relazione geotecnica e sismicaviavas.regione.campania.it/opencms/export/sites/default/viavas/... ·...

� Relazione Geotecnica e Sismica

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Figura 5 - Sondaggi rappresentativi nei pressi delle aree di intervento

La cartografia di dettaglio mette in evidenza che i sondaggi significativi per la condotta da realizzare.

Figura 6 – Sondaggi di repertorio significativi per l’area di interventi


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Figura 7 – Sondaggio Sn08 del PUC significativo per l’area di intervento

Di seguito viene riportata la tabella in cui vengono indicati i sondaggi significativi per l’area del depuratore di Coda di Volpe e del

tratto della fognatura da realizzare lungo la litoranea S.P. 175.

SONDAGGIO TIPO X_COORD Y_COORD

P62 Prove penetrometrica 496537 4483130




S35 Sondaggi a carotaggio continuo 496771 4483283

R27 Sondaggi altri lavori 493846 4486268

R28 Sondaggi altri lavori 495388 4482704

SN08 Sondaggio PUC 494601 4483580


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CARATTERISTICHE FISICO MECCANICHE DEI TERRENI

I dati geotecnici vengono sintetizzate nel seguente schema litotecnico (in arancio lo strato che interagisce con la struttura:

STRATIGRAFIA TERRENO DH: Spessore strato; Gam: Peso unità di volume; Gams:Peso unità di volume saturo; Fi: Angolo di attrito; c: Coesione; Ey: Modulo Elastico; Ed: Modulo Edometrico; Ni: Poisson; cu: Coesione non drenata

1,0 1,0 Terreno di alterazione superfiale 1700,0 1750,0 18,0 0,10 0,40 0,35

4,0 3,0 Sabbia fine con limo, di colore

grigiastro mediamente addensata 1850,0 1900,0 26,0 0,12 0,55 0,45

10,5 6,5 Sabbia grossolana con ghiaia, con

limo di colore grigio chiaro 1850,0 1900,0 34,0 0,05 0,25 0,40

14,0 3,5 Alternanza di sabbia fine e medio

grossa, di colore grigiastro ben

addensata

1750,0 1780,0 30,0 0,05 0,25 0,40

19,0 5,0 Limo nerastro con livelli di torba

con poca ghiaia ed elementi

policromi. Consistenza molle

1750,0 1780,0 16,0 0,22 0,75 0,46

P

[m]

DH

[m] Descrizione

Gam

[Kg/m³]

Gams

[Kg/m³]

Fi

[°]

c

[Kg/cm²]

cu

[Kg/cm²] Ni

CARATTERIZZAZIONE TOPOGRAFICA

La categoria topografica è:

Categoria

topografica Caratteristiche della superficie topografica

T1 Superficie pianeggiante, pendii e rilievi isolati con inclinazione media i ≤ 15°

T2 Pendii con inclinazione media i > 15°

T3 Rilievi con larghezza in cresta molto minore che alla base e inclinazione media 15° ≤ i ≤

30°

T4 Rilievi con larghezza in cresta molto minore che alla base e inclinazione media i > 30°

L’Amplificazione topografica considerata equivale a:


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STIMA CATEGORIA SUOLO

Stima categoria di sottosuolo secondo le norme tecniche per le Costruzioni 14-01-2008 (NTC 2008).

MODELLI GEOTECNICI DI SOTTOSUOLO E METODI DI ANALISI

Nel modello strutturale di calcolo l'interazione suolo-struttura è stata considerata schematizzando il terreno come un letto di molle

elastiche indipendenti (modello alla Winkler).

La costante di sottofondo del terreno è stata posta pari a 1,44 Kg/cm³

Le interazione terreno-struttura sono state contemplate nel modello di calcolo strutturale mediante elementi finiti specifici costituiti

da travi su suolo elastico.

I risultati di analisi sono riportati nella relazione di calcolo e riassunti, mediante immagini, nelle pagine seguenti.

VERIFICA ALLA LIQUEFAZIONE DEI TERRENI INCOERENTI

Dalle analisi granulometriche svolte e dalle caratteristiche di addensamento delle detrito si evince non possono rientrare nei fusi e nei

diametri di potenziale liquefazione.

Nel lavoro in oggetto sono state eseguite alcune verifiche alla liquefazione adottando sia il metodo di Seed e Idriss sia quello proposto

dal CNR-GNDT. In tali calcoli si è assunta una falda rispetto al p.c. (–5,0 ÷ 6,0 m), un grado di sismicità elevata R1 ed un passante

al vaglio n. 200 (luce netta di 0.074 mm) eguale o inferiore al 5%.

VERIFICA A LIQUEFAZIONE - Metodo del C.N.R. - GNDT Da Seed e Idriss

============================================================================ Svo: Pressione totale di confinamento; S'vo: Pressione efficace di confinamento; T: Tensione tangenziale ciclica; R: Resistenza terreno alla liquefazione; Fs: Coefficiente di sicurezza

Strato Prof. Strato (m)

Nspt Nspt' Svo (Kg/cm²)

S'vo (Kg/cm²)

T R Fs Condizione:

3 5,00 20,00 25,046 0,907 0,657 0,041 0,730 17,94 Livello non liquefacibile 4 11,50 12,00 10,502 2,142 1,242 0,045 0,136 2,99 Livello non liquefacibile 5 15,00 15,00 11,510 2,765 1,515 0,045 0,143 3,18 Livello non liquefacibile 6 20,00 5,00 3,262 3,655 1,905 0,043 0,075 1,76 Livello non liquefacibile


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UBICAZIONE INDAGINI DI REPERTORIO

SONDAGGI GEOGNOSTICI DI REPERTORIO

PROVE DI LABORATORIO DI REPERTORIO

MODELLO GEOLOGICO

GEOCONSOL di Marcello Ferrigno - Via Maremorto n. 24 - 85046 Maratea (Pz)

- 18 -

Sondaggio S8

Foto aerea sondaggio S8

Sigla Sondaggio: S8

Coordinate WGS84:

F33 494643E 4483593N

Località:

S. Prov. 175a

Quota:

2 m s.l.m.

Caratteristiche tecniche:

Profondità 31.45 m dal p.c.; istallazione tubo PVC da Ø 80 per prova Down-hole

S.P.T.: esecuzione di n.4 prove alle profondità in m dal p.c. : 2.5; 4.5; 20.0; 31.0

Prelievo Campioni: n.1 alla profondità in m dal p.c. : 19.5 - 20.0

Istallazione Cantiere: 23 febbraio 2011

Data Inizio e fine: 23 febbraio 2011al 28 febbraio 2011

Sistemazione Cantiere: 1 marzo 2011

Falda: fine lavorazione falda a 0.5 m dal p.c.

Note: quota acqua di lavorazione stabile in sede di controllo perforo sera-mattina a circa

0,5 m dal p.c.

S8

SONDAGGIO: 8 LUNGHEZZA (m): 31,5

DA METRI: 0,0 A METRI: 31,5 Sonda tipo: sonda C.M.V. Mk900

Responsabile: Operatore:

COMMITTENTE: Amministrazione Comunale EboliCANTIERE: PUC - Piano Urbanistico ComunaleLOCALITA': Eboli (SA)DATA INIZIO: 23-2-2011 DATA FINE: 28-2-2011QUOTA BOCCAFORO (m s.l.m.): 5

LEGENDA:

PROVE S.P.T.: PA Punta aperta - PC Punta chiusa CAMPIONI: S Pareti sottili - O Osterberg - M MazierR Rimaneggiato - Rs Rimaneggiato da S.P.T.PIEZOMETRI: A Aperto - C Casagrande - E ElettricoPERFORAZIONE: CS Carotiere semplice - CD Ca-rotiere doppio - EC Elica continuaSTABILIZZAZIONE: RM Rivestimento metallicoFB Fanghi bentonitici

% CAROTAGGIO R.Q.D.

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

11

12

13

14

15

16

17

18

19

20

21

22

23

24

25

26

27

28

29

30

31

32

33

34

0,5

1,4

2,4

8,0

9,3

15,9

20,9

23,2

28,2

31,45

Riporto colore marrone scuro

Suolo limo argilloso con pomici di coloremarrone scuro

Ghiaia in abbondante matrice sabbiosa siltosacon clasti a spigoli vivi

Sabbia medio grossolana con sparsi resti digusci e clasti appiattiti. Colore grigio

Ghiaia costituita da ciottoli arrtondati edappiattiti con abbondante matrice sabbiosagrossolana e frammenti di gusci.

Sabbia medio grossolana con sparsi resti digusci e clasti minuti. Colore dal marrone algrigio.

Argilla grigia plastica con resti vegetali e gusci

Alternanza di sabbia media grossolana conclasti minuti con argilla con resti vegetali eframmenti di gusci; colore grigio scuro

Ghiaia media-grossolana in matrice sabbiosocon clasti calcarei arrotondati ed appiattiti didimensioni compresa dal mm al 6-8 cm.

Argilla grigio-verde con rari ciottoli arrtondati efrustoli vegetali.

2,5 PA

4,5 PA

20,0 PA

31,0 PA

8 18 26

7 17 28

3 4 5

6 10 15

19,5-20,0 S

20 40 60 80

31,45 127

31,45CS

31,45RM

Ditta GEOCONSOL di Padula (SA)

S.P.T.

Prof. Tipo Valori

CAMPIONI

Prof. Tipo

STRATIGRAFIA E DESCRIZIONEProf.

(m)

Carot. (%)

RQD (%)

Pocket Vane

Test Test

kg/cmq

FALDA

Rinv Stab

Piezo-

metri

Diam.

(mm)

Metodo

Perf.ne

Metodo

Stab.ne

Cantiere: PUC- Piano Urbanistico Comunale– Comune di Eboli -

Gennaio/Marzo 2011

SONDAGGIO S8

Profondità da 0 m a 31.5 m dal p.c.

CASSETTA N.1 – prof. da 0 m a 5.5 m dal p.c.

CASSETTA N.2 – prof. da 5.5 m a 10.5 m dal p.c.


