geometria.

La verifica è stata condotta considerando la spinta idraulica assumendo il livello dell'acqua alla sommità del muro, ipotesi cautelativa in quanto il muro presenta una zona di possibile fuoriuscita dell'acqua alla quota della piena duecentennale e quindi inferiore di circa un metro alla sommità del muro.


Figura: schematizzazione del muro di sponda del torrente Faella




Figura: geometria del muro di sponda del torrente Faella



Figura: armatura del muro di sponda del torrente Faella




3.12 VERIFICHE AL SIFONAMENTO

Le verifiche al sifonamento sono state condotte con il metodo di Bligh-Lane che prevede il soddisfacimento della seguente espressione:

hcL

L ov ∆>+

3

dove: Lv =lunghezza dei percorsi verticali in aderenza alla struttura; Lo =lunghezza dei percorsi orizzontali in aderenza alla struttura; ∆h=differenza di carico tra monte e valle; c =coefficiente dipendente dal tipo di materiale.

Nel caso specifico siamo in presenza di materiali coerenti per cui è stato assunto il seguente valore di c: − terreno in posto c=3 (terreno argilloso)

Si osserva che il metodo di Bligh-Lane si riferisce a un moto stazionario e non a un transitorio come nel caso in questione pertanto la sua applicazione fornisce risultati cautelativi. Muro di sponda destro del torrente Faella

c = 6.5 ∆h = 3.5 m c∆h = 19.5 m

Lv = 1.5+0.4+8.1+7.0= 17.0 m Lo = 2.0+0.6+15.55 = 18.15 m Lv +Lo /3= 23.05 m > 19.50



Ammorsamento muro di raccordo destro lato autostrada.

c = 3.0 ∆h = 6.5 m c∆h = 19.5 m

Lv = 1.5 m Lo = 11.0+7.5+0.3+7.5+3.4+7.5+0.3+7.5+14.0 = 59.0 m Lv +Lo /3= 21.17 m

Ammorsamento muro di raccordo sinistro lato cassa.

c = 3.0 ∆h = 4.0 m c∆h = 12.0 m

Lv = 0.0 m Lo = 7.42+16.58+0.6+16.58+7.42= 48.6 m Lv +Lo /3= 16.20 m



Muro di raccordo sinistro del torrente Faella

c = 3.0 ∆h = 3.5 m c∆h = 10.5 m

Lv = 1.5+0.4+8.1+8.1+0.4+1.5 = 20 m Lo = 2.0+0.6+1.6 = 4.2 m Lv +Lo /3= 21.40 m > 10.5



Ammorsamento muro di raccordo sinistro lato autostrada.

c = 3.0 ∆h = 3.5 m c∆h = 10.5 m

Lv = 0.0 m Lo = 7.0+4.5+0.3+4.5+3.4+4.5+0.3+4.5+7.0 = 36.0 m Lv +Lo /3= 12.0 m

Ammorsamento muro di raccordo sinistro lato cassa.

c = 3.0 ∆h = 3.5 m c∆h = 10.5 m

Lv = 0.0 m Lo = 16.00+0.3+16.00= 32.3 m Lv +Lo /3= 10.76 m



Fornici Faella-Cassa destra Filtrazione superiore

c = 3.0 ∆h = 4.4 m c∆h = 13.2 m

Lv = 1.6+1.6+1.6+1.6 = 6.4 m Lo = 9.0+6.0+9.0 = 24.0 m Lv +Lo /3= 14.40 m

Filtrazione inferiore

c = 3.0 ∆h = 7.3 m c∆h = 21.9 m

Lv = 3.0+3.0+3.0+3.0 = 12.0 m Lo = 5.4+9.0+6.0+9.0+4.8 = 34.2 m Lv +Lo /3= 23.40 m