Certificazione Ufficiale - Settore « A » - Prove di laboratorio sui terreni

AUTORIZZAZIONE MINISTERO INFRASTRUTTURE E TRASPORTI

Decreto 52489/11-10-2004 - DPR 246/1993 - Circolare 349/STC/1999

AZIENDA CON

SISTEMA DI GESTIONE QUALITA'

UNI EN ISO 9001:2008

CERTIFICATO DA CERTITALIA

MODULO RIASSUNTIVO

COMMITTENTE:

RIFERIMENTO:

SONDAGGIO: CAMPIONE: PROFONDITA': m

GEOCONSOL del dott. Marcello Ferrigno - Via Maremorto, 24 - 85046 Maratea (PZ)

Campagna geognostica Aggiornamento P.U.C. - Territorio Comunale di Eboli (SA)

8 1 19.50-20.05

IL DIRETTORE DEL LABORATORIOdott. Geol. CARBONE Raffaele

Software SGEO

119-11

CARATTERISTICHE FISICHE ANALISI GRANULOMETRICA COMPRESSIONE

PERMEABILITA'

SCISSOMETRO

TAGLIO DIRETTO

COMPRESSIONE TRIASSIALE PROVA EDOMETRICA

FOTOGRAFIA

OSSERVAZIONI

Umidità naturale %

Peso di volume kN/m³Peso di volume secco kN/m³Peso di volume saturo kN/m³

Peso specifico

Indice dei vuotiPorosità %Grado di saturazione %

Limite di liquidità %Limite di plasticità %Indice di plasticità %Indice di consistenzaPassante al set. n° 40

Limite di ritiro %

Classif. CNR-UNI

40,7

16,912,017,4

2,71

1,21554,890,9

66,127,638,50,66SI

18,1

A7-6 I.G. = 20

Ghiaia %

Sabbia %

Limo %

Argilla %

D 10 mm

D 50 mm

D 60 mm

D 90 mm

Passante set. 10 %

Passante set. 40 %

Passante set. 200 %

0,4

8,7

36,5

54,4

0,003686

0,007260

0,070638

99,6

98,8

90,9

σσ

kPa

kPaRim

ττ

kPa

kPaRes

φ

φ

Prova consolidata-lenta

kPa

kPa

c

c

°

°Res

Res

14,1

15,4

Coefficiente k cm/sec

φφφφ

C.D.

C.U.

U.U.

c

c' '

c

c

°

°

°

°

kPa

kPa

kPa

kPa

d d

cu cu

cu cu

u u

σ E Cv kkPa kPa cm²/sec cm/sec

3,1 ÷ 6,36,3 ÷ 12,5

12,5 ÷ 25,025,0 ÷ 50,050,0 ÷ 100,0

100,0 ÷ 200,0200,0 ÷ 400,0400,0 ÷ 800,0

800,0 ÷ 1600,01600,0 ÷ 3200,0

Tipo di campione: CilindricoQualità del campione: Q 5

Posizione delle prove

GR CF TD Es 0

10

20

30

40

50

DESCRIZIONE DEL CAMPIONEcm Rp

kPa

150

160

140

Argilla debolmente sabbiosa con limo, di coloregrigio

MUNSELL SOIL COLOR CHARTS: Gley 1 Very DarkGreenish Gray 3/1 10Y

Equivalente in sabbia = 30

55




AZIENDA CON




CLASSIFICHE DEL CAMPIONE

COMMITTENTE:

RIFERIMENTO:




8 1 19.50-20.05

IL DIRETTORE DEL LABORATORIOdott. Geol. CARBONE Raffaele

Software SGEO

119-11

CLASSIFICA BASATA SULLA GRANULOMETRIA

CLASSIFICHE BASATE SUI LIMITI DI CONSISTENZA

CLASSIFICA BASATA SULLA COESIONE NON DRENATA

CLASSIFICA BASATA SULLA PRECONSOLIDAZIONE

Classifica A.G.I. Argilla con limo debolmente sabbiosa

Abaco di plasticità di Casagrande CH - Argille inorganiche ad alta compressibilità

I.C. = Indice di consistenza = (LL - Wn) / IP = 0,66

FluidoPlastica

MollePlastica

PlasticaSolido

PlasticaSemisolida - Solida

0,00 0,25 0,50 0,75 1,00 1,25 1,50 1,75 2,00

A = Attività (Skempton) = IP / CF (clay fraction) = 0,71

Non Attiva Normale Attiva

0,00 0,25 0,50 0,75 1,00 1,25 1,50 1,75 2,00

Coesione non drenata =

kPa

1 2 3 Compatto Molto compatto Duro

0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500 550 600

1 - Molto molle 2 - Molle 3 - Mediamente compatto

Pressione del campione in sito (kPa) = 0,0

Pressione di preconsolidazione [da Prova Edometrica] (kPa) = 0,0

O.C.R. (Over Consolidation Ratio) = 0,00

NormalConsolidato

DebolmenteSovraconsolidato

SovraconsolidatoFortemente

Sovraconsolidato

0,0 1,0 2,0 3,0 4,0 5,0 6,0 7,0 8,0




AZIENDA CON




CERTIFICATO DI PROVA N°:

VERBALE DI ACCETTAZIONE N°:

00957

38 del 28/02/11

Pagina 1/1 DATA DI EMISSIONE: 26/05/11

01/03/11Inizio analisi: Fine analisi:28/02/11

COMMITTENTE:

RIFERIMENTO:




8 1 19.50-20.05

CONTENUTO D'ACQUA ALLO STATO NATURALE

Modalità di prova: Norma ASTM D 2216

LO SPERIMENTATORE

dott. Geol. MAIO Susy

IL DIRETTORE DEL LABORATORIO

dott. Geol. CARBONE Raffaele

Software SGEO

119-11

Dimensione massima delle particelle: 4,00 mm

Struttura del materiale: Omogeneo Stratificato Caotico

Temperatura di essicazione: 110 °C

Wn = contenuto d'acqua allo stato naturale (media delle tre misure) = 40,7 %




AZIENDA CON






00958

38 del 28/02/11



COMMITTENTE:

RIFERIMENTO:




8 1 19.50-20.05

PESO DI VOLUME ALLO STATO NATURALE

Modalità di prova: Norma BS 1377 T 15/E

LO SPERIMENTATORE




Software SGEO

119-11

Determinazione eseguita mediante fustella tarata

Peso di volume allo stato naturale (media delle due misure) = 16,9 kN/m³




AZIENDA CON






00959

38 del 28/02/11



COMMITTENTE:

RIFERIMENTO:




8 1 19.50-20.05

PESO SPECIFICO DEI GRANULI


LO SPERIMENTATORE




Software SGEO

119-11

Metodo: A B

Capacità del picnometro: 100 ml

Temperatura di prova: 20,2 °C

Dimensione massima delle particelle: 4,00 mm

Disaerazione eseguita per bollitura e sotto vuoto

= Peso specifico dei granuli (media delle due misure) =

= Peso specifico dei granuli corretto a 20° =

γγ

s

sc

2,71

2,71




AZIENDA CON






00960

38 del 28/02/11



COMMITTENTE:

RIFERIMENTO:




8 1 19.50-20.05

LIMITI DI CONSISTENZA LIQUIDO E PLASTICO


LO SPERIMENTATORE




Software SGEO

119-11

Limite di liquidità

Limite di plasticità

Indice di plasticità

66,1 %

27,6 %

38,5 %

La prova è stata eseguita sulla frazione

granulometrica passante al setaccio

n° 40 (0.42 mm)

LIMITE DI LIQUIDITA' LIMITE DI PLASTICITA'

Numero di colpi

Umidità (%)

Umidità (%)

Umidità media (%)

17

68,4

26

65,7

44

62,8

27,4 27,7

27,6

Determinazione del Limite di liquidità

Numero di colpi

W

%

10 15 20 25 30 35 40 45

56

58

60

62

64

66

68

70

72

74

76




AZIENDA CON






00960

38 del 28/02/11

Allegato 1 DATA DI EMISSIONE: 26/05/11


COMMITTENTE:

RIFERIMENTO:




8 1 19.50-20.05

ABACO DI CASAGRANDE


LO SPERIMENTATORE




Software SGEO

119-11

Limite di liquidità %

Limite di plasticità %

Indice di plasticità %

Indice di consistenza

Passante al set. n° 40

66,1

27,6

38,5

0,66

SI

Determinazione del Limite di liquidità

Numero di colpi

W

%

10 15 20 25 30 35 40 4556

58

60

62

64

66

68

70

72

74

76

CL

CI

CH

ML o OL

MI o OI

MH o OH

ABACO DI PLASTICITA' DI CASAGRANDE

Diagramma Indice plastico - Limite liquido

I.P. = 0.73 · (L.L. - 20)

I.P.

%

L.L. %

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 1000

5

10

15

20

25

30

35

40

45

50

55

C - Argille inorganiche

M - Limi inorganici

O - Argille e limi organici

L - Bassa compressibilità

I - Media compressibilità

H - Alta compressibilità




AZIENDA CON






00961

38 del 28/02/11



COMMITTENTE:

RIFERIMENTO:




8 1 19.50-20.05

LIMITE DI RITIRO


LO SPERIMENTATORE




Software SGEO

119-11

Materiale passante al setaccio n° 40 (0.420 mm): 100 %

Limite di ritiro =

Coefficiente di ritiro =

Ritiro di volume =

Ritiro lineare =

18,1 %

17,6 kN/m³

939,8 kN/m³

54,2




AZIENDA CON






00962

38 del 28/02/11



COMMITTENTE:

RIFERIMENTO:




8 1 19.50-20.05

ANALISI GRANULOMETRICA

Modalità di prova: Norma ASTM D422

Lo Sperimentatore




Software SGEO

119-11

Ghiaia %

Sabbia %

Limo %

Argilla %

0,4

8,7

36,5

54,4

Passante setaccio 10 (2 mm) %

Passante setaccio 40 (0.42 mm) %

Passante setaccio 200 (0.075 mm) %

99,6

98,8

90,9

mmD10

mmD30

mmD50

mmD60

mmD90

---

---

0,00369

0,00726

0,07064Coefficiente di uniformità Coefficiente di curvatura--- ---

C Ghiaia Sabbia Limo Argilla

100 10 1 0.1 0.01 0.001

100 0

90 10

80 20

70 30

60 40

50 50

40 60

30 70

20 80

10 90

0 100

mmLimiti delle classi granulometriche secondo la classificazione ASTM

TP RA AS TS TA EN NT UE T

O%

%

Diametro Passantemm %





4,0000 100,00

2,3600 99,65

1,1900 99,36

0,4200 98,77

0,1770 97,61

0,1250 96,35

0,0900 93,57

0,0750 90,94

0,0594 87,26

0,0426 83,27

0,0306 78,95

0,0197 73,63

0,0117 66,64

0,0084 61,99

0,0060 57,33

0,0043 52,01

0,0015 38,71

0,0013 37,05




AZIENDA CON






00962

38 del 28/02/11

Allegato 1 DATA DI EMISSIONE: 26/05/11


COMMITTENTE:

RIFERIMENTO:




8 1 19.50-20.05

ANALISI GRANULOMETRICA

Modalità di prova: Norma ASTM D422

Lo Sperimentatore




Software SGEO

119-11

Clay (%) Silt (%)

Sand (%)

0

0

0

10

10

10

20

20

20

30

30

30

40

40

40

5050

50

60

60

60

70

70

70

80

80

80

90

90

90

100

100

100

Clay

Sandyclay

Siltyclay

Sandy clay loam

Clay loamSilty clay

loam

Loam

Sandy loam Silt loam

SandLoamy

sand

Silt

Sabbia (%):

Limo (%):

Argilla (%):

9,1

36,5

54,4

Clay




AZIENDA CON






00963

38 del 28/02/11



COMMITTENTE:

RIFERIMENTO:




8 1 19.50-20.05

PROVA DI TAGLIO DIRETTO


LO SPERIMENTATORE




Software SGEO

119-11

Provino n°: 1 2 3

Condizione del provino:

Tempo di consolidazione (ore):

Pressione verticale (kPa):

Umidità iniziale e umidità finale (%):

Peso di volume (kN/m³):

Indisturbato

24

300

40,2 28,9

16,9

Indisturbato

24

400

40,8 27,5

16,9

Indisturbato

24

500

40,7 14,5

16,9

Tipo di prova: Consolidata - lenta Velocità di deformazione: 0,004 mm / min

0

100

200

300

400

500

0 1 2 3 4 5 6 7

123

0,6

0,4

0,2

0,0

-0,2

-0,4

-0,60 1 2 3 4 5 6 7

123

123

DIAGRAMMA

Tensione

Deformazione orizzontale

DIAGRAMMA

Deformazione verticale

Deformazione orizzontale

kPa

mm

mm

mm

τ

Δ

δ

δ




AZIENDA CON






00963

38 del 28/02/11



COMMITTENTE:

RIFERIMENTO:




8 1 19.50-20.05

PROVA DI TAGLIO DIRETTO


LO SPERIMENTATORE




Software SGEO

119-11

Provino 1

Spostam. Tensione Deform. vert.mm kPa mm

0,626 26 -0,07

0,939 38 -0,11

1,253 50 -0,14

1,503 57 -0,17

1,754 64 -0,20

2,004 70 -0,22

2,255 76 -0,25

2,505 81 -0,28

2,756 86 -0,30

3,006 89 -0,32

3,257 91 -0,35

3,444 92 -0,36

3,632 93 -0,38

3,820 94 -0,39

4,008 95 -0,41

4,259 95 -0,43

4,509 96 -0,45

4,760 96 -0,47

5,010 97 -0,49

5,261 95 -0,51

5,511 94 -0,52

5,762 93 -0,53

6,012 92 -0,54

6,263 91 -0,55

6,513 90 -0,56

6,764 89 -0,57

Provino 2


0,468 32 -0,04

0,935 57 -0,06

1,403 78 -0,11

1,637 87 -0,13

1,870 94 -0,16

2,104 99 -0,18

2,338 104 -0,21

2,572 109 -0,24

2,806 112 -0,26

3,039 115 -0,28

3,273 116 -0,30

3,507 118 -0,32

3,741 120 -0,33

3,975 121 -0,35

4,208 122 -0,37

4,442 122 -0,38

4,676 123 -0,40

4,910 124 -0,41

5,144 123 -0,42

5,377 122 -0,44

5,611 121 -0,44

5,845 120 -0,45

6,079 120 -0,46

6,313 119 -0,47

6,546 118 -0,48

6,765 117 -0,49

Provino 3


0,267 25 -0,03

0,534 46 -0,04

0,802 63 -0,06

1,069 82 -0,08

1,336 99 -0,10

1,603 114 -0,13

1,870 125 -0,16

2,138 134 -0,19

2,405 138 -0,21

2,672 141 -0,23

2,939 142 -0,25

3,206 144 -0,27

3,474 146 -0,29

3,741 147 -0,30

4,008 148 -0,31

4,275 149 -0,32

4,542 149 -0,33

4,810 150 -0,34

5,077 151 -0,35

5,344 150 -0,36

5,611 150 -0,36

5,878 149 -0,37

6,146 148 -0,38

6,413 147 -0,39

6,586 147 -0,39

6,760 146 -0,40




AZIENDA CON






00963

38 del 28/02/11



COMMITTENTE:

RIFERIMENTO:




8 1 19.50-20.05

PROVA DI TAGLIO DIRETTO - FASE DI CONSOLIDAZIONE


LO SPERIMENTATORE




Software SGEO

119-11

%

min t

Δ0,0

4,0

8,0

12,0

16,0

20,0

24,0

28,0

32,0

36,0

40,0 0,1 1 10 100 1000

Diagramma

TEMPO - CEDIMENTO

PROVINO 1

Pressione (kPa)

Altezza iniziale (cm)

Sezione (cm²)

T (min)

Df (mm)

Vs (mm/min)

50

300

2,00

36,00

3,3

5

0,030

%

min t

Δ0,0

4,0

8,0

12,0

16,0

20,0

24,0

28,0

32,0

36,0

40,0 0,1 1 10 100 1000

Diagramma

TEMPO - CEDIMENTO

PROVINO 2

Pressione (kPa)


Sezione (cm²)

T (min)

Df (mm)

Vs (mm/min)

50

400

2,00

36,00

3,8

5

0,026

%

min t

Δ0,0

4,0

8,0

12,0

16,0

20,0

24,0

28,0

32,0

36,0

40,0 0,1 1 10 100 1000

Diagramma

TEMPO - CEDIMENTO

PROVINO 3

Pressione (kPa)


Sezione (cm²)

T (min)

Df (mm)

Vs (mm/min)

50

500

2,00

36,00

5,3

5

0,019

Vs = Velocità stimata di prova Df = Deformazione a rottura stimata tf = 50 x T Vs = Df / tf50




AZIENDA CON






00963

38 del 28/02/11



COMMITTENTE:

RIFERIMENTO:




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LO SPERIMENTATORE




Software SGEO

119-11

Provino 1

Tempo Cedimento Cedimento

minuti mm/100 %

0,00 0,00 0,00

0,10 117,00 5,85

0,25 128,00 6,40

0,50 142,00 7,10

1,00 161,00 8,05

2,00 188,00 9,40

4,00 226,00 11,30

8,00 272,00 13,60

15,00 300,00 15,00

30,00 314,00 15,70

60,00 319,00 15,95

120,00 323,00 16,15

240,00 325,00 16,25

480,00 328,00 16,40

960,00 328,20 16,41

1440,00 328,40 16,42

Provino 2


minuti mm/100 %

0,00 0,00 0,00

0,10 132,00 6,60

0,25 139,31 6,97

0,50 153,96 7,70

1,00 175,61 8,78

2,00 210,26 10,51

4,00 252,57 12,63

8,00 297,91 14,90

15,00 333,61 16,68

30,00 355,31 17,77

60,00 367,00 18,35

120,00 371,00 18,55

240,00 373,00 18,65

480,00 375,00 18,75

960,00 375,20 18,76

1440,00 375,40 18,77

Provino 3


minuti mm/100 %

0,00 0,00 0,00

0,10 220,00 11,00

0,25 238,26 11,91

0,50 264,56 13,23

1,00 306,54 15,33

2,00 358,54 17,93

4,00 421,88 21,09

8,00 492,91 24,65

15,00 556,58 27,83

30,00 620,24 31,01

60,00 668,26 33,41

120,00 684,28 34,21

240,00 693,85 34,69

480,00 697,32 34,87

960,00 700,20 35,01

1440,00 700,40 35,02

1 2

122 117

30 27

32 27

30

119-11

CERTIFICATO DI PROVA N°: 00964 DATA DI EMISSIONE: 26/05/11

H = altezza del livello complessivo

del sedimento (mm)

h = altezza del livello della sabbia

pulita sedimentata (mm)

Inizio analisi: 21/03/11 Fine analisi: 23/03/11

COMMITTENTE : GEOCONSOL del dott. Marcello Ferrigno - Via Maremorto, 24 - 85046 Maratea (PZ)

RIFERIMENTO: Campagna geognostica Aggiornamento P.U.C. - Territorio Comunale di Eboli (SA)

NOTE:

LO SPERIMENTATORE IL DIRETTORE DEL LABORATORIO

SONDAGGIO: 8 CAMPIONE: 1 PROFONDITA': m 19,50-20,05

EQUIVALENTE IN SABBIA

Provino N.

ES = h/H x 100

dott. Geol. MAIO Susy Dott. Geol. CARBONE Raffaele

Pagina 1/1

VERBALE DI ACCETTAZIONE N°: 38 DEL 28/02/11

3

119

32

30

Norma CNR-B.U. N° 27

ES (medio) = (E1+E2+E3)/3 =


Pag. 14 a 37

CALCOLO PORTANZA E CEDIMENTI DI FONDAZIONI SUPERFICIALI NORMATIVE DI RIFERIMENTO

Norme tecniche per le Costruzioni 2008

Norme tecniche per le costruzioni D.M. 14 gennaio 2008. Eurocodice 7

Progettazione geotecnica – Parte 1: Regole generali. Eurocodice 8

Indicazioni progettuali per la resistenza sismica delle strutture - Parte 5: Fondazioni, strutture di contenimento ed aspetti geotecnici.

CARICO LIMITE DI FONDAZIONI SU TERRENI

Il carico limite di una fondazione superficiale può essere definito con riferimento a quel valore massimo del carico per il quale in nessun punto del sottosuolo si raggiunge la condizione di rottura (metodo di Frolich), oppure con riferimento a quel valore del carico, maggiore del precedente, per il quale il fenomeno di rottura si è esteso ad un ampio volume del suolo (metodo di Prandtl e successivi). Prandtl ha studiato il problema della rottura di un semispazio elastico per effetto di un carico applicato sulla sua superficie con riferimento all'acciaio, caratterizzando la resistenza a rottura con una legge del tipo:

τ = c + σ × tg ϕ valida anche per i terreni. Le ipotesi e le condizioni introdotte dal Prandtl sono le seguenti:

• Materiale privo di peso e quindi γ=0

• Comportamento rigido - plastico

• Resistenza a rottura del materiale esprimibile con la relazione τ=c + σ × tgϕ

• Carico uniforme, verticale ed applicato su una striscia di lunghezza infinita e di larghezza 2b (stato di deformazione piana)

• Tensioni tangenziali nulle al contatto fra la striscia di carico e la superficie limite del semispazio.