Filtrazione laterale

c = 3.0 ∆h = 5.8 m c∆h = 17.40 m

Lv = 0.0 m Lo = 2.6+9.0+6.0+6.0+6.0+6.0+6.0+9.0+2.8 = 53.4 m Lv +Lo /3= 17.80 m



Fornici Faella-Cassa sinistra Filtrazione superiore

c = 3.0 ∆h = 3.4 m c∆h = 10.2 m

Lv = 1.6+1.6+1.6+1.6 = 6.4 m Lo = 7.0+6.0+7.0 = 20.0 m Lv +Lo /3= 13.07 m


c = 3.0 ∆h = 6.3 m c∆h = 18.9 m

Lv = 3.0+3.0+3.0+3.0 = 12.0 m Lo = 4.8+7.0+6.0+7.0+7.6 = 32.4 m Lv +Lo /3= 22.80 m



Filtrazione laterale c = 3.0 ∆h = 4.8 m c∆h = 14.40 m

Lv = 0.0 m Lo = 2.8+7.0+6.0+6.0+6.0+6.0+6.0+7.0+2.8 = 49.6 m Lv +Lo /3= 16.53 m



Fornici Faella-Arno Filtrazione superiore

c = 3.0 ∆h = 4.5 m c∆h = 13.5 m

Lv = 1.6+1.6+1.6+1.6 = 6.4 m Lo = 9.4+4.0+9.40 = 22.8 m Lv +Lo /3= 14.00 m


c = 3.0 ∆h = 9.5 m c∆h = 28.5 m

Lv = 5.0+5.0+5.0+5.0= 20.0 m Lo = 5.6+9.4+4.0+9.40 = 28.4 m Lv +Lo /3= 29.47 m

Filtrazione laterale

c = 3.0 ∆h = 6.0 m c∆h = 18.00 m

Lv = 0.0 m Lo = 2.6+9.4+7.5+7.5+4.0+7.5+7.5+9.4 = 55.4 m Lv +Lo /3= 18.47 m



3.13 RIALZAMENTO DELL’ARGINE SUD DELLA CASSA

Per la geometria, il tipo di analisi svolta ed i risultati delle verifiche di stabilità in forma estesa si rimanda al CD allegato, in particolare agli output presenti negli ALLEGATI dal n.26 al n.31.



L’ Ufficio Direzione Lavori

Dott. Ing. Stefano Monni ________________________

Dott. Ing. Luciano Marradi ________________________

Dott. Ing. David Settesoldi ________________________



- ALLEGATO 1 -

- Dichiarazione di affidabilità dei codici di calcolo utilizzati-

- Giudizio motivato di accettabilità dei risultati-



DICHIARAZIONE DI AFFIDABILITA’ DEI CODICI DI CALCOLO UTILIZZATI

A supporto dei programmi sono stati forniti ampi manuali d’uso contenenti una vasta serie di test di validazione sia su esempi classici di Scienza delle Costruzioni, sia su esempi più complessi e reperibili nella bibliografia specializzata. Il progettista scrivente dichiara di aver analizzato preliminarmente la documentazione a corredo dei software e ne ha valutato l’affidabilità e l’idoneità al caso in esame.

GIUDIZIO MOTIVATO DI ACCETTABILITA’ DEI RISULTATI

L’analisi critica dei risultati e dei parametri di controllo, nonché il confronto con calcolazioni di massima eseguite manualmente con metodi tradizionali, portano a confermare l’ attendibilità dei risultati delle elaborazioni, in quanto si ottengo valori confrontabili (sforzi normali, momenti,…). Le scelte effettuate circa la schematizzazione e il modello di calcolo adottati sono da ritenersi appropriati, in quanto non sono state riscontrate labilità, le reazioni vincolari equilibrano i carichi applicati, la geometria e la distribuzione di carichi simmetrica dà origine a sollecitazioni simmetriche.



- ALLEGATO 2 -

- Dichiarazione di Affidabilità del Programma ModeSt (XFinest) -





- CD ALLEGATO –

Contiene i fascicoli dei calcoli in forma estesa (allegati successivi al n° 2)

Date post:	16-Oct-2021
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PS6.01.02 RelStrutt Rev

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