All'atto della rottura si verifica la plasticizzazione del materiale racchiuso fra la superficie limite del semispazio e la superficie GFBCD.

Nel triangolo AEB la rottura avviene secondo due famiglie di segmenti rettilinei ed inclinati di 45°+ϕ/2 rispetto all'orizzontale. Nelle zone ABF e EBC la rottura si produce lungo due famiglie di linee, l'una costituita da segmenti rettilinei passanti rispettivamente per i punti A ed E e l'altra da archi di de famiglie di spirali logaritmiche.

I poli di queste sono i punti A ed E. Nei triangoli AFG e ECD la rottura avviene su segmenti inclinati di ±(45°+ ϕ/2 ) rispetto alla verticale.

Meccanismo di rottura di Prandl

Individuato così il volume di terreno portato a rottura dal carico limite, questo può essere calcolato scrivendo la condizione di equilibrio fra le forze agenti su qualsiasi volume di terreno delimitato in basso da una qualunque delle superfici di scorrimento.

Si arriva quindi ad una equazione q =B × c, dove il coefficiente B dipende soltanto dall'angolo di attrito ϕ del terreno.

−+°= 1)2/45(

2cot ϕ

ϕπϕ tge

tggB


Pag. 15 a 37

Per ϕ =0 il coefficiente B risulta pari a 5.14, quindi q=5.14 × c.

Nell'altro caso particolare di terreno privo di coesione (c=0, γ≠0) risulta q=0, secondo la teoria di Prandtl, non sarebbe dunque possibile applicare nessun carico sulla superficie limite di un terreno incoerente. Da questa teoria, anche se non applicabile praticamente, hanno preso le mosse tutte le ricerche ed i metodi di calcolo successivi. Infatti Caquot si pose nelle stesse condizioni di Prandtl ad eccezione del fatto che la striscia di carico non è più applicata sulla

superficie limite del semispazio, ma a una profondità h, con h ≤ 2b; il terreno compreso tra la superficie e la profondità h ha le

seguenti caratteristiche: γ≠0, ϕ=0, c=0 e cioè sia un mezzo dotato di peso ma privo di resistenza. Risolvendo le equazioni di equilibrio si arriva all'espressione:

q = A × γ1 + B × c

che è sicuramente è un passo avanti rispetto a Prandtl, ma che ancora non rispecchia la realtà. Metodo di Terzaghi (1955) Terzaghi, proseguendo lo studio di Caquot, ha apportato alcune modifiche per tenere conto delle effettive caratteristiche dell'insieme opera di fondazione-terreno. Sotto l'azione del carico trasmesso dalla fondazione il terreno che si trova a contatto con la fondazione stessa tende a sfuggire lateralmente, ma ne è impedito dalle resistenze tangenziali che si sviluppano fra la fondazione ed il terreno. Ciò comporta una modifica dello stato tensionale nel terreno posto direttamente al di sotto della fondazione; per tenerne conto Terzaghi assegna

ai lati AB ed EB del cuneo di Prandtl una inclinazione ψ rispetto all'orizzontale, scegliendo il valore di ψ in funzione delle caratteristiche meccaniche del terreno al contatto terreno-opera di fondazione.

L'ipotesi γ2 =0 per il terreno sotto la fondazione viene così superata ammettendo che le superfici di rottura restino inalterate,

l'espressione del carico limite è quindi:

q =A × γ × h + B × c + C × γ ×b

in cui C è un coefficiente che risulta funzione dell'angolo di attrito ϕ del terreno posto al di sotto del piano di posa e dell'angolo

ϕ prima definito; b è la semilarghezza della striscia. Inoltre, basandosi su dati sperimentali, Terzaghi passa dal problema piano al problema spaziale introducendo dei fattori di forma.

Un ulteriore contributo è stato apportato da Terzaghi sull'effettivo comportamento del terreno. Nel metodo di Prandtl si ipotizza un comportamento del terreno rigido-plastico, Terzaghi invece ammette questo comportamento nei terreni molto compatti. In essi, infatti, la curva carichi-cedimenti presenta un primo tratto rettilineo, seguito da un breve tratto curvilineo (comportamento elasto-plastico); la rottura è istantanea ed il valore del carico limite risulta chiaramente individuato (rottura generale). In un terreno molto sciolto invece la relazione carichi-cedimenti presenta un tratto curvilineo accentuato fin dai carichi più bassi per effetto di una rottura progressiva del terreno (rottura locale); di conseguenza l'individuazione del carico limite non è così chiara ed evidente come nel caso dei terreni compatti. Per i terreni molto sciolti, Terzaghi consiglia di prendere in considerazione il carico limite il valore che si calcola con la formula precedente introducendo però dei valori ridotti delle caratteristiche meccaniche del terreno e precisamente:

tgϕrid = 2/3 ×tgϕ e crid= 2/3×c

Esplicitando i coefficienti della formula precedente, la formula di Terzaghi può essere scritta:

qult = c × Nc × sc + γ × D × Nq + 0.5 × γ × B × Nγ ×sγ dove:


Pag. 16 a 37

−=

−=

−=

+=

12

cos2

tan

cot)1(

tan)2/75.0(

)2/45(2

cos2

2

ϕ

γϕγ

ϕ

ϕϕπ

ϕ

pKN

qNcN

ea

a

N q

FORMULA DI MEYERHOF (1963)

Meyerhof propose una formula per il calcolo del carico limite simile a quella di Terzaghi.; le differenze consistono nell'introduzione di ulteriori coefficienti di forma. Egli introdusse un coefficiente sq che moltiplica il fattore Nq, fattori di profondità di e di pendenza ii per il caso in cui il

carico trasmesso alla fondazione è inclinato sulla verticale. I valori dei coefficienti N furono ottenuti da Meyerhof ipotizzando vari archi di prova BF (v. meccanismo Prandtl) , mentre il taglio lungo i piani AF aveva dei valori approssimati. I fattori di forma tratti da Meyerhof sono di seguito riportati, insieme all'espressione della formula.

Carico verticale qult = c × Nc× sc × dc+ γ × D × Nq× sq× dq+ 0.5× γ ×B×Nγ× sγ× dγ

Carico inclinato qul t=c × Nc × ic × dc+ γ × D ×Nq × iq × dq + 0.5 × γ× B × Nγ×iγ×dγ

( )

( ) ( )ϕγ

ϕ

ϕϕπ

4.1tan1

cot)1(

2/452

tantan

−=

−=

+=

qNN

qNcN

eN q

fattore di forma:

0per 1.01

10per 2.01

=+==

>+=

ϕγ

ϕ

L

Bpksqs

L

Bpkcs

fattore di profondità:

0per 1

10per 1.01

2.01

===

>+==

+=

ϕγ

ϕγ

dqd

B

Dpkdqd

B

Dpkcd


Pag. 17 a 37

inclinazione:

0per 0i

0per

2

1

2

901

==

>−=

−==

ϕγ

ϕϕθ

γ

θγ

i

ici

dove :

Kp = tan2(45°+ϕ/2)

θ = Inclinazione della risultante sulla verticale.

FORMULA DI HANSEN (1970)

E' una ulteriore estensione della formula di Meyerhof; le estensioni consistono nell'introduzione di bi che tiene conto della

eventuale inclinazione sull'orizzontale del piano di posa e un fattore gi per terreno in pendenza.

La formula di Hansen vale per qualsiasi rapporto D/B, quindi sia per fondazioni superficiali che profonde, ma lo stesso autore introdusse dei coefficienti per meglio interpretare il comportamento reale della fondazione, senza di essi, infatti, si avrebbe un aumento troppo forte del carico limite con la profondità. Per valori di D/B <1

B

Dqd

B

Dcd

2)sin1(tan21

4.01

ϕϕ −+=

+=

Per valori D/B>1:

B

Dqd

B

Dcd

1tan

2)sin1(tan21

1tan4.01

−−+=

−+=

ϕϕ

Nel caso ϕ = 0 -------------------------------------------------------------------------------------------- D/B 0 1 1.1 2 5 10 20 100 -------------------------------------------------------------------------------------------- d'c 0 0.40 0.33 0.44 0.55 0.59 0.61 0.62

--------------------------------------------------------------------------------------------

Nei fattori seguenti le espressioni con apici (') valgono quando ϕ=0. Fattore di forma:

L

Bs

L

B

cs

L

B

cN

qN

cs

L

B

cs

4.01

tan1qs

inastriform fondazioniper 1

1

2.0''

−=

+=

=

+=

=

γ

ϕ


Pag. 18 a 37

Fattore di profondità:

1 se 1

tan

1 se

qualsiasiper 1

)sin1(tan21

4.01

4.0''

>−=

≤=

=

−+=+=

=

B

D

B

Dk

B

D

B

Dk

d

kqd

kcd

kc

d

ϕγ

ϕϕ

Fattori di inclinazione del carico

0)(

5

cot

)450/7.0(1

0)(

5

cot

7.01

5

cot

5.01

1

1

15.05.0'

>

+−−=

=

+−=

+−=

−

−−=

−−=

ηϕ

ηγ

ηϕγ

ϕ

acf

AV

Hi

acf

AV

Hi

acf

AV

Hqi

qN

qi

qici

acf

A

Hci

Fattori di inclinazione del terreno (fondazione su pendio):

5)tan5.01(

1471

147

'

βγ

β

β

−==

−=

=

gqg

cg

cg

Fattori di inclinazione del piano di fondazione (base inclinata)

)tan7.2exp(

)tan2exp(

1471

147

'

ϕη

ϕη

η

η

−=

−=°

°−=

°°=

qb

qb

cb

cb

FORMULA DI VESIC (1975)

La formula di Vesic è analoga alla formula di Hansen, con Nq ed Nc come per la formula di Meyerhof ed Nγ come sotto riportato:

Nγ=2(Nq+1)*tan(ϕ) I fattori di forma e di profondità che compaiono nelle formule del calcolo della capacità portante sono uguali a quelli proposti da Hansen; alcune differenze sono invece riportate nei fattori di inclinazione del carico, del terreno (fondazione su pendio) e del piano di fondazione (base inclinata).


Pag. 19 a 37

FORMULA BRICH-HANSEN (EC 7 – EC 8)

Affinché una fondazione possa resistere il carico di progetto con sicurezza nei riguardi della rottura generale, per tutte le combinazioni di carico relative allo SLU (stato limite ultimo), deve essere soddisfatta la seguente disuguaglianza:

Vd ≤ Rd

Dove Vd è il carico di progettto allo SLU, normale alla base della fondazione, comprendente anche il peso della fondazione

stessa; mentre Rd è il carico limite di progetto della fondazione nei confronti di carichi normali , tenendo conto anche

dell’effetto di carichi inclinati o eccentrici.

Nella valutazione analitica del carico limite di progetto Rd si devono considerare le situazioni a breve e a lungo termine nei

terreni a grana fine.

Il carico limite di progetto in condizioni non drenate si calcola come:

R/A’ = (2 + π) cu sc ic +q

Dove:

A’ = B’ L’ area della fondazione efficace di progetto, intesa, in caso di carico eccentrico, come l’area ridotta al cui centro

viene applicata la risultante del carico.

cu Coesione non drenata.

q pressione litostatica totale sul piano di posa.

sc Fattore di forma

sc = 1 + 0,2 (B’/L’) per fondazioni rettangolari

sc = 1,2 Per fondazioni quadrate o circolari.

ic Fattore correttivo per l’inclinazione del carico dovuta ad un carico H.

( )uc c'A/H115,0i −+=

Per le condizioni drenate il carico limite di progetto è calcolato come segue.

R/A’ = c’ Nc sc ic + q’ Nq sq iq + 0,5 γ’ B’ Nγ sγ iγ

Dove:

( )( )

( ) 'tan15.1

'cot1

2/'45tan 2'tan

φφ

φ

γ

ϕπ

−=

−=

+=

q

qc

q

NN

NN

eN

FATTORI DI FORMA

( ) 'sen'L/'B1sq φ+= per forma rettangolare

'sen1sq φ+= per forma quadrata o circolare

( )'L/'B3,01s −=γ per forma rettangolare

7,0s =γ per forma quadrata o circolare

( ) ( )1N/1Nss qqqc −−⋅= per forma rettangolare, quadrata o circolare.

FATTORI INCLINAZIONE RISULTANTE DOVUTA AD UN CARICO ORIZZONTALE H PARALLELO A L’

iq = ig = 1- H / (V + A’ c’ cotf’)

ic = (iq Nq -1) / ( Nq – 1)


Pag. 20 a 37

FATTORI INCLINAZIONE RISULTANTE DOVUTA AD UN CARICO ORIZZONTALE H PARALLELO A B’

( )[ ]( )[ ]

( ) ( )1N/1Nii

'cot'c'AV/H1i

'cot'c'AV/H7,01i

qqqc

3

3q

−−⋅=

φ⋅⋅+−=

φ⋅⋅+−=

γ

Oltre ai fattori correttivi di cui sopra sono considerati quelli complementari della profondità del piano di posa e

dell’inclinazione del piano di posa e del piano campagna (Hansen).

METODO DI RICHARDS ET. AL.

Richards, Helm e Budhu (1993) hanno sviluppato una procedura che consente, in condizioni sismiche, di valutare sia il carico limite sia i cedimenti indotti, e quindi di procedere alle verifiche di entrambi gli stati limite (ultimo e di danno). La valutazione del carico limite viene perseguita mediante una semplice estensione del problema del carico limite al caso della presenza di forze di inerzia nel terreno di fondazione dovute al sisma, mentre la stima dei cedimenti viene ottenuta mediante un approccio alla Newmark (cfr. Appendice H di “Aspetti geotecnici della progettazione in zona sismica” – Associazione Geotecnica Italiana ). Glia autori hanno esteso la classica formula trinomia del carico limite:

BNcNqNq cqL ⋅⋅+⋅+⋅= γγ5.0

Dove i fattori di capacità portante vengono calcolati con le seguenti formule:

( ) ( )φcot1 ⋅−= qc NN

AE

pE

qK

KN =

( )AE

AE

pE

K

KN ργ tan1 ⋅

−=

Esaminando con un approccio da equilibrio limite, un meccanismo alla Coulomb e portando in conto le forze d’inerzia agenti sul volume di terreno a rottura. In campo statico, il classico meccanismo di Prandtl può essere infatti approssimato come mostrato nella figura che segue, eliminando la zona di transizione (ventaglio di Prandtl) ridotta alla sola linea AC, che viene riguardata come una parete ideale in equilibrio sotto l’azione della spinta attiva e della spinta passiva che riceve dai cunei I e III:

Schema di calcolo del carico limite (qL)


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Gli autori hanno ricavato le espressioni degli angoli ρA e ρP che definiscono le zone di spinta attiva e passiva, e dei coefficienti di spinta attiva e passiva KA e KP in funzione dell’angolo di attrito interno f del terreno e dell’angolo di attrito d terreno – parete ideale:

( ) ( ) ( )( ) ( ) ( )( ) ( )( ) ( ) ( )( )

+⋅+−⋅+⋅⋅⋅

⋅+= −

ϕϕδϕϕδϕϕϕϕρ

cottantan1

tancottan1cottantantan 1

A

( ) ( ) ( )( ) ( ) ( )( ) ( )( ) ( ) ( )( )

+⋅++⋅+⋅⋅⋅⋅+−= −

ϕϕδϕϕδϕϕϕϕρ

cottantan1

tancottan1cottantantan 1

P

( )

( ) ( ) ( )( )

2

2

cos

sinsin1cos

cos

⋅++

=

δϕδϕδ

ϕAK

( )

( ) ( ) ( )( )

2

2

cos

sinsin1cos

cos

⋅+−

=

δϕδϕδ

ϕPK

E’ comunque da osservare che l’impiego delle precedenti formule assumendo φ=0.5δ, conduce a valore dei coefficienti di carico limite molto prossimi a quelli basati su un analisi alla Prandtl. Richards et. Al. hanno quindi esteso l’applicazione del meccanismo di Coulomb al caso sismico, portando in conto le forze d’inerzia agenti sul volume di terreno a rottura. Tali forze di massa, dovute

ad accelerazioni kh g e kv g, agenti rispettivamente in direzione orizzontale e verticale, sono a loro volta pari a kh γ e kv γ. Sono

state così ottenute le estensioni delle espressioni di ρa e ρp, nonché di KA e KP, rispettivamente indicate come ρAE e ρPE e come KAE e KPE per denotare le condizioni sismiche:

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

−+−⋅++−−−⋅++⋅−+

⋅+−= −

ϑϕϑϕϑδϑϕϑϕϑδϑϕ

ϑϕρcottantan1

tancottan1tan1tan

2

1

AE

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

−+−⋅++−−−⋅++⋅−+⋅+−−= −

ϑϕϑϕϑδϑϕϑϕϑδϑϕϑϕρ

cottantan1

tancottan1tan1tan

21

PE

( )

( ) ( ) ( ) ( )( )

2

2

cos

sinsin1coscos

cos

+−⋅+++⋅

−=

ϑδϑϕδϕϑδϑ

ϑϕAEK

( )

( ) ( ) ( ) ( )( )

2

2

cos

sinsin1coscos

cos

+−⋅+−+⋅

−=

ϑδϑϕδϕϑδϑ

ϑϕPEK

I valori di Nq e Nγ sono determinabili ancora avvalendosi delle formule precedenti, impiegando naturalmente le espressioni degli

angoli ρAE e ρPE e dei coefficienti KAE e KPE relative al caso sismico. In tali espressioni compare l’angolo θ definito come:

( )v

h

k

k

−=

1tan θ


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Nella tabella che segue sono mostrati i fattori di capacità portante calcolati per i seguenti valori dei parametri:

− φ = 30° δ = 15°

Per diversi valori dei coefficienti di spinta sismica:

kh/(1-kv) Nq Nγ Nc

0 16.51037 23.75643 26.86476 0.087 13.11944 15.88906 20.9915 0.176 9.851541 9.465466 15.33132 0.268 7.297657 5.357472 10.90786 0.364 5.122904 2.604404 7.141079 0.466 3.216145 0.879102 3.838476 0.577 1.066982 1.103E-03 0.1160159

Tabella dei fattori di capacità portante per φ=30°

VERIFICA A SLITTAMENTO

In conformità con i criteri di progetto allo SLU, la stabilità di un plinto di fondazione deve essere verificata rispetto al collasso per slittamento oltre a quello per rottura generale. Rispetto al collasso per slittamento la resistenza viene valutata come somma di una componente dovuta all’adesione e una dovuta all’attrito fondazione-terreno; la resistenza laterale derivante dalla spinta passiva del terreno può essere messa in conto secondo una percentuale indicata dell’utente. La resistenza di calcolo per attrito ed adesione è valutata secondo l’espressione:

FRd = Nsd tanδ+ca A’

Nella quale Nsd è il valore di calcolo della forza verticale, δ è l’angolo di resistenza a taglio alla base del plinto, ca è l’adesione plinto-

terreno e A’ è l’area della fondazione efficace, intesa, in caso di carichi eccentrici, come area ridotta al centro della quale è applicata la risultante.

CARICO LIMITE DI FONDAZIONI SU ROCCIA

Per la valutazione della capacità portante ammissibile delle rocce si deve tener conto di di alcuni parametri significativi quali le caratteristiche geologiche, il tipo di roccia e la sua qualità, misurata con l'RQD. Nella capacità portante delle rocce si utilizzano normalmente fattori di sicurezza molto alti e legati in qualche modo al valore del coefficiente RQD: ad esempio, per una roccia con RQD pari al massimo a 0.75 il fattore di sicurezza varia tra 6 e 10. Per la determinazione della capacità portante di una roccia si possono usare le formule di Terzaghi, usando angolo d'attrito e coesione della roccia, o quelle proposte da Stagg e Zienkiewicz (1968) in cui i coefficienti della formula della capacità portante valgono:

1NN

245tan5N

245tanN

q

4c

6q

+=

φ+=

φ+=

γ

Con tali coefficienti vanno usati i fattori di forma impiegati nella formula di Terzaghi. La capacità portante ultima calcolata è comunque funzione del coefficiente RQD secondo la seguente espressione:

( )2ult

' RQDqq =

Se il carotaggio in roccia non fornisce pezzi intatti (RQD tende a 0), la roccia viene trattata come un terreno stimando al meglio i

parametri c e φ.


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FATTORI CORRETTIVI SISMICI: PAOLUCCI E PECKER

Per tener conto degli effetti inerziali indotti dal sisma sulla determinazione del qlim vengono introdotti i fattori correttivi z:

q

hc

hq

zz

kz

tg

kz

=⋅−=

−=

γ

φ32,01

1

35,0

Dove Kh è il coefficiente sismico orizzontale.

CALCOLO COEFFICIENTI SISMICI

Le NTC 2008 calcolano i coefficienti Kh e Kv in dipendenza di vari fattori:

Kh = β×(amax/g)

Kv=±0,5×Kh

β = coefficiente di riduzione accelerazione massima attesa al sito; amax = accelerazione orizzontale massima attesa al sito;

g = accelerazione di gravità;

Tutti i fattori presenti nelle precedenti formule dipendono dall’accelerazione massima attesa sul sito di riferimento rigido e dalle caratteristiche geomorfologiche del territorio.

amax = SS ST ag

SS (effetto di amplificazione stratigrafica): 0.90 ≤Ss≤ 1.80; è funzione di F0 (Fattore massimo di amplificazione dello spettro in

accelerazione orizzontale) e della categoria di suolo (A, B, C, D, E).

ST (effetto di amplificazione topografica) per fondazioni in prossimità di pendi.

Il valore di ST varia con il variare delle quattro categorie topografiche introdotte:

T1 (ST = 1.0) T2 (ST = 1.20) T3(ST =1.20) T4(ST = 1.40).

Questi valori sono calcolati come funzione del punto in cui si trova il sito oggetto di analisi. Il parametro di entrata per il calcolo è il tempo di ritorno dell’evento sismico che è valutato come segue:

TR=-VR/ln(1-PVR)

Con VR vita di riferimento della costruzione e PVR probabilità di superamento, nella vita di riferimento, associata allo stato limite

considerato. La vita di riferimento dipende dalla vita nominale della costruzione e dalla classe d’uso della costruzione (in linea con quanto previsto al punto 2.4.3 delle NTC). In ogni caso VR dovrà essere maggiore o uguale a 35 anni.

Per l'applicazione dell'Eurocodice 8 (progettazione geotecnica in campo sismico) il coefficiente sismico orizzontale viene così definito:

Kh = agR · γI ·S / (g)

agR : accelerazione di picco di riferimento su suolo rigido affiorante,

γI: fattore di importanza,

S: soil factor e dipende dal tipo di terreno (da A ad E).

ag = agR · γI

è la “design ground acceleration on type A ground”.

Il coefficiente sismico verticale Kv è definito in funzione di Kh, e vale:

Kv = ± 0.5 ·Kh


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CEDIMENTI ELASTICI

I cedimenti di una fondazione rettangolare di dimensioni B×L posta sulla superficie di un semispazio elastico si possono calcolare in base aduna equazione basata sulla teoria dell'elasticità (Timoshenko e Goodier (1951)):

(1) 21

21

1

21'0 F

IIIsE

BqH

−−+−=∆

µµµ

dove: q0 = Intensità della pressione di contatto

B' = Minima dimensione dell'area reagente,

E e µ = Parametri elastici del terreno.

Ii = Coefficienti di influenza dipendenti da: L'/B', spessore dello strato H, coefficiente di Poisson µ, profondità del piano di posa D;

I coefficienti I1 e I2 si possono calcolare utilizzando le equazioni fornite da Steinbrenner (1934) (V. Bowles), in funzione del

rapporto L'/B' ed H/B, utilizzando B'=B/2 e L'=L/2 per i coefficienti relativi al centro e B'=B e L'=L per i coefficienti relativi al bordo. Il coefficiente di influenza IF deriva dalle equazioni di Fox (1948), che indicano il cedimento si riduce con la profondità in

funzione del coefficiente di Poisson e del rapporto L/B. In modo da semplificare l'equazione (1) si introduce il coefficiente IS:

21

21

1II

SI

µµ

−−+=

Il cedimento dello strato di spessore H vale:

FI

SI

SE

BqH2

1'0

µ−=∆

Per meglio approssimare i cedimenti si suddivide la base di appoggio in modo che il punto si trovi in corrispondenza di uno spigolo esterno comune a più rettangoli. In pratica si moltiplica per un fattore pari a 4 per il calcolo dei cedimenti al centro e per un fattore pari a 1 per i cedimenti al bordo. Nel calcolo dei cedimenti si considera una profondità del bulbo delle tensioni pari a 5B, se il substrato roccioso si trova ad una profondità maggiore. A tal proposito viene considerato substrato roccioso lo strato che ha un valore di E pari a 10 volte dello strato soprastante. Il modulo elastico per terreni stratificati viene calcolato come media pesata dei moduli elastici degli strati interessati dal cedimento immediato.

CEDIMENTI EDOMETRICI

Il calcolo dei cedimenti con l’approccio edometrico consente di valutare un cedimento di consolidazione di tipo monodimensionale, prodotto dalle tensioni indotte da un carico applicato in condizioni di espansione laterale impedita. Pertanto la stima effettuata con questo metodo va considerata come empirica, piuttosto che teorica. Tuttavia la semplicità d’uso e la facilità di controllare l’influenza dei vari parametri che intervengono nel calcolo, ne fanno un metodo molto diffuso. L’approccio edometrico nel calcolo dei cedimenti passa essenzialmente attraverso due fasi:

− il calcolo delle tensioni verticali indotte alle varie profondità con l’applicazione della teoria dell’elasticità;

− la valutazione dei parametri di compressibilità attraverso la prova edometrica. In riferimento ai risultati della prova edometrica, il cedimento è valutato come:

'0

'0log

0v

vvRRσ

σσ ∆+⋅⋅Η=∆Η

se si tratta di un terreno sovraconsolidato (OCR>1), ossia se l’incremento di tensione dovuto all’applicazione del carico non fa

superare la pressione di preconsolidazione σ’p ( <σ’p). vv σσ ∆+'

0


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Se invece il terreno è normalconsolidato ('

0vσ =σ’p) le deformazioni avvengono nel tratto di compressione e il cedimento è

valutato come:

'0

'0log

0v

vvCRσ

σσ ∆+⋅⋅Η=∆Η

dove: RR Rapporto di ricompressione; CR Rapporto di compressione; H0 spessore iniziale dello strato;

σ’v0 tensione verticale efficace prima dell’applicazione del carico.

∆σv incremento di tensione verticale dovuto all’applicazione del carico.

In alternativa ai parametri RR e CR si fa riferimento al modulo edometrico M; in tal caso però occorre scegliere opportunamente

il valore del modulo da utilizzare, tenendo conto dell’intervallo tensionale ( ) significativo per il problema in esame.

L’applicazione corretta di questo tipo di approccio richiede:

− la suddivisione degli strati compressibili in una serie di piccoli strati di modesto spessore (< 2.00 m);

− la stima del modulo edometrico nell’ambito di ciascuno strato;

− il calcolo del cedimento come somma dei contributi valutati per ogni piccolo strato in cui è stato suddiviso il banco compressibile. Molti usano le espressioni sopra riportate per il calcolo del cedimento di consolidazione tanto per le argille quanto per le sabbie di granulometria da fina a media, perché il modulo di elasticità impiegato è ricavato direttamente da prove di consolidazione. Tuttavia, per terreni a grana più grossa le dimensioni dei provini edometrici sono poco significative del comportamento globale dello strato e, per le sabbie, risulta preferibile impiegare prove penetrometriche statiche e dinamiche.

CEDIMENTO SECONDARIO

Il cedimento secondario è calcolato facendo riferimento alla relazione:

100

logT

TCcs ⋅⋅Η=∆Η α

in cui: Hc è l’altezza dello strato in fase di consolidazione;

Cα è il coefficiente di consolidazione secondaria come pendenza nel tratto secondario della curva cedimento-logaritmo tempo;

T tempo in cui si vuole il cedimento secondario; T100 tempo necessario all’esaurimento del processo di consolidazione primaria.

CEDIMENTI DI SCHMERTMANN

Un metodo alternativo per il calcolo dei cedimenti è quello proposto da Schmertmann (1970) il quale ha correlato la variazione del bulbo delle tensioni alla deformazione. Schmertmann ha quindi proposto di considerare un diagramma delle deformazioni di forma triangolare in cui la profondità alla quale si hanno deformazioni significative è assunta pari a 4B, nel caso di fondazioni nastriformi, e pari a 2B per fondazioni quadrate o circolari. Secondo tale approccio il cedimento si esprime attraverso la seguente espressione:

∑∆⋅

⋅∆⋅⋅=E

zzIqCCw

21

nella quale:

∆q rappresenta il carico netto applicato alla fondazione; Iz è un fattore di deformazione il cui valore è nullo a profondità di 2B, per fondazione circolare o quadrata, e a profondità

4B, per fondazione nastriforme. Il valore massimo di Iz si verifica a una profondità rispettivamente pari a:

B/2 per fondazione circolare o quadrata B per fondazioni nastriformi

vv σσ ∆+'

0


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e vale

5.0

'1.05.0max

∆⋅+=vi

qzI

σ

dove σ’vi rappresenta la tensione verticale efficace a profondità B/2 per fondazioni quadrate o circolari, e a profondità B per

fondazioni nastriformi. Ei rappresenta il modulo di deformabilità del terreno in corrispondenza dello strato i-esimo considerato nel calcolo;

∆zi rappresenta lo spessore dello strato i-esimo;

C1 e C2 sono due coefficienti correttivi.

Il modulo E viene assunto pari a 2.5 qc per fondazioni circolari o quadrate e a 3.5 qc per fondazioni nastriformi. Nei casi intermedi,

si interpola in funzione del valore di L/B. Il termine qc che interviene nella determinazione di E rappresenta la resistenza alla punta fornita dalla prova CPT.

Le espressioni dei due coefficienti C1 e C2 sono:

5.0q

'0v5.011C >

∆σ

⋅−=

che tiene conto della profondità del piano di posa.

1.0log2.01

2

tC ⋅+=

che tiene conto delle deformazioni differite nel tempo per effetto secondario. Nell'espressione t rappresenta il tempo, espresso in anni dopo il termine della costruzione, in corrispondenza del quale si calcola il cedimento.

CEDIMENTI DI BURLAND E BURBIDGE

Qualora si disponga di dati ottenuti da prove penetometriche dinamiche per il calcolo dei cedimenti è possibile fare affidamento al

metodo di Burland e Burbidge (1985), nel quale viene correlato un indice di compressibilità Ic al risultato N della prova

penetrometrica dinamica. L'espressione del cedimento proposta dai due autori è la seguente:

( )[ ]C7.0'

0v'

C7.0'

0vtHS IBq3/IBfffS ⋅⋅σ−+⋅⋅σ⋅⋅⋅=

nella quale:

q' = pressione efficace lorda;

s'vo = tensione verticale efficace alla quota d'imposta della fondazione;

B = larghezza della fondazione;

Ic = indice di compressibilità;

fs, fH, ft = fattori correttivi che tengono conto rispettivamente della forma, dello spessore dello strato compressibile e del tempo,

per la componente viscosa.

L'indice di compressibilità Ic è legato al valore medio Nav di Nspt all'interno di una profondità significativa z:

4.1AV

CN

706.1I =

Per quanto riguarda i valori di Nspt da utilizzare nel calcolo del valore medio NAV va precisato che i valori vanno corretti, per sabbie

con componente limosa sotto falda e Nspt>15, secondo l'indicazione di Terzaghi e Peck (1948)

Nc = 15 + 0.5 (Nspt -15)

dove Nc è il valore coretto da usare nei calcoli.


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Per depositi ghiaiosi o sabbioso-ghiaiosi il valore corretto è pari a:

Nc = 1.25 Nspt

Le espressioni dei fattori correttivi fS, fH ed ft sono rispettivamente:

⋅++=

−=

+⋅=

3

tlogRR1f

z

H2

z

Hf

25.0B/L

B/L25.1f

3t

iiH

2

S

Con:

t = tempo in anni > 3;

R3 = costante pari a 0.3 per carichi statici e 0.7 per carichi dinamici;

R = 0.2 nel caso di carichi statici e 0.8 per carichi dinamici.


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DATI GENERALI ====================================================== Azione sismica NTC 2008 Zona Area PIP - Polla (SA) Lat./ Long. [WGS84] 40,24/15,55 Larghezza fondazione 10,0 m Lunghezza fondazione 20,0 m Profondità piano di posa 2,0 m Profondità falda 2,5 Sottofondazione...Sporgenza, Altezza 0,5/0,5 m ====================================================== SISMA ====================================================== Accelerazione massima (ag/g) 0,049 Effetto sismico secondo NTC(C7.11.5.3.1) Fattore di struttura [q] 1,2 Periodo fondamentale vibrazione [T] 0,171 Coefficiente intensità sismico terreno [Khk] 0,0098 Coefficiente intensità sismico struttura [Khi] 0,1149 ====================================================== Coefficienti sismici [N.T.C.] ======================================================================== Dati generali Tipo opera: 2 - Opere ordinarie Classe d'uso: Classe II Vita nominale: 50,0 [anni] Vita di riferimento: 50,0 [anni] Parametri sismici su sito di riferimento Categoria sottosuolo: C Categoria topografica: T1

S.L. Stato limite

TR Tempo ritorno

[anni]

ag [m/s²]

F0 [-]

TC* [sec]

S.L.O. 30,0 0,32 2,4 0,28 S.L.D. 50,0 0,4 2,48 0,32 S.L.V. 475,0 0,9 2,65 0,47 S.L.C. 975,0 1,11 2,73 0,52

Coefficienti sismici orizzontali e verticali Opera: Stabilità dei pendii e Fondazioni

S.L. Stato limite

amax [m/s²]

beta [-]

kh [-]

kv [sec]

S.L.O. 0,48 0,2 0,0098 0,0049 S.L.D. 0,6 0,2 0,0122 0,0061 S.L.V. 1,35 0,2 0,0275 0,0138 S.L.C. 1,665 0,24 0,0408 0,0204


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STRATIGRAFIA TERRENO

Spessore strato [m]

Peso unità di volume [Kg/m³]

Peso unità di volume saturo

[Kg/m³]

Angolo di attrito

[°]

Coesione [Kg/cm²]

Coesione non drenata [Kg/cm²]

Modulo Elastico

[Kg/cm²]

Modulo Edometrico [Kg/cm²]

Poisson Coeff. consolidaz.

primaria [cmq/s]

Coeff. consolidazione

secondaria

Descrizione

1,0 1700,0 1750,0 18,0 0,1 0,25 30,0 35,0 0,45 0,0 0,0 Terreno vegetale

1,0 1700,0 1750,0 24,0 0,1 0,4 40,0 50,0 0,35 0,0 0,0 Limo sabbioso 3,0 1850,0 1900,0 26,0 0,12 0,55 50,0 656,0 0,45 0,0 0,0 sabbia e limo 6,5 1850,0 1900,0 34,0 0,05 0,25 165,0 150,0 0,4 0,0 0,0 Sabbia

grossolana con ghiaia

3,5 1750,0 1780,0 30,0 0,05 0,0 150,0 160,0 0,4 0,0 0,0 Sabbia fine e grossa

5,0 1750,0 1780,0 16,0 0,22 0,75 35,0 30,0 0,46 0,0 0,0 Limo nero con livelli di torba

Carichi di progetto agenti sulla fondazione

Nr. Nome combinazion

e

Pressione normale di progetto [Kg/cm²]

N [Kg]

Mx [Kg·m]

My [Kg·m]

Hx [Kg]

Hy [Kg]

Tipo

1 A1+M1+R1 3,04 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 Progetto 2 A2+M2+R2 3,04 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 Progetto 3 Sisma 3,04 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 Progetto 4 S.L.E. 3,04 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 Servizio 5 S.L.D. 3,04 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 Servizio

Sisma + Coeff. parziali parametri geotecnici terreno + Resistenze

Nr Correzione Sismica

Tangente angolo di

resistenza al taglio

Coesione efficace

Coesione non drenata

Peso Unità volume in fondazione

Peso unità volume

copertura

Coef. Rid. Capacità portante verticale

Coef.Rid.Capacità

portante orizzontale

1 No 1 1 1 1 1 1 1 2 No 1,25 1,25 1,4 1 1 1,8 1,1 3 Si 1,25 1,25 1,4 1 1 1,8 1,1 4 No 1 1 1 1 1 1 1 5 No 1 1 1 1 1 1 1

CARICO LIMITE FONDAZIONE COMBINAZIONE...Sisma Autore: HANSEN (1970) Carico limite [Qult] 9,13 Kg/cm² Resistenza di progetto[Rd] 5,07 Kg/cm² Tensione [Ed] 3,04 Kg/cm² Fattore sicurezza [Fs=Qult/Ed] 3,0 Condizione di verifica [Ed<=Rd] Verificata COEFFICIENTE DI SOTTOFONDAZIONE BOWLES (1982) Costante di Winkler 3,65 Kg/cm³


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A1+M1+R1 Autore: HANSEN (1970) (Condizione drenata) ====================================================== Fattore [Nq] 20,63 Fattore [Nc] 32,67 Fattore [Ng] 17,69 Fattore forma [Sc] 1,33 Fattore profondità [Dc] 1,07 Fattore inclinazione carichi [Ic] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gc] 1,0 Fattore inclinazione base [Bc] 1,0 Fattore forma [Sq] 1,31 Fattore profondità [Dq] 1,05 Fattore inclinazione carichi [Iq] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gq] 1,0 Fattore inclinazione base [Bq] 1,0 Fattore forma [Sg] 0,79 Fattore profondità [Dg] 1,0 Fattore inclinazione carichi [Ig] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gg] 1,0 Fattore inclinazione base [Bg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zq] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zc] 1,0 ====================================================== Carico limite 21,06 Kg/cm² Resistenza di progetto 21,06 Kg/cm² Condizione di verifica [Ed<=Rd] Verificata ====================================================== Autore: TERZAGHI (1955) (Condizione drenata) ====================================================== Fattore [Nq] 25,28 Fattore [Nc] 40,41 Fattore [Ng] 23,42 Fattore forma [Sc] 1,0 Fattore forma [Sg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zq] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zc] 1,0 ====================================================== Carico limite 24,75 Kg/cm² Resistenza di progetto 24,75 Kg/cm² Condizione di verifica [Ed<=Rd] Verificata ====================================================== Autore: MEYERHOF (1963) (Condizione drenata) ====================================================== Fattore [Nq] 20,63 Fattore [Nc] 32,67 Fattore [Ng] 18,57 Fattore forma [Sc] 1,33 Fattore profondità [Dc] 1,06 Fattore inclinazione carichi [Ic] 1,0 Fattore forma [Sq] 1,16 Fattore profondità [Dq] 1,03 Fattore inclinazione carichi [Iq] 1,0 Fattore forma [Sg] 1,16 Fattore profondità [Dg] 1,03


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Fattore inclinazione carichi [Ig] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zq] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zc] 1,0 ====================================================== Carico limite 24,39 Kg/cm² Resistenza di progetto 24,39 Kg/cm² Condizione di verifica [Ed<=Rd] Verificata ====================================================== Autore: VESIC (1975) (Condizione drenata) ====================================================== Fattore [Nq] 20,63 Fattore [Nc] 32,67 Fattore [Ng] 26,0 Fattore forma [Sc] 1,33 Fattore profondità [Dc] 1,07 Fattore inclinazione carichi [Ic] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gc] 1,0 Fattore inclinazione base [Bc] 1,0 Fattore forma [Sq] 1,31 Fattore profondità [Dq] 1,05 Fattore inclinazione carichi [Iq] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gq] 1,0 Fattore inclinazione base [Bq] 1,0 Fattore forma [Sg] 0,79 Fattore profondità [Dg] 1,0 Fattore inclinazione carichi [Ig] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gg] 1,0 Fattore inclinazione base [Bg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zq] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zc] 1,0 ====================================================== Carico limite 19,99 Kg/cm² Resistenza di progetto 19,99 Kg/cm² Condizione di verifica [Ed<=Rd] Verificata ====================================================== Autore: Brinch - Hansen 1970 (Condizione drenata) ====================================================== Fattore [Nq] 20,63 Fattore [Nc] 32,67 Fattore [Ng] 23,59 Fattore forma [Sc] 1,28 Fattore profondità [Dc] 1,05 Fattore inclinazione carichi [Ic] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gc] 1,0 Fattore inclinazione base [Bc] 1,0 Fattore forma [Sq] 1,27 Fattore profondità [Dq] 1,05 Fattore inclinazione carichi [Iq] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gq] 1,0 Fattore inclinazione base [Bq] 1,0 Fattore forma [Sg] 0,84 Fattore profondità [Dg] 1,0 Fattore inclinazione carichi [Ig] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gg] 1,0 Fattore inclinazione base [Bg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zq] 1,0


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Fattore correzione sismico inerziale [zg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zc] 1,0 ====================================================== Carico limite 23,84 Kg/cm² Resistenza di progetto 23,84 Kg/cm² Condizione di verifica [Ed<=Rd] Verificata ======================================================

A2+M2+R2 Autore: HANSEN (1970) (Condizione drenata) ====================================================== Fattore [Nq] 11,45 Fattore [Nc] 21,74 Fattore [Ng] 7,53 Fattore forma [Sc] 1,28 Fattore profondità [Dc] 1,07 Fattore inclinazione carichi [Ic] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gc] 1,0 Fattore inclinazione base [Bc] 1,0 Fattore forma [Sq] 1,25 Fattore profondità [Dq] 1,06 Fattore inclinazione carichi [Iq] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gq] 1,0 Fattore inclinazione base [Bq] 1,0 Fattore forma [Sg] 0,79 Fattore profondità [Dg] 1,0 Fattore inclinazione carichi [Ig] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gg] 1,0 Fattore inclinazione base [Bg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zq] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zc] 1,0 ====================================================== Carico limite 10,29 Kg/cm² Resistenza di progetto 5,71 Kg/cm² Condizione di verifica [Ed<=Rd] Verificata ====================================================== Autore: TERZAGHI (1955) (Condizione drenata) ====================================================== Fattore [Nq] 13,7 Fattore [Nc] 26,43 Fattore [Ng] 10,79 Fattore forma [Sc] 1,0 Fattore forma [Sg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zq] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zc] 1,0 ====================================================== Carico limite 12,3 Kg/cm² Resistenza di progetto 6,83 Kg/cm² Condizione di verifica [Ed<=Rd] Verificata ====================================================== Autore: MEYERHOF (1963) (Condizione drenata) ====================================================== Fattore [Nq] 11,45 Fattore [Nc] 21,74


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Fattore [Ng] 7,58 Fattore forma [Sc] 1,26 Fattore profondità [Dc] 1,06 Fattore inclinazione carichi [Ic] 1,0 Fattore forma [Sq] 1,13 Fattore profondità [Dq] 1,03 Fattore inclinazione carichi [Iq] 1,0 Fattore forma [Sg] 1,13 Fattore profondità [Dg] 1,03 Fattore inclinazione carichi [Ig] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zq] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zc] 1,0 ====================================================== Carico limite 11,24 Kg/cm² Resistenza di progetto 6,24 Kg/cm² Condizione di verifica [Ed<=Rd] Verificata ====================================================== Autore: VESIC (1975) (Condizione drenata) ====================================================== Fattore [Nq] 11,45 Fattore [Nc] 21,74 Fattore [Ng] 11,97 Fattore forma [Sc] 1,28 Fattore profondità [Dc] 1,07 Fattore inclinazione carichi [Ic] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gc] 1,0 Fattore inclinazione base [Bc] 1,0 Fattore forma [Sq] 1,25 Fattore profondità [Dq] 1,06 Fattore inclinazione carichi [Iq] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gq] 1,0 Fattore inclinazione base [Bq] 1,0 Fattore forma [Sg] 0,79 Fattore profondità [Dg] 1,0 Fattore inclinazione carichi [Ig] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gg] 1,0 Fattore inclinazione base [Bg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zq] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zc] 1,0 ====================================================== Carico limite 12,24 Kg/cm² Resistenza di progetto 6,8 Kg/cm² Condizione di verifica [Ed<=Rd] Verificata ====================================================== Autore: Brinch - Hansen 1970 (Condizione drenata) ====================================================== Fattore [Nq] 11,45 Fattore [Nc] 21,74 Fattore [Ng] 10,05 Fattore forma [Sc] 1,25 Fattore profondità [Dc] 1,06 Fattore inclinazione carichi [Ic] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gc] 1,0 Fattore inclinazione base [Bc] 1,0 Fattore forma [Sq] 1,23 Fattore profondità [Dq] 1,06


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Fattore inclinazione carichi [Iq] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gq] 1,0 Fattore inclinazione base [Bq] 1,0 Fattore forma [Sg] 0,84 Fattore profondità [Dg] 1,0 Fattore inclinazione carichi [Ig] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gg] 1,0 Fattore inclinazione base [Bg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zq] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zc] 1,0 ====================================================== Carico limite 11,53 Kg/cm² Resistenza di progetto 6,4 Kg/cm² Condizione di verifica [Ed<=Rd] Verificata ======================================================

Sisma Autore: HANSEN (1970) (Condizione drenata) ====================================================== Fattore [Nq] 11,45 Fattore [Nc] 21,74 Fattore [Ng] 7,53 Fattore forma [Sc] 1,28 Fattore profondità [Dc] 1,07 Fattore inclinazione carichi [Ic] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gc] 1,0 Fattore inclinazione base [Bc] 1,0 Fattore forma [Sq] 1,25 Fattore profondità [Dq] 1,06 Fattore inclinazione carichi [Iq] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gq] 1,0 Fattore inclinazione base [Bq] 1,0 Fattore forma [Sg] 0,79 Fattore profondità [Dg] 1,0 Fattore inclinazione carichi [Ig] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gg] 1,0 Fattore inclinazione base [Bg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zq] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zg] 0,65 Fattore correzione sismico inerziale [zc] 1,0 ====================================================== Carico limite 9,13 Kg/cm² Resistenza di progetto 5,07 Kg/cm² Condizione di verifica [Ed<=Rd] Verificata ====================================================== Autore: TERZAGHI (1955) (Condizione drenata) ====================================================== Fattore [Nq] 13,7 Fattore [Nc] 26,43 Fattore [Ng] 10,79 Fattore forma [Sc] 1,0 Fattore forma [Sg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zq] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zg] 0,65 Fattore correzione sismico inerziale [zc] 1,0 ====================================================== Carico limite 10,2 Kg/cm²


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Resistenza di progetto 5,66 Kg/cm² Condizione di verifica [Ed<=Rd] Verificata ====================================================== Autore: MEYERHOF (1963) (Condizione drenata) ====================================================== Fattore [Nq] 11,45 Fattore [Nc] 21,74 Fattore [Ng] 7,58 Fattore forma [Sc] 1,26 Fattore profondità [Dc] 1,06 Fattore inclinazione carichi [Ic] 1,0 Fattore forma [Sq] 1,13 Fattore profondità [Dq] 1,03 Fattore inclinazione carichi [Iq] 1,0 Fattore forma [Sg] 1,13 Fattore profondità [Dg] 1,03 Fattore inclinazione carichi [Ig] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zq] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zg] 0,65 Fattore correzione sismico inerziale [zc] 1,0 ====================================================== Carico limite 9,52 Kg/cm² Resistenza di progetto 5,29 Kg/cm² Condizione di verifica [Ed<=Rd] Verificata ====================================================== Autore: VESIC (1975) (Condizione drenata) ====================================================== Fattore [Nq] 11,45 Fattore [Nc] 21,74 Fattore [Ng] 11,97 Fattore forma [Sc] 1,28 Fattore profondità [Dc] 1,07 Fattore inclinazione carichi [Ic] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gc] 1,0 Fattore inclinazione base [Bc] 1,0 Fattore forma [Sq] 1,25 Fattore profondità [Dq] 1,06 Fattore inclinazione carichi [Iq] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gq] 1,0 Fattore inclinazione base [Bq] 1,0 Fattore forma [Sg] 0,79 Fattore profondità [Dg] 1,0 Fattore inclinazione carichi [Ig] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gg] 1,0 Fattore inclinazione base [Bg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zq] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zg] 0,65 Fattore correzione sismico inerziale [zc] 1,0 ====================================================== Carico limite 10,4 Kg/cm² Resistenza di progetto 5,78 Kg/cm² Condizione di verifica [Ed<=Rd] Verificata ====================================================== Autore: Brinch - Hansen 1970 (Condizione drenata) ====================================================== Fattore [Nq] 11,45


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Fattore [Nc] 21,74 Fattore [Ng] 10,05 Fattore forma [Sc] 1,25 Fattore profondità [Dc] 1,06 Fattore inclinazione carichi [Ic] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gc] 1,0 Fattore inclinazione base [Bc] 1,0 Fattore forma [Sq] 1,23 Fattore profondità [Dq] 1,06 Fattore inclinazione carichi [Iq] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gq] 1,0 Fattore inclinazione base [Bq] 1,0 Fattore forma [Sg] 0,84 Fattore profondità [Dg] 1,0 Fattore inclinazione carichi [Ig] 1,0 Fattore inclinazione pendio [Gg] 1,0 Fattore inclinazione base [Bg] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zq] 1,0 Fattore correzione sismico inerziale [zg] 0,65 Fattore correzione sismico inerziale [zc] 1,0 ====================================================== Carico limite 9,88 Kg/cm² Resistenza di progetto 5,49 Kg/cm² Condizione di verifica [Ed<=Rd] Verificata ====================================================== CEDIMENTI ELASTICI ====================================================== Pressione normale di progetto 2,98 Kg/cm² Spessore strato 0,0 m Profondità substrato roccioso 0,0 m Modulo Elastico 0,0 Kg/cm² Coefficiente di Poisson 0,0 ====================================================== Coefficiente di influenza I1 0,01 Coefficiente di influenza I2 0,05 Coefficiente di influenza Is 0,04 ====================================================== Cedimento al centro della fondazione 34,5 mm ====================================================== Coefficiente di influenza I1 0,0 Coefficiente di influenza I2 0,03 Coefficiente di influenza Is 0,02 Cedimento al bordo 8,11 mm ======================================================


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VERIFICA A LIQUEFAZIONE - Metodo del C.N.R. - GNDT Da Seed e Idriss ============================================================================ Svo: Pressione totale di confinamento; S'vo: Pressione efficace di confinamento; T: Tensione tangenziale ciclica; R: Resistenza terreno alla liquefazione; Fs: Coefficiente di sicurezza

Strato Prof. Strato (m)

Nspt Nspt' Svo (Kg/cm²)

S'vo (Kg/cm²)

T R Fs Condizione:

3 5,00 20,00 25,046 0,907 0,657 0,041 0,730 17,94 Livello non liquefacibile




relazione geotecnica e sismicaviavas.regione.campania.it/opencms/export/sites/default/viavas/... ·...

